Tópicos de Ingeniería de Túneles

TÓPICOS DE INGENIERÍA DE TÚNELES

Gianfranco Perri

Caracas 2012

Caracas 2012


Gianfranco Perri


PRESENTACIÓN

He agrupado en este volumen algunos de los más representativos de mis artículos que sobre la ingeniería de túneles he estado escribiendo durante años, respondiendo así a la petición que en tal sentido me han estado haciendo muchos de mis estudiantes del curso “Proyecto de Túneles” que he dictado en la Facultad de Ingeniería de la Universidad Central de Venezuela ininterrumpidamente por veinte y cinco años. Definitivamente un útil y necesario complemento didáctico a mi texto “Diseño Geotécnico de Túneles” el cual, con sus más de veinte años de vida, ha quedado inevitablemente incompleto y por algunos aspectos superado.

Se trata de treinta y tres artículos, casi todos presentados en los varios congresos a los cuales en diferentes países he participado en calidad de conferencista. Por tal motivo, aunque la mayor parte de los artículos están escritos en español, algunos están escritos en ingles y otros pocos en italiano.

El orden con el cual están presentados los artículos es solo cronológico, desde los más recientes a los más antiguos: él último del volumen se refiere al tema de mi tesis de grado del 1974 en el Politécnico de Torino Italia, el mismo que pocos meses después presenté en el congreso italiano de geotecnia conjuntamente con mis profesores.

Gianfranco Perri

Caracas, 31 de Diciembre 2012

TÓPICOS DE INGENIERÍA DE TÚNELES Gianfranco Perri

ÍNDICE

Ün método constructivo innovador para túneles difíciles basado en controlar las deformaciones del frente¨. XX Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas 8 a 10 Noviembre 2012.

“Marcos metálicos tubulares para el soporte de túneles¨. II Simposio Internacional de Excavaciones en Rocas, San José Costa Rica 7 a 9 Agosto 2012.

“El túnel hidráulico Cipreses excavado en andesitas con TBM abierta en Chacayes Chile¨. II Simposio Internacional de Excavaciones en Rocas, San José Costa Rica 7 a 9 Agosto 2012.

“Construcción de túneles en ambientes urbanos con TBMs“. 3er Seminario Andino de Túneles. Bogotá Colombia 24 y 25 Noviembre 2008. Seminario Internacional de Geotecnia Urbana. Bogotá Colombia, del 17 al 19 Noviembre 2011. 3º Congresso Brasileiro de Túneis e Estruturas Subterrâneas. Sao Paulo Brazil 20 a 22 Marzo 2012.

“Refuerzo del frente de excavación con elementos de vidrioresinas para estabilizar y avanzar a sección completa en túneles construidos en terrenos débiles“. Seminario Internacional sobre Túneles y Obras Subterráneas. APTOS. Lima Perú 4 y 5 Agosto 2011. 3º Congresso Brasileiro de Túneis e Estruturas Subterrâneas. Sao Paulo Brazil 20 a 22 Marzo 2012.

“Túnel de acceso a la Mina El Placer - El Dorado Venezuela“. XIII Congreso Colombiano de Geotecnia y VII Simposio Colombiano de Geotecnia. Manizales Colombia del 21 al 24 Septiembre 2010. VII Congreso Suramericano de Mecánica de Rocas, Lima-Perú 2-4 Diciembre 2010.

“Filtraciones en túneles de la Línea 1 del metro de Caracas“. XIX Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas Venezuela del 28 al 30 Octubre 2010.

“Behavior category and design loads for conventionally excavated tunnels“. XI International Congress on Rock Mechanics, Lisboa Portugal del 9 al 13 Julio 2007.

“Diseño del soporte de túneles en concreto Proyectado reforzado con fibras metálicas“. (En colaboración con Roberto Perri). XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas Venezuela del 9 a l 11 Noviembre 2004. 1er Seminario Andino de Túneles y Obras Subterráneas. Bogotá Colombia 16 y 17 Noviembre 2006.

“Revestimientos de túneles en concreto reforzado con fibras metálicas: Principios, experiencias, perspectivas”. (En colaboración con G. Plizzari; L. Cominoli y R. Perri). XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas Venezuela del 9 al 11 Noviembre 2004. 1er Seminario Andino de Túneles y Obras Subterráneas. Bogotá Colombia 16 y 17 Noviembre 2006.

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GIANFRANCO

Tachado

“Túneles excavados convencionalmente: Geomecánica soportes y revestimientos. La experiencia Venezolana“. I Simposio Colombiano de Túneles y Obras Subterráneas. Bogotá Colombia, 28 Noviembre 2005. VI Congreso Suramericano de Mecánica de Rocas. Cartagena Colombia del 8 al 13 Octubre 2006. Congreso de Ingeniería Civil. San José Costa Rica del 17 al 19 Septiembre 2008.

“La moderna tecnología ‘EPBS’ en la construcción de los túneles de gran diámetro de la Línea 1 del Metro de Valencia”. XVII Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas Venezuela, del 5 al 7 Noviembre 2002. International Conference South American Tunnelling. Sao Paulo Brazil del 29 Febrero al 3 Marzo 2004. International Congress on Mechanized Tunneling: Challenging Cases Histories. Torino Italia del 16 al 19 Noviembre 2004.

“Historia y a ctualidad de los túneles en Venezuela”. International Conference and South American Tunnelling. Sao Paulo Brazil del 29 Febrero al 3 Marzo 2004. XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas, 9 al 11 Noviembre 2004.

“Proyecto de túneles: Criterios de diseño”. Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia N. 81. Caracas Venezuela, Enero 2002.

”Indagini e controlli geotecnici per il progetto e la costruzione di gallerie in ambiente urbano”. Politecnico di Torino. Torino Italia Junio 2000.

“Características de resistencia de los macizos rocosos y uso del GSI para evaluar las cargas sobre el soporte de túneles poco profundos excavados en rocas”. Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia N. 74. Caracas Venezuela Junio 1998.

“Geomecánica de los túneles: Una visión pragmática”. Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia N. 74. Caracas Venezuela Junio 1998.

“Umbrella Arch: En el Ferrocarril Caracas-Cúa un método constructivo para túneles en terrenos difíciles basado en la versión moderna de la técnica del Marchavanti”. Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia N° 74. Caracas Venezuela Junio 1998.

“Caracterización Geomecánica de macizos rocosos para el proyecto de túneles. Distribución deterministica Vs. Distribución probabilística”. XIV Seminario Venezolano de Geotecnia, Noviembre 1996. Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia N. 73. Caracas Venezuela Diciembre 1997.

"Analysis of the effects of the two new twin tunnels excavation very close to a big diameter tunnel of Caracas subway". International Congress on Tunnelling and Ground Conditions. El Cairo Egypto, del 3 al 4 Abril 1994. IV Congreso Suramericano de Mecánica de Rocas. Santiago Chile del 10 al 14 Mayo 1994.

"Analysis and prevention of the damages that could be caused by the future excavation of hydraulic tunnel very close to Caracas subway tunnels". International Symposium Eurock 93. Lisboa Portugal, del 21 al 24 Junio 1993.

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GIANFRANCO

Tachado

"La problemática geotécnica del Metro de Caracas presente en importantes foros internacionales". XII Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas Venezuela del 3 al 7 Noviembre 1992.

"Evolución de los criterios y métodos para el análisis y diseño geotécnico estructural de los Túneles Standard del Metro de Caracas". XII Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas Venezuela del 3 al 7 Noviembre 1992.

"Análisis numérico para los túneles gemelos de La Bandera en la Línea III del Metro de Caracas". Congreso Internacional Hacia Nuevos Mundos en Túneles. Acapulco México del 16 al 20 Mayo 1992.

"Análisis Numérico de un Túnel Urbano de Caracas". IX Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones. Viña del Mar Chile del 26 al 30 Agosto 1991. Bollettino della Associazione Mineraria Subalpina. Anno XXVIII número 3. Torino Italia Septiembre 1991.

"Jet Grouting in Tunnelling: Consolidation in the ‘El Silencio’ manouvering section of the second line. Caracas Subway". International Congress on Tunnel and Underground Works. Chengdu China del 3 al 7 de Septiembre 1990. 3er. Congreso Suramericano de Mecánica de Rocas. Caracas Venezuela del 16 al 20 Octubre 1990.

"Interazione Terreno-Struttura nelle gallerie della Metropolitana di Caracas". Congresso Internazionale di Geoingegneria. Torino Italia del 27 al 30 Septiembre 1989.

"Consideraciones acerca de la Interacción terreno-estructura en los Túneles". VIII Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones. Cartagena Colombia del 16 al 21 Agosto 1987. X Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas Venezuela del 17 al 21 Octubre 1988.

"La tecnología "CCP" en el Metro de Caracas". VIII Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones. Cartagena Colombia del 16 al 21 Agosto 1987.

"TUNEL: Sistema computarizado aplicado al diseño geomecánico de excavaciones subterráneas". (En colaboración con V. Montesinos y M. Castillejo). I Congreso Latinoamericano de Obras Subterráneas. Caracas Venezuela 1984.

"Análisis numérico de pantalla de micropilotes anclada para la contra-cimentación de estructuras adyacentes al túnel del Metro de Caracas". I Congreso Latinoamericano de Obras Subterráneas. Caracas Venezuela 1984.

"Túneles en macizos rocosos: Introducción al análisis geomecánico". Geomec N. 11. Caracas Universidad Central de Venezuela Junio 1982.

"Indagine sulla bullonatura di gallerie. Metodo di calcolo per bulloni comunque inclinati" (En colaboración con G. Barla y M. Cravero). XII Congresso Nazionale di Geotecnica. Cosenza Italia del 18 al 21 Septiembre 1975.

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XX SEMINARIO VENEZOLANO DE GEOTECNIA “Desafíos en el Ejercicio de la Geotecnia” - Caracas Noviembre 2012

UN MÉTODO CONSTRUCTIVO INNOVADOR PARA TÚNELES

BASADO EN CONTROLAR LAS DEFORMACIONES DEL FRENTE

Gianfranco Perri

Caracas - Venezuela [email protected]

RESUMEN. El oportuno control y la correspondiente minimización de las deformaciones que inevitablemente se producen alrededor de las excavaciones subterráneas, constituyen la base conceptual de un innovador método de diseño y construcción de túneles, gracias al cual es posible excavar túneles de manera segura eficiente y rápida, avanzando siempre a sección completa, también con secciones eventualmente grandes y en terrenos geotécnicamente difíciles. Para controlar las deformaciones, limitando su desarrollo primario y garantizando al mismo tiempo la estabilidad del frente de excavación y por consecuencia la de la cavidad próxima, se recurre a la consolidación o refuerzo sistemático del núcleo del frente, mediante elementos estructurales generalmente tubulares de vitroresinas, los cuales son sistemáticamente introducidos en agujeros e inyectados con lechada a baja presión dispuestos paralelos al eje del túnel y uniformemente distribuidos sobre la sección, con longitud del orden de un par de veces el ancho de la sección de excavación y en cantidad variable en función de las características geotécnicas del medio en que se está excavando y de las tensiones naturales existentes en el mismo. La experiencia exitosa de la implementación de tal concepto y tal tecnología, ya ha cumplido algunas decenas de años y se está rápidamente difundiendo en Europa y más recientemente también en otras regiones del mundo. En este trabajo se presentan los conceptos, las tecnologías y los resultados.

INTRODUCCION Partiendo de la meticulosa observación del comportamiento de las obras subterráneas excavadas en condiciones potencialmente críticas, el profesor Pietro Lunardi con mucha experiencia en el diseño de túneles y con una buena dosis de intuición ingenieril, hace más de unos veinte años ha iniciado a experimentar, bien sea con análisis teóricos y bien sea con aplicaciones y monitoreos de campo, una nueva manera de concebir el diseño y la construcción de túneles, hasta llegar con los años a la definitiva formulación y sistemática exitosa aplicación de una nueva metodología, la cual desde Italia se ha ido difundiendo en muchos otros países de Europa, como por ejemplo en Francia, y más recientemente también en América, del Norte y del Sur.

El método en cuestión, que debe ser más bien considerado una filosofía de diseño y construcción, está basado en el análisis y control de las deformaciones en el frente y contorno de la excavación. El método en efectos, a diferencia de los enfoques tradicionales, se centra en el rol central y fundamental que juegan las deformaciones iniciales que se producen en el medio cuando el mismo es afectado por una excavación subterránea. Las deformaciones son en realidad la verdadera respuesta o reacción que produce el medio a la acción de excavación y es en aquellas que es por lo tanto necesario concentrar la atención para entenderlas a fondo y en todo su detalle, desde su surgimiento y luego a través de toda su evolución (Fig. 1). El medio en el que se excava es el principal material de construcción del túnel, se encuentra naturalmente sujeto a solicitaciones triaxiales que son consecuencias de las cargas

litoestáticas de varios y a veces complejos orígenes geológicos, y la acción de excavar causa la perturbación de tales condiciones naturales en el medio próximo al avance, afectando su estado de solicitación natural, bien sea en su componente longitudinal que en las transversales al eje de avance de la excavación.

FIG. 1 Respuesta deformatoria de la excavación

En este orden de ideas, especial atención se le debe prestar al núcleo de avance (Fig. 2), que se define como el volumen de terreno que está aguas arriba del frente de excavación, de forma casi cilíndricas y dimensiones transversales y longitudinal del orden del diámetro del túnel: la llegada de la excavación produce en el estado de solicitación de este núcleo cambios graduales, desde un estado triaxial a uno biaxial, y como resultado de esta alteración puede producirse un comportamiento estable, o estable

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mailto:[email protected]

CONTROL DE LA RESPUESTA DEFORMATORIA solo en el corto plazo, o inestable. Lo anterior, en función de la magnitud de las cargas litoestáticas y también de la velocidad del avance, la cual está a su vez estrechamente vinculada al método de excavación utilizado: una velocidad de avance relativamente elevada reduce la propagación de la perturbación incidiendo positivamente sobre la respuesta deformatoria del medio en su conjunto.

Contrariamente a los métodos tradicionales, que consideran resolver los problemas críticos de estabilidad parcializando la sección del túnel y aplicando pernos, costillas, concreto proyectado y soleras más o menos provisorias, actuando dentro de la cavidad solamente aguas abajo del frente de excavación, el método de Lunardi, avanzando siempre a sección completa, estabiliza la excavación interviniendo sobretodo en el terreno aguas arriba del frente de excavación, o sea sobre el núcleo de excavación (Fig. 4).

Para tal fin se utiliza como principal instrumento de control el mismo núcleo de excavación aguas arriba del frente, reforzándolo adecuadamente y protegiéndolo si necesario, mientras aguas abajo del frente se recurre al eventual cierre del fondo excavación con un arco de solera.

FIG. 2 Cambios tensionales en el núcleo de avance Contrariamente a la visión tradicional y demasiado simplista que identifica la respuesta del medio en la sola convergencia de la sección excavada, la real respuesta deformatoria del medio incluye tres diferentes componentes básicas (Fig. 3): • la extrusión, identificada como la componente primaria, se desarrolla en gran medida dentro del cuerpo del núcleo y se manifiesta en correspondencia de la superficie expuesta del frente en el sentido del eje longitudinal del túnel, se puede perfectamente medir experimentalmente con instrumentos que se insertan en un agujero perforado desde el frente en el eje del túnel;

FIG. 4 Diferencias entre lo tradicional y lo innovador • la preconvergencia, identificada como la componente secundaria, se desarrolla sobre el perímetro teórico de la sección a excavar inmediatamente aguas arriba del frente, se evalúa analíticamente o numéricamente mediante adecuados algoritmos;

Efectivamente, actuando sobre la rigidez del núcleo de avance, mediante la implementación de adecuadas intervenciones de confinamiento protección y refuerzo, se evita que la llegada del frente de excavación anule por completo la tensión principal (σ3) de confinamiento longitudinal y por lo tanto que el núcleo pase de un estado de solicitación triaxial a uno biaxial, pudiendo de esta manera controlar la deformación del núcleo, su extrusión y la consecuente preconvergencia …y, naturalmente y automáticamente la convergencia de la cavidad.

• la convergencia, identificada como la tercera componente, se desarrolla la sobre el perímetro de la excavación aguas abajo del frente, se puede medir fácilmente con instrumentos ópticos o mecánicos.

En efectos, repitiendo el concepto, la convergencia representa el último estadio de un proceso deformatorio muy complejo que surge aguas arriba del frente de excavación y la misma, vinculada a plastificación del terreno alrededor de la cavidad, es muy difícil de controlar e imposible de hacer retroceder una vez que haya alcanzado una magnitud significativa. Es por lo anterior que la filosofía innovadora aquí expuesta, considerando la verdadera génesis y la evolución de la respuesta deformatoria de una excavación subterránea, concentra todos los esfuerzos en el control de la extrusión del núcleo, siendo tal fenómeno la fuente primaria de todo el proceso deformatorio. Si la extrusión es convenientemente mantenida dentro del rango elástico, el proceso evoluciona hacia fenómenos de preconvergencia y de convergencia ciertamente limitados y posiblemente también dentro del rango elástico, lo que finalmente permite también reducir las cargas sobre los soportes.

FIG. 3 Extrusión - Preconvergencia - Convergencia

La convergencia por lo tanto, es sólo la última etapa de un fenómeno de deformación muy complejo, que se origina aguas arriba del frente de la excavación en la forma de la extrusión del núcleo y, pasando por la preconvergencia, progresa hasta evolucionar aguas abajo del mismo con la conocida convergencia de la cavidad.

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Ahora bien, en términos generales los macro escenarios frente a los cuales puede encontrarse una excavación subterránea, se resumen de manera simplificada con referencia a las siguientes tres posibles categorías de excavación (Fig. 4): • Clase A con comportamiento estable del frente de excavación y del núcleo de avance. • Clase B con comportamiento estable a corto plazo del frente de excavación y del núcleo de avance. • Clase C de comportamiento inestable del frente de excavación y del núcleo de avance.

FIG. 6 Refuerzo del núcleo con vitroresinas en el túnel Appia Antica de 20,65 m de diámetro y 18 m de cobertura excavado a sección plena En adelante, las aplicaciones exitosas de los elementos de vitroresinas para reforzar y estabilizar el frente de túneles en terrenos difíciles se han multiplicado y difundido enormemente en muchas partes de Italia Europa y América (Figs. 7).

FIG. 5 Clases de comportamiento de una excavación

Entonces, dentro del contexto conceptual ilustrado, es evidente que para estabilizar a corto y largo plazo un túnel durante la excavación, las Clases de comportamiento B y C deben ser reconducidas a la Clase A interviniendo para ello, en primer lugar, sobre la rigidez confinamiento y estabilidad del núcleo de avance.

TECNOLOGÍAS DEL CONTROL DEFORMATORIO Aunque existen otros métodos potencialmente útiles, por ejemplo el jet grouting, se ha comprobado que la manera más eficiente y efectiva para reforzar un núcleo de avance insuficientemente competente, rigidizándolo y confinándolo, es mediante la utilización de elementos estructurales compuestos de fibras de vidrio amalgamadas con resinas sintéticas. En efectos ha sido justamente gracias al desarrollo de esta tecnología que la idea del control del fenómeno deformatorio de las excavaciones subterráneas se ha podido convertir en una gran realidad en la construcción de túneles críticos. Lunardi lo comprobó por primera vez en el 1985 durante la excavación un túnel hidráulico de solamente 5 metros de diámetro, construido para encausar el arroyo Citronia en Salsomaggiore Terme y luego utilizó las vitroresinas con gran éxito en la excavación a sección completa de túneles en terrenos blandos y dimensiones cada vez más grandes, de hasta más de más de 20 m de diámetro, cómo a ejemplo en el caso del túnel Appia Antica en Roma (Fig. 6).

Fig. 7 Túnel Coruma del Ferrocarril Caracas-Cúa

Un laboratorio interesantísimo lo constituyeron los túneles de la línea ferroviaria de alta velocidad construida entre Bologna y Firenze donde la pésima calidad geomecánica de las formaciones geológicas a atravesar, constituidas por terrenos limosos arcillosos y arenosos e inclusive a veces bajo falda freática, implicaba enormes dificultades para la excavación de los numerosos túneles previstos en el proyecto, para un total de aproximadamente 70 kilómetros de excavaciones subterráneas: 9 túneles principales con 140 m2 de sección de excavación y longitudes comprendidas entre 528 y 16775 metros.

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En cuanto a las tecnologías de los elementos de vitroresinas (Figs. 8 y 9), la evolución desde los iniciales pernos o barras de sección circular, lisas o corrugadas, hacia los elementos tubulares fue natural e inmediata para facilitar y optimizar el proceso de inyección necesario a la cementación de los elementos al terreno. También los tubos fueron inicialmente lisos, luego se mejoró su adherencia al mortero cementante con la incisión de canales helicoidales conformados sobre la superficie cilíndrica externa del tubo mediante el corte de material, y finalmente obteniendo una adherencia aún mejorada pero arrugando las mismas fibras sin operar su corte.

Fig. 8d Elementos VTR de sección en Y o a estrella Sucesivamente, se introdujeron también elementos planos a sección rectangular en forma de platinas, cuya flexibilidad facilita el transporte en rollos, permitiendo la confección en situ de los elementos a utilizar, seleccionando longitud y cantidad de platinas con las cuales confeccionar los elementos en función de las exigencias de cada proyecto específico. También se han experimentado elementos a forma de Y o Estrella, con agujero central o con una manguera plástica separada de inyección, así como necesariamente ocurre en los antes descritos elementos en forma de platinas (Figs. 9).

Fig. 8a Elementos VTR lisos de sección circular

Fig. 8e Elementos VTR de sección rectangular Fig. 8b Elementos VTR corrugados de sección circular

Finalmente y más recientemente, también se han incorporado al mercado diferentes elementos de vitroresinas especiales, o sea con características específicamente adaptas para aplicaciones en condiciones no rutinarias, como por ejemplo las que requieren de elevadas presiones de inyección con eventual reinyección y su atento control, o las en que es necesario controlar los volúmenes de la misma inyección garantizando al mismo tiempo una elevada adherencia en terrenos muy fracturados o muy blandos. En el primer caso se trata de elementos tubulares que incluyen una serie de válvulas oportunamente distribuidas sobre su longitud y que además se complementan con una camisa plástica internamente solidaria de alta resistencia, mientras en el segundo caso se trata de elementos aún tubulares, pero complementados con una manga o saco externo constituido por un especial geotextil (Figs. 10).

Fig. 8c Elementos VTR tubulares

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Products Characteristics

Tv-c /L Фext Фint Adherence pipe‐concrete Area Tensile Failure Perímetro

[mm2] ʈ v‐c [t\m2] σt [N\mm2] [mm] [mm] [mm] [t/m]

50 40 707 450‐600 157 100 16

60 40 1570 450‐600 188 150 28

76 40 3278 450‐600 239 200 48

Fig. 9 Ejemplos de las características básicas de los elementos VTR

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Fig. 10a Elementos VTR tubulares reforzados y valvulados

Fig. 10b Elementos VTR tubulares con geotextil externo para controlar el volumen de inyección y la adherencia

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ismas y contribuyendo finalmente a controlar su deformación

as de micropilotes o de jet grouting, o el recorte mecánico conformando conchas arqueadas de concreto

ar del oporte en las inmediaciones del frente, construyendo el arco vertido estructural, sea de pre-soporte o sea definitivo.

mExisten sin embargo escenarios críticos en grado extremo, por ejemplo de excavaciones con grandes dimensiones bajo coberturas muy reducidas en terrenos muy blandos e incompetentes y eventualmente debajo de un nivel freático, para los cuales es necesario complementar las acciones de refuerzo del núcleo del frente con otras acciones protectoras del mismo.

y extrusión. Existen para ello diferentes técnicas ya ampliamente experimentadas, también llamadas de pre-soporte, cuales son por ejemplo, los paragupproyectado (Fig. 11). Y finalmente se puede siempre recurrir al cierre anul

El objetivo principal a cumplir con tales intervenciones protectoras del núcleo de avance, es producir una canalización de las presiones litoestáticas para conducirlas en buena parte afuera del núcleo mismo, descargándolo parcialmente de las

sin

Fig. 11

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L DISEÑO DEL CONTROL DEFORMATORIO

lo general se pueden desarrolla las cavaciones subterráneas:

son algo diferidos y son por lo general de limitado cance.

do margen e seguridad las limitadas cargas radiales del terreno.

o (las extrusiones) inician a ndicionar la estabilidad del túnel.

les , alternativamente, integrada a adecuados marcos metálicos.

cia de la cavidad, entre a actuar el oporte radial instalado.

ir al colapso localizado o eneralizado de la cavidad excavada.

ejora del rreno los cuales podrán ser de vitroresina o metálicos.

az el fuerzo del núcleo del frente con elementos de vitroresina.

ién las cargas finales de equilibrio obre el soporte del túnel.

ndiendo la selección de cada circunstancia específica (Fig. 12).

E A manera de premisa de este capítulo, es útil complementar la descripción que en la introducción se ha hecho en relación a los posibles tres macro escenarios, o clases de comportamiento de la excavación, en los que porex

• Clase de comportamiento “A” Comportamiento a frente estable. Tal clase de comportamiento se produce cuando el estado de solicitación, que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio se mantienen próximos a la resistencia elástica del mismo y los fenómenos de deformación que consiguen a la excavación evolucionan en campo elástico en el frente y eventualmente en un incipiente campo elasto-plástico sobre el contorno de la cavidad, al Las intervenciones de estabilización son de tipo conservativo basadas en técnicas de contraste pasivo, o sea dirigidas a evitar el completo de-confinamiento del terreno en el contorno de la cavidad y su descompresión más allá del mismo contorno. En lo que específicamente se refiere al soporte, en esta clase de comportamiento se considera apropiada la puesta en obra de un sistema compuesto por la integración de una capa de concreto proyectado fibroreforzado de moderado espesor con eventualmente pernos, capaz de contrastar con adecuad

• Clase de comportamiento “B” Comportamiento a frente estable solo a corto plazo. Tal clase de comportamiento se produce cuando el estado de solicitación que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio alcanzan y eventualmente superan por poco las características de resistencia elástica del mismo y los fenómenos de deformación que consiguen a la excavación inician a evolucionar en campo elasto-plástico sobre el frente y el contorno de la cavidad, se desarrollan lentamente en relación a las normales velocidades de avance de la excavación y, aunque no se producen evidentes derrumbes del frente debido al moderado desequilibrio tensional, las deformaciones axiales del núcleco Las intervenciones de estabilización es aún posible que puedan ser solo de tipo conservativo pero, en lo que específicamente se refiere al soporte, en esta clase se requiere instalar estructuras de contraste suficientemente pesadas para soportar las ya importantes cargas radiales del terreno y tales estructuras están constituidas por una capa de concreto proyectado fibroreforzado de buen espesor integrada a un denso esquema de pernos radiao Inclusive, para las condiciones más críticas de esta misma clase, las intervenciones de estabilización pueden llegar a ser parcialmente mejorativas, complementando las descritas intervenciones conservativas con el refuerzo del frente mediante

elementos de vitroresina con el objeto de rigidizarlo lo suficiente para permitir un aceptable equilibrio temporal de la cavidad hasta tanto, después de haberse desarrollado una limitada y por lo tanto aún beneficiosa convergens

• Clase de comportamiento “C” Comportamiento a frente inestable. Tal clase de comportamiento se produce cuando el estado de solicitación que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio superan las características de resistencia del mismo y los fenómenos de deformación evolucionan rápidamente en campo de ruptura dando lugar a graves manifestaciones de inestabilidad tales como la caída del frente y el posible colapso de la cavidad, sin dejar tiempo suficiente para actuar con las intervenciones de contención radial y las deformaciones axiales del núcleo (las extrusiones) son relevantes y condicionan fuertemente la estabilidad del túnel pudiendo inducg El soporte primario debe ser suficientemente pesado y estar constituido por una espesa capa de concreto proyectado fibroreforzado y pesadas costillas metálicas eventualmente integradas con la aplicación de elementos radiales de mte Pero en esta clase de comportamiento de la excavación, antes de la instalación del soporte es también necesario actuar a monte del frente de avance con intervenciones mejorativas de protección pre-consolidación y pre-contención del núcleo de avance, para limitar el desarrollo de la plastificación más allá del frente de la excavación en sentido radial, resultando para ello muy eficre Inclusive, para las condiciones más críticas de esta misma clase, las intervenciones pueden llegar a ser dominantemente mejorativas y a tal fin la consolidación del frente mediante elementos de vitroresina se puede extender en el inmediato estrados del perímetro de la excavación, mediante la colocación de una serie de elementos de vitroresina periféricos y algo inclinados respecto al eje del túnel para de tal manera afectar, con la acción mecánica de la armadura de pre-consolidación, una corona de terreno inmediatamente externa al perímetro de excavación, contribuyendo de tal forma a limitar la extensión del radio de plastificación alrededor de la excavación y en consecuencia limitar tambs Debido a las muy precarias condiciones geomecánicas que pueden llegar a mostrar los terrenos en esta problemática clase de comportamiento de la excavación, es posible además que sea necesario complementar e integrar las citadas intervenciones estabilizadoras del núcleo de avance. Para ello se puede por ejemplo recurrir a la construcción de arcos de pre-soporte de la excavación (umbrella arch), o a la ejecución de pre-cortes para conformar conchas arqueadas de concreto proyectado, o a la puesta en obra de arcos de solera estructural al frente, provisionales o definitivos, etc., depe

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Fig. 12

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En cuanto al diseño propiamente dicho debe enfatizarse que el método que se ha descrito para el diseño y la construcción de túneles en condiciones difíciles, basado en el control de la deformación del frente y del núcleo de avance, centra la atención en el análisis de la respuesta deformatoria, entendida como reacción del medio a la acción de excavación, y considera la rigidización del núcleo cómo una herramienta para el control de la extrusión del frente y de las consecuentes preconvergencia y convergencia de la cavidad.

Tal análisis y tal control desempeñan por lo tanto un papel fundamental y son pasos necesarios para poder diseñar y construir correctamente las obras subterráneas. El ‘análisis’, que se realiza previo a la construcción, cumple con el objetivo de predecir la deformación que se produce como resultado de la excavación, utilizando para ello las herramientas de cálculo analítico o numérico. También incluye, sobre la base de las predicciones hechas, la determinación de los sistemas tiempos y etapas constructivas, así como de los tipos de herramientas y equipos necesarios y útiles para la excavación y para la consolidación protección y estabilización del frente y de la cavidad. El ‘control’ en cambio, se produce durante la construcción, cuando se actúan las decisiones diseñadas y las mismas son comprobadas por medio del monitoreo de la respuesta deformatoria a las acciones inducidas con la excavación. Tal control permite las oportunas adecuaciones del diseño a las efectivas condiciones de la obra mediante la implementación de los eventuales ajustes tendientes a optimizar el balance entre las intervenciones La implementación de la metodología en cuestión implica por lo tanto que el proceso de diseño incluya toda la siguiente secuencia: • Investigación y caracterización geológica, hidrogeológica y

geomecánica del medio natural a excavar. • Análisis del probable comportamiento de la excavación,

suponiendo la ausencia de intervenciones de estabilización, determinando la categoría (A-B-C) de comportamiento de la excavación en función de las condiciones de estabilidad del frente y del núcleo de avance.

• Selección de los posibles procedimientos de excavación y de estabilización, evaluando la eficacia de las soluciones elegidas y previendo los posibles rangos de variabilidad del comportamiento deformatorio real del túnel durante la excavación, incluyendo además la identificación de las correspondientes intervenciones complementarias, alterna o integradoras.

Lo anterior se debe finalmente acoplar perfectamente con la fase de ejecución de la obra, a base de la cual debe absolutamente implementarse un adecuado y riguroso sistema de monitoreo (Fig. 13) y retroalimentación del diseño, conformando así un sistema integrado y de garantía de éxito, no solamente en términos de seguridad y estabilidad, sino también en términos de productividad y de respecto de los costos y sobre todo de los tiempos de ejecución de la obra.

Extrusión (mm) Convergencia

TUNEL VASTO – FERROCARRIL ANCONA-BARI

Fig. 13 Monitoreo de la extrusión y de la convergencia en relación con el avance del túnel.

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Fig. 14 Abaco para el pre-dimensionado preliminar de las cuantías de VTR (Gianfranco Perri - 2012)

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CONCLUSIONES El "Arte", dentro de la Ingeniería de Túneles, ha ocupado siempre un lugar predominante: desde los orígenes cuando todo era "Arte", hasta los tiempos más modernos en los que la computación y el automatismo más sofisticado aún no han permitido prescindir de una amplia dosis de "Arte" en la adopción de nuevas tecnologías y metodologías para la construcción de las grandes obras subterráneas. Es así que, dentro del marco descrito, en la construcción de túneles se proponen constantemente soluciones más o menos novedosas, basadas sobre el empirismo y la experiencia en unos casos o sobre la simple evolución de antiguas técnicas en otros, para que sea siempre la práctica a verificar sus cualidades y defectos y solamente entonces por lo general es cuando intervienen la "Ciencia" y las "Teorías" a analizar o corroborar y, esto es cierto, generalmente optimizar el fruto del "Arte", elevándolo a las categorías de "Técnica o Ciencia". Ha sido dentro de este continuo proceso de innovación tecnológica que, desde hace varios años se ha venido experimentando (inicialmente en Italia hacia mitad de los ’80 y luego en muchas otras partes del mundo) en la construcción de túneles excavados en terrenos difíciles en condiciones críticas en relación con la estabilidad de la excavación, una técnica de consolidación (o de refuerzo, o de protección) del núcleo del terreno que constituye el frente de excavación, mediante la introducción en el mismo de un conjunto de elementos estructurales lineares, colocados uniformemente distribuidos y paralelos al eje del túnel. Los sistemas constituidos por elementos estructurales de vidrio-resina VTR utilizados para rigidizar y estabilizar los frentes de excavación de túneles construidos en condiciones geomecánicas precarias, constituyen en efectos un formidable medio para el control de la estabilidad de las obras subterráneas, permitiendo mantener niveles de seguridad y de productividad elevados, aún en condiciones geomecánicas potencialmente criticas o muy críticas. Existe una gama amplia de tipologías y de tecnologías de tales elementos VTR, lo cual permite en cada caso específico seleccionar el tipo de VTR a utilizar en función de las exigencias técnicas y operativas de la obra a ejecutar. El diseño de tales sistemas VTR se puede elaborar preliminarmente recurriendo a tablas o ábacos (Fig. 14) de referencia y, en las fases iniciales de un proyecto, mediante sencillos métodos numéricos, a partir de la estimación de las características geomecánicas básicas de los terrenos a excavar y conociendo las dimensiones de la sección del túnel y las condiciones de solicitaciones naturales preexistentes en los sitios en que se efectuarán las excavaciones. Luego se ajustan los diseños recurriendo a metodologías de análisis y cálculo más sofisticadas, de acuerdo con la importancia y criticidad de la obra y con el nivel y cantidad de información diagnóstica de la cual se disponga.

Finalmente en las fases constructivas se optimiza el diseño y la operación del sistema VTR implementado, mediante la adecuada instrumentación y el sistemático monitoreo de las excavaciones. Para concluir debe también considerarse que por un lado, la adopción de la técnica de los sistemas VTR aplicados en los frentes de excavación de un túnel no siempre por si sola podrá ser suficiente a garantizar la estabilidad, ya que habrá casos especialmente críticos en los cuales será necesario complementar el ciertamente útil y beneficioso utilizo de los VTR con alguna otra técnica de consolidación o pre-soporte y que, por otro lado, habrá situaciones no tan críticas en las cuales el uso de los VTR aunque no estrictamente indispensable para mantener la estabilidad, bien puede contribuir a incrementar la seguridad controlando al mismo tiempo los fenómenos deformatorios de la cavidad en beneficio de la optimización de los soportes temporales y revestimientos definitivos a colocar en un túnel. REFERENCIAS Lunardi P. and Others (1993) Technical and financial planning of underground works: the ADEC O-RS method VI European Forum of Engineering Economics, Bocconi University, Milano, 13-14 May Kovári K. (1994) On the Existence of NATM Erroneous Concepts behind NATM Tunnel No. 1 - Gallerie e Grandi Opere Sotterranee No. 44 Lunardi P. e Altri (1997) Una soluzione innovativa per la realizzazione di gallerie naturali senza copertura Quarry and Construction, May Perri G. (1998) Umbrella Arch: En e l Ferrocarril Caracas-Cúa un método constructivo para túneles en terrenos difíciles basado en la versión moderna de la técnica del Marchavanti Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia, N° 74. Caracas, Junio Lunardi P. (2000) Design & constructing tunnels ADECO-RS a pproach Tunnels & Tunnelling International. Suplemento especial, May Lunardi P. (2001) The ADECO-RS approach in th e design and construction of the underground works of Rome to Naples High Speed Railway Line: a comparison between final design specifications, construction design and “as built” AITES-ITA World Tunnel Congress, Milano, 10-13 Junio, Vol. 3 Perri G.(2006) Clases de com portamiento y cargas de diseño para túneles excavados convencionalmente VI Congreso Suramericano de Mecánica de Rocas. Cartagena - Colombia, 8-13 Octubre Lunardi P. (2008) Design and construction of tunnels. Analysis of controlled deformation in ro cks and soils . SPRINGER, Berlim Heidelberg. Disponíble tambien en Italiano (Ed. Hoepli) y en Chino (Ed. China Railway y Publishing House) Perri G. 2012 Refuerzo del fr ente de excavación con e lementos de vidrioresinas para avanzar a sección completa en túneles con terrenos débiles 3º Congresso Brasileiro de Túneis e Estruturas Subterrâneas. Sao Paulo Brazil 20 a 22 Marzo Perri G. (2012) Tópicos de Ingeniería de Túneles 500 páginas http://issuu.com/gianfrancoperri/docs/topicos_de_ingenieria_de_tuneles?mode=window&pageNumber=1

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MARCOS METÁLICOS TUBULARES PARA EL SOPORTE DE TÚNELES

TUBULAR STEEL RIBS OF SUPPORT FOR THE TUNNELS

Gianfranco Perri Profesor de Túneles en la Universidad Central de Venezuela [email protected]

Carla L. Zenti Coordinadora técnica de Elas Geotecnica Italia [email protected]

RESUMEN Un interesante y novedoso desarrollo de marcos metálicos tubulares ha proporcionado nuevas opciones estructuralmente satisfactorias para el soporte de túneles excavados convencionalmente, ya que permite una buena flexibilidad en el diseño y ofrece una interesante rentabilidad en la construcción, eliminando al mismo tiempo la mayor parte de los inconvenientes prácticos que eran propios de los tradicionales marcos metálicos conformados con perfiles laminados. Se trata de perfiles tubulares que luego de ensamblados y colocados en obra, s e rellenan de concreto dando lugar finalmente a un e lemento estructuralmente muy eficiente. En efectos, los perfiles tradicionales abiertos, también los que tienen buena forma y buenas propiedades mecánicas, puede mostrar limitaciones debido al hecho que las propiedades estáticas son fuertemente penalizadas para las solicitaciones que se desarrollan en un plano diferente al teórico previsto, lo cual en la práctica tunelera es en cambio muy frecuente que se produzca. Por el contrario, un perfil circular cerrado, cual es el tubular, se caracteriza por poseer una sección con simetría axial completa, lo que asegura a l a sección resistente, la capacidad de hacerse cargo de las cargas axiales y excéntricas que actúan en cualquier dirección respecto a la sección del túnel. En el artículo se describe esta novedosa tecnología, sus peculiaridades prácticas de fabricación y de instalación dentro del túnel, sus principios conceptuales y algunos de sus resultados experimentales.

ABSTRACT An interesting and novel development of tubular metallic ribs has provided new options structurally satisfactory for supporting conventional tunnels, allowing good flexibility in design and offers an interesting performance in construction, while are eliminated most of the practical problems were typical of traditional metal frames with rolled formed. These tubular assemblies and then placed in work, filled with concrete leading finally to a very efficient structural element. In effect, the traditional open profiles, which also have good form and good mechanical properties, can show limitations due to the fact that the static properties are heavily penalized for the stresses that develop in a d ifferent plane than the theoretical expected, which in tunneling practice is instead very common occurrence. By contrast, a cl osed circular profile, which is tubular, is characterized by a complete section with axial symmetry, which ensures a resilient section, the ability to take over and eccentric axial loads acting in any direction and regarding the section of the tunnel. The article describes this new technology, its peculiarities manufacturing practices and installation in the tunnel, its conceptual principles and some of his experimental results.

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INTRODUCCION En la excavación de un túnel, la instalación del soporte primario es la operación que se ejecuta inmediatamente después de efectuar la excavación, ya que su actuación es necesaria para soportar la excavación hasta tanto sea eventualmente construido el revestimiento final del túnel. La práctica tunelera de las excavaciones convencionales, prevé que en muchas de las clases de comportamiento de la excavación es indispensable, y en otras es solo conveniente, recurrir al uso de los marcos metálicos para conformar el soporte, integrándolos con el concreto proyectado y con otros eventuales elementos complementarios. Tales marcos o costillas metálicas están conformados, tradicionalmente y por lo general, mediante el calandrado y el ensamblaje de perfiles estructurales abiertos del tipo IPE, HE, IPN y otros, los cuales se caracterizan estructuralmente por presentar una resistencia fuertemente anisotropica con lo cual en cualquier dirección diferente a su dirección teórica de trabajo, las propiedades estáticas resistentes resultan muy penalizadas. Basado en tal consideración, y en atención a las dificultades prácticas de poder garantizar en el subterráneo la perfecta centralidad geométrica de las solicitaciones que terminan actuando sobre los marcos empleados para soportar los túneles, se han analizado y luego experimentado las posibilidades y las ventajas de poder utilizar en alternativa, unos perfiles metálicos tubulares (Figura 1), los cuales después de posicionados in situ son fácilmente rellenados de concreto, incrementado así aún más su capacidad estructural y mejorando su performance general.

Figura 1: Configuración geométrica típica de dos marcos metálicos tubulares consecutivos

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Los resultados de los análisis teóricos y de las experimentaciones de laboratorio y en campo, que se han llevado a cabo durante algunos años (ver más adelante), han permitido comprobar toda una serie de ventajas comparativas de los perfiles tubulares sobre los abiertos, ventajas no solamente en cuanto a la teórica eficiencia estructural, sino también en cuanto a varios aspectos prácticos operativos y de confiabilidad del soporte así construido. En cuanto a l a eficiencia estructural es intuitivo que con una sección axial simétrica se obtiene una distribución del metal resistente que garantiza la misma sección resistente tanto centralmente cuanto excéntricamente en cualquier dirección y además, el mismo metal resistente es explotado estructuralmente todo por igual, no solo a compresión o tracción puras, sino también a flexión. También existen varios otros detalles operativos interesantes que resultan ventajosos con el uso de los perfiles tubulares y que están ligados a las tecnologías y metodologías constructivas de las obras. Es por ejemplo sabido que en las modernas metodologías constructivas, en algunas ocasiones los marcos metálicos son transportados hasta el subterráneo después de haber sido pre-ensamblados con las piezas componentes unidas por un s istema de bisagras, mientras más frecuentemente el ensamblaje se realiza por completo en el interior del túnel a partir de las varias, 2, 3 o 4, piezas que los conforman. El posicionado en la puesta en obra de elementos estructurales tan grandes cómo los descritos, cuando estos están conformados con perfiles abiertos, encuentra no poc as dificultades en túneles con secciones de excavación con dimensiones relativamente elevadas, a causa de los inevitables e imprevisibles fenómenos de pandeo que se manifiestan peligrosamente y continuamente. Mientras con los perfiles tubulares, debido a su elevada rigidez, se minimiza el riesgo de las torsiones y pandeos durante su movilización y posicionamiento en el túnel y estas operaciones tienen por lo tanto lugar en condiciones de seguridad. Además, a p esar de la elevada rigidez, el perfil tubular a igualdad de rendimiento mecánico resulta ser más ligero en comparación con los perfiles abiertos generalmente utilizados. Adicionalmente puede observarse que las inconvenientes discontinuidades estructurales que en los marcos metálicos son generadas por las placas de unión entre las varias piezas que los conforman, en el caso de los marcos tubulares ya no existen, ya que el llenado con hormigón de los tubos permite formar un arco absolutamente continuo de hormigón. Tal circunstancia además, garantiza la plena cooperación entre el acero y el relleno, proporcionando una mayor resistencia y estabilidad a todo el sistema. Otras ventajas comparativas se encuentran por ejemplo en las condiciones de contacto entre marcos y terreno, las cuales con los perfiles de ala no son homogéneas, así como igualmente ocurre para las condiciones de contacto entre los perfiles abiertos y el concreto proyectado que los debe englobar. En las fotos y en esquema de la Figura 2 pueden observarse algunos detalles constructivos de interés de los marcos metálicos tubulares, los cuales explican los siguientes aspectos: - Las placas de unión entre las piezas que conforman el marco no dan lugar a ninguna

discontinuidad en la geometría cilíndrica el concreto que rellena el tubo. - Los agujeros desde los cuales se inyecta el concreto de relleno del tubo no c onstituyen

debilitamiento para la estructura y la solución diseñada resulta ser fácil de usar. La solidez de

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la placa de apoyo en los pies del arco del marco garantiza una buena estabilidad y sustancialmente difiere poco de las de la costilla tradicional.

- Las cadenas, ganchos metálicos de unión entre marcos adyacentes, aunque son similares a los tradicionales, se aplican siempre cruzados en pares, incrementando notablemente la eficiencia estructural del soporte en su conjunto.

Figura 2: Algunos detalles de los marcos tubulares metálicos

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ASPECTOS TEORICOS Y ESPERIMENTALES Previamente a las experimentaciones y para mejor seleccionar los perfiles a ensayar, se efectuaron análisis numéricos teóricos comparando la capacidad estructural entre los perfiles metálicos abiertos y los tubulares que luego se experimentarían. Para ello, los diferentes perfiles a ser seleccionados con resistencias similares, fueron evaluados considerando el comportamiento de su sección compuesta, acero-concreto, en términos de diagramas de interacción a resistencia de preso-flexión N-M, o sea fuerza axial y momento flector. Lo anterior porque es sabido que una de las causas más importantes de la inestabilidad de una costilla empleada en el soporte de un túnel, es el desarrollo de cargas globalmente excéntricas en su sección, causadas por las componentes transversales a su sección de las cargas inducidas por el terreno. Este hecho genera finalmente altos momentos de flexión que la sección de las costillas de perfiles abiertos no es capaz de soportar eficientemente, obligando al uso de perfiles pesados. En la (Figura 3) se presentan los diagramas teóricos de interacción obtenidos numéricamente para el perfil abierto considerado (2-IPN180) en ambas direcciones y los obtenidos para los dos perfiles tubulares considerados (Ф 244,5-6 y Ф 244,5-5). El perfil abierto está conformado por dos perfiles IPN180 conectados a 25 cm entre ejes y los perfiles tubulares de 244,5 m m de diámetro externo difieren entre sí por el espesor, de 5 mm e un caso y de 6 mm en el otro. Se observa que los perfiles tubulares en práctica envuelven los dominios resistentes de los abiertos.

Figura 3: Diagramas de las secciones mixtas acero-concreto de los perfiles comparados

Con el fin de comparar la respuesta estructural real de los dos tipos de marcos, el estándar y el tubular, y comprobar que este último tuviera un comportamiento igual o m ejor del correspondiente abierto, el trabajo experimental se llevó a cab o en dos fases: la primera en el laboratorio del Politécnico de Milano con el fin de validar el análisis numérico y la segunda en el túnel Varano en fase de excavación en los montes Apeninos hacia el centro de Italia. En el laboratorio, para cada tipo de marco se prepararon 4 muestras, 2 para ser ensayadas a las 24 horas y dos para ser ensayadas a las 48 horas después de proyectado el concreto, simulando así las condiciones de los soportes apenas instalados en proximidad del frente de excavación.

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La figura 4 muestra unas fotos y el esquema estático de las pruebas de laboratorio, el cual evidentemente simula la condición de carga ideal para los perfiles abiertos, aquella o sea para la cual se obtiene el máximo rendimiento estructural de tales perfiles, aunque se sabe que es suficiente una pequeña excentricidad en la carga para causar la inestabilidad de la costilla tradicional, mientras que en el caso de la tubular no se causaría ningún efecto negativo.

Figura 4: Esquema de carga de los ensayos de laboratorio para los dos tipos de perfiles

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La Figura 5 resume los resultados de las pruebas de laboratorio y los mismos evidencian como los perfiles tubulares ensayados confirman capacidades del mismo orden de las máximas teóricas de los perfiles abiertos, y además que estos últimos se caracterizan por un comportamiento elasto-plástico casi perfecto, mientras que los tubulares muestran un comportamiento elasto-plástico con endurecimiento, lo cual representa e implica otra evidente ventaja de su comportamiento real.

THS: Ф 244,5 - 5 mm

THS: Ф 244,5 - 6mm

2 IPN 180

Resultados Medios

CLS-01 e CLS-02 se refieren a las pruebas a 24h y a 48h respectivamente

Figura 5: Resultados de laboratorio - carga Vs. flecha -

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En el campo, además que para confirmar los resultados de las pruebas de laboratorio en cuanto a la eficiencia estática de las costillas tubulares, la prueba se realizó también para constatar las reales ventajas de la costilla tubular en los aspectos operativos de los trabajos subterráneos. La experimentación se llevó a c abo en el túnel vial Varano (ver la foto de la Figura 8), en construcción dentro de un macizo rocoso alterado pertenece a l a Formación Maiolica en los Apeninos Centrales de la península italiana. El soporte previsto en el tramo en cuestión del túnel por el diseño original, preveía 20 cm de concreto proyectado y costillas estándares HEB 140 i nstaladas cada 1,50 m. Las costillas tubulares, seleccionadas para la prueba con el objeto de caracterizarse por una resistencia estructural similar a la teórica del perfil HEB, fueron de 193,7 mm de diámetro y 5 mm espesor (ver los correspondientes diagramas característicos resistentes en la Figura 6).

Figura 6: Diagramas de las secciones mixtas acero-concreto de los perfiles comparados en campo

Con el fin de analizar el comportamiento real de las costillas tubulares y compararlas en términos de respuesta tenso-deformatoria con las costillas abiertas HEB 140, fueron monitoreadas 3 secciones del túnel, cuyas características se enumeran a continuación: Sección 1: 28,5 m de longitud aproximadamente con costillas tubulares instaladas cada 1,50 m. Sección 2: 28,5 m de longitud aproximadamente con costillas estándares instaladas cada 1,50 m. Sección 3: 28,8 m de longitud aproximadamente con costillas tubulares instaladas cada 1,80 m. Dentro del tramo del túnel en experimentación, que resultó homogéneo a lo largo de sus 86 m, se efectuaron 8 levantamientos geológico-geomecánicos del frente de excavación, uno cada 10 a 15 m de avance, luego se instalaron 8 estaciones topográficas de monitoreo de las convergencias y 3 estaciones de monitoreo de las solicitaciones, una para cada una de las tres secciones de experimentación indicadas: en cada estación 2 celdas de carga colocadas a cada pié de costilla y 5 pares de strain-gauges colocados en el intradós y el extradós de cada costilla, en hastiales y clave.

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La respuesta deformatoria registrada en cada sección monitoreada se mantuvo siempre dentro del rango elástico, con valores de desplazamientos y de convergencias por debajo de 0,5 cm y con una estabilización bastante rápida. En cuanto a l as solicitaciones registradas, en la Figura 7 se resumen los resultados obtenidos del monitoreo en cada una de las tres costillas instrumentadas.

a b

c

d

Figura 7: a: Sección 1 – b: Sección 2 – c: Sección 3 - d: Puntos de monitoreo

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Puede observarse claramente como las solicitaciones que afectan a las dos costillas tubulares son más bajas que las correspondientes a la costilla estándar. Esto es particularmente evidente si se comparan los esfuerzos de tracción medidos en la costilla tubular en la Sección 1 con los de la costilla estándar de la Sección 2, ambas colocadas en campo con la misma separación de 1,50 m. Sin embargo también en la Sección 3, correspondiente a l a costilla tubular colocada con una mayor separación, de 1,8 m , las solicitaciones aún se mantienen por debajo de las correspondientes medidas en la costilla estándar con un paso de la instalación de 1,5 m.

Figura 8: Marcos tubulares instalados para la experimentación de campo en el túnel Varano

CONCLUSIONES

Utilizar perfiles tubulares en lugar de perfiles abiertos para construir los marcos metálicos que conforman los soportes de los túneles excavados convencionalmente, implica obtener, a igualdad de capacidades estructurales teóricas de las secciones resistentes, un conjunto de ventajas comparativas operativas, resistentes, y en consecuencia también económicas, a f avor de los marcos construidos con perfiles tubulares. Ventajas que se resumen a continuación:

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• La resistencia estructural del soporte no disminuye en presencia de las inevitables cargas actuantes in dirección diversa de la teórica.

• El contacto costilla-terreno y costilla-concreto proyectado es continuo y uniforme.

• Las discontinuidades físicas entre las distintas piezas que conforman las costillas, no constituyen discontinuidades estructurales muy marcadas.

• La incrementada rigidez del marco facilita su manejo en las etapas de movilización y posicionado.

• Para alcanzar una determinada capacidad resistente teórica, inclusive con una confiabilidad notablemente superior, se requiere un menor peso metálico por cada costilla, o alternativamente, manteniendo el mismo peso se puede alcanzar una mayor separación entre costillas.

REFERENCIAS PERRI G. (2012) “Tópicos de ingeniería de túneles” 500 páginas http://issuu.com/gianfrancoperri/docs/topicos_de_ingenieria_de_tuneles ZENTI C.L., LUNARDI G., ROSSI B., GALLOVICH A. (2012) “A new approach in the design of first lining steel rib” Proc. World Tunnel Congress, WTC 2012, B angkok, Thailand, 18-24 Maggio 2012. ELAS GEOTECNICA (2011) “B. Zero tondo: Relazione tecnica” LUNARDI P. (2008) “Design and construction of tunnels, analysis of controlled deformations in rock and soils (ADECO-RS)” Springer, Belin, p.576.

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2nd South American Symposium on Rock Excavations, Costa Rica 2012

EL TÚNEL HIDRÁULICO ĆIPRESES´ EXCAVADO EN ANDESITAS CON TBM ABIERTA EN CHACAYES-CHILE

HYDRAULIC ĆIPRESSES´ TUNNEL EXCAVED IN ANDESITE BY TBM IN CHILE

Gianfranco Perri Profesor de Túneles en la Universidad Central de Venezuela [email protected]

Luis J. Zurbaran

Ingeniero Geólogo de Astaldi S.p.A. [email protected]

RESUMEN El Túnel Cipreses con una longitud total de 2.56 8m y un diámetro de aproximadamente 5m, fue excavado mediante TBM bajo una cobertura m áxima del orden de los 200m para las obras del proyecto hidroeléctrico Chacayes, ubicado al sur de Santiago de Chile. La TBM abierta utilizada fue una W IRTH TB 400/500 E, con diám etro nominal de perforación igual a 5m con una potencia de hasta 1280 kW y torque m áximo de 1295 kNm. El túnel Cipr eses está emplazado dentro de formaciones volcánicas y vulcano-clásticas y los afloram ientos de roca se exponen en forma extensa en la zo na de am bos portales: brechas y andesitas co mpetentes de un lado y andesitas competentes en el otro lado. Una serie de circunstanci as críticas fueron encontradas durante el avance y finalm ente exitosamente resueltas, no obstante las inesperadas cuanto singulares condiciones geológicas. Después de m ás de la m itad del túnel, se interceptó un paleocauce: un lecho de río conform ado por bo lones sub-redondeados de diversos diám etros hasta 200cm, embebidos en una matriz areno limosa con un nivel medio de cementación y escasa capacidad de autosoporte. Esta situación acompañó la excavación durante 85 m etros, que fueron exitosamente excavados con la inmediata aplicación de pesados y múltiples soportes.

ABSTRACT Cypress Tunnel with a total le ngth of 2,568m and a diam eter of 5m was excavated by TBM maximum coverage under the or der of 200m for hydroelectric pr oject works Chacayes, located south of Santiago, Chile. The open TBM used was a TB W IRTH 400/500 E, with a nom inal diameter equal to 5 m eters with power of up to 1280 kW and maximum torque of 1295 kNm . Cipreses tunnel is located within volcanic fo rmations and volcano-clastic and exposed rock outcrops of com petent andesitic, extensively in the area of both sites. A series of critical circumstances were encountered during the progress and finally su ccessfully resolved, notwithstanding the unexpected as unique localized geologica l conditions. After to h ave excavated more than half of the tunnel, the TBM intercepted a paleo-a riverbed composed of sub-rounded boulders of various sizes up to 200cm , embedded in a silty sandy matrix with a medium level of cementation and no capacity for self-support. This accompanied the excavation for 85m, which were successfully excavated with the immediate application of many heavy supports.

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INTRODUCCION El túnel Cipreses del Proyecto Hid roeléctrico Chacayes en Chile, de 2. 568 metros de longitud, fue excavado mediante TBM abierta partiendo del portal de salida. Este túnel, ya construido y operativo, es el pr imero de una serie de cuatro tún eles excavados convencionalmente, que conducen las agua del río Cipreses hasta la casa de m aquinas para la generación de electricidad. La longitud total del túnel Cipreses es 2568,01 metros. La longitud excavada por método Drill & Blasting es 200,74 m etros, en su inicio desde el portal de salida. La longitud excavada por método Tunnel Boring Machine es 2367,27 metros. La fecha del inicio de la excavación fue el 08 de Agosto del 2009 y la fecha del fin de la excavación fue el 31 de Agosto del 2010: un año. El proyecto del túnel anticipab a condiciones geológicas estándare s para un m acizo rocoso andesítico bastante m asivo, basado en los resulta dos de la geología de superficie y en la relativamente baja cobertura del túnel, la cual alcanzaría escasamente los 200 metros al máximo. Por lo anterior y considerando las d ificultades de acceso para los equipos exploratorios a lo largo del trazado, no se efectuaron perforaciones diagnósticas. Sin embargo, durante la excavación se inter ceptó una geología com pleja e inesperada, caracterizada por la presencia deu n par de paleocauces conformados por cantos y bolones subredondeados de diversos diám etros (de 5 c m hasta 200 cm ) embebidos en una matriz areno-limosa con un nivel medio de cementación y con escasa capacidad de autosoporte. Esta situación inesperada, compleja y riesgosa, acompaño el desarrollo de la excavación durante un total de unos 85 metros en los cuales los avances diarios pasaron a ser centim etricos y aplicando exitosamente procedimientos que permitieron la inmediata aplicación de elementos de soportes en el perímetro de la excavación para garantizar la estabilidad del túnel. Más en general, el túnel fue excavado en configuraciones litológicas y estructurales variadas que, en cuanto a lito logías incluyeron, además de los ya com entados muy localiz ados pero problemáticos e inesperados depósitos cuaternarios, varias rocas volcánicas con resistencia a la compresión inconfinada de hasta 30 y 70 MPa: pr incipalmente andesíticas, brechas, tobas y diques de composición basáltica y andesítica. En cuanto a las estructuras, las que se encont raron estaban intrínsecamente relacionadas a los procesos paleogeológicos y de formación del m acizo: la exfoliaci ón de la roca, las zonas de fracturamiento abierto y las zonas d e cizallamiento. El diaclasam iento presentó por lo general disposición ortogonal, pero hubo presencia de pseudoestratificación con tendencia horizontal que generó ocasionalmente relajamiento de bloques con geometría angulosa tipo lajas o planchones. Se manifestaron localizados fluj os de aguas abundantes por pe riodos cortos, se presentaron aureolas de alte raciones químicas en la roca y se observa ron contactos litológicos abruptos y transicionales con franjas de alteración. De acuerdo con el índice geom ecánico RMR, la distribución global de la calid ad geomecánica encontrada a lo largo de los 2.367 m etros excavados con la TBM, presentó el cuadro siguiente: 1% en Clase I – 76% en Clase II – 19% en Clase III – 1% en Clase IV y 4% en Clase V.

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CARACTERÍSTICAS BASICAS DE LA TBM La TBM abierta utilizada en la excavación del túnel Cipreses fue una WIRTH TB 400/500 E, una tuneladora abierta con diámetro nominal de perforación igual a 5,01 m etros con una potencia de hasta 1280 kW y torque m áximo de 1295 kN m. Se trata de una m áquina comúnmente identificada de tipo kelly. Ver el esquema de la TBM en la Figura 1.

Figura 1: Esquema del la TBM WIRTH utilizada para la excavación del túnel Cipreses

El área frontal de la m áquina incluye el ro damiento principal y la cabeza co rtadora, y es tá rodeada y soportada por una estructura de escudo flotante. El kelly externo soporta el grupo de zapatas (grippers) y el kelly inte rno está suspendido entre el s oporte trasero y el rodam iento principal en el frente. Los accionamientos de la cabeza cortadora están situados en la parte trasera del kelly interno para obtener el m áximo espacio para el equipo apernador situado directamente detrás de la cabeza cortadora. Los cilindros de avance o empuje conectados al kelly interno y al externo también están situados hacia la parte trasera para m antener un es pacio adicional en l a zona frontal de la máquina. Ver la fotografía de la TBM en la Figura 2. La cinta transportadora para el m arino al frente está situada en el centro de la tuneladora y dispone de un accion amiento hidráulico d e velocidad variable. E l sistema recoge el m aterial cortado por la cabeza de la TBM y l o lleva al punto de descarga situado en la parte trasera de la tuneladora donde el m aterial se lleva al transp ortador del sistem a de re zaga el cual se efectúa hacia el exterior se hace por tren con un ancho de trocha de 750 mm. El Back-up, conectado y desplazado hacia adelante por la tuneladora por medio de un dispositivo de arrastre de accionamiento hidráulico, está constituido por una estructura de pórtico circulando sobre trineos o rieles auxiliares alojando todo el equipo de alim entación de la m áquina y el sistema de traslado del m arino. El conjunto consta de 2 trineos, 3 puentes y 7 carros de pórtico que circulan en los rieles auxiliares colocados conjuntamente con los riel es de túnel instalados aproximadamente unos 60 a 80 m detrás del frente de excavación del túnel. La unidad de em pernado permite realizar perfor aciones para la ins talación de los pernos del soporte durante el funcionam iento y avance de la TBM. Las perforaciones cubren la zona superior de la excavación en un sector angular de aprox. 240° . El sistem a incluye dos m esas móviles longitudinalmente en el kelly exter no con un dispositivo de apoyo giratorio integrado donde están colocados los dos equipos de perforación.

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Figura 2: TBM WIRTH en fase de montaje al exterior del Portal de Salida del túnel Cipreses

GEOLOGÍA Y GEOMECÁNICA DE LA EXCAVACIÓN Se describen y se ilustran a continuación, las condiciones geológico-geomecánicas encontradas a lo largo de las excavaciones del túnel efectu adas con la TBM, desd e las corres pondientes a situaciones óptimas en las de las Clases de exca vación I y II, a las situaciones intermedias en las Clases de excavac ión III y IV, hasta la s condiciones extremadamente críticas finalmente encontradas en la Clase de excavación V. En la Figu ra 3: Tram o excavado en roca an desita de coloración gris , textura fina, escaso fracturamiento, excavación completamente seca: Clase I. En la F igura 4: T ramo excavado en roca tobacea de coloración rojiza, textura media a fina, fracturamiento escaso, excavación con humedad incipiente: Clase I. En la Figura 5: Tram o excavado en roca brec hoide, textura m edia, fracturamiento moderado, halos de alteración de coloración verdoso-gris, excavación con humedad asociada a fracturas con aberturas milimétricas y centimétricas: Clase II. En la Figura 6: Frente de brecha volcánica fresca, excavación con escasa humedad: Clase II. En la Figura 7: Tram o excavado en roca brechoi de que presenta intenso fracturam iento con rellenos blandos entre juntas que define cuñas y bloques potencialmente inestables: Clase III. Figura 8: Tramo excavado en roca brecho ide fracturada y muy alterada. Ver el detalle del fracturamiento intenso en una zona de contacto entre la brecha y la toba: Clase IV.

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Figura 3: Clase I Figura 4: Clase I

Figura 5: Clase II Figura 6: Clase II

Figura 7: Clase III Figura 8: Clase IV

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En las Cla ses de exc avación III y IV, las c aracterísticas más resaltantes observadas fueron el intenso grado de fracturam iento con presencia de relleno blando y la abundante hum edad. Las familias de diaclasas definieron patrones ortogonales generando bloques y cuñas potencialmente inestables los cuales fueron debidam ente desquinchados y fortificados. Ade más, debido a la disposición subhorizontal de la pseudoestratificaci ón se manifestaron en la clave de la secció n frecuentes desprendimientos de escamas rocosas, conchas de rocas lam inares, consecuencias de la descompresión por efecto gravitatorio ocasionandose inestabilidades localizadas en la clave lo que obligó a realizar frecuentes desquinches y una más intensa fortificación de la excavación con perno para estabilizar los bloques potencialm ente inestables, así como la eventual aplicación de malla electrosoldada y concreto proyectado. La presencia de agua se m anifestó de m anera intermitente durante la excavación en lugares puntuales con aporte de volúmenes considerables que no fueron constantes, estos aportes de flujo de agua sin transporte de sedim entos en suspensión estaban netam ente asociados a zonas de fracturas abiertas en el m acizo. Un prim er evento importante ocurrió en el inicio del m es de febrero 2010 con un caudal m áximo de 4.287 m3/d equivalente a 49,6 l/seg y un segundo evento ocurrió en el inicio de abril 2010 con un caudal máximo de 6.500 m3/d equivalente a 75,2 l/seg.

Figuras 9 y 10: Flujos de agua desde las fracturas y volúmenes de agua acumulados en el frente

Las condiciones descritas, correspondientes a las Clases de excavaci ón I-II-III-IV, fueron superadas sin mayores incertidumbres y, cómo previsto, mediante acciones y procedim ientos de rutinas con rendimientos muy satisfactorios, pero, luego de haber superado abundantem ente la mitad de la longitud total de la excavación, se encontraron dos tramos muy especiales en los que las condiciones geológicas resultaron totalm ente imprevistas: un primer tram o largo unos 20 metros y un segundo tramo largo casi 70 m etros y separados entre sí cerca de 300 m etros: se interceptaron depósitos cuaternarios de material aluvial, unos paleocauces de matriz areno-limosa ocasionalmente arcillosa, con textura conglom eratica y con la presencia de cantos y bolones rocosos, todo lo cual ocasionó serios problemas a las labores de excavación y soporte del túnel.

39

SOPORTES INSTALADOS EN LAS CLASES V La fotografía de la figura 11 m uestra la presencia de una acumulación de cantos redondeados en la parte superior del frente y techo de excavación y las tres fotos que siguen, figuras 12 - 13 y 14, ilustran algunos de los impresionantes bolones que fueron extraídos enteros y casi m anualmente. En otros casos, bolones sim ilares fueron fracturados en el sitio para luego ser m arinados, ya que ocupaban posiciones en relación al frente, que imposibilitaban su remoción por entero.

Figura 11 Figura 12

Figura 13 Figura 14

En los tramos del túnel excavados en estas condiciones, dentro los paleo depósitos cuaternarios, inicialmente se proced ió limitando los avances a muy pocas decenas d e centímetros cada vez, para así poder instalar la pesada fortificación prevista, conformada por arcos metálicos y concreto proyectado, de m anera inmediata para evitar todo posible relajam iento del terreno: ver el esquema en la figura 15 y las fotos de las figuras 16 y 17.

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Al mismo tiempo se procedió a ins talar estaciones de monitoreo continuo de las convergencias, en consideración a la elevada incertidum bre acerca de la magnitud de las presiones que pudieran luego desarrollarse sobre el sopo rte y para poder por lo tanto ev entualmente decidir a tiempo de intervenir para reforzar los soportes y evitar su colapso.

Figura 15: Soportes del túnel instalados en los avances de la Clase de excavación Va Tales procedimientos permitieron superar s atisfactoriamente, aunque lentam ente, el prim er paleocauce interceptado, cuya extensión en térm inos de metros lineales de túnel alcanzó los 20 metros. Las labores duraron casi 10 días, con un avance promedio de un par de metros por día.

41

Figura 16: Clase Va Figura 17: Clase Va

En el segundo paleocauce, que fue encontrado a unos 300 metros lineales de túnel del prim ero, después de avanzar una trein tena de metros tales medidas se consideraron insuficientes para atravesarlo, ya que la exploración ejecutada desde el frente indicó una m ayor extensión y mayores dimensiones de los bolone s a remover con el avance: un cuadro m uy crítico que hiz o considerar peligroso para la es tabilidad de la excavación el proceder apli cando el mismo tipo de soporte del primer paleocauce, el cual aún sin ll egar a colapsar había manifestado ciertos niveles de criticidad por lo cual había sido reforzado localmente después del paso de la TBM. Se optó por fortalecer el soporte y eventual mente complementarlo con la instalación un pre-soporte constituido por paraguas de 16 micropilotes largos 6 metros, avanzando 4 metros a cada módulo e instalando, a cada 50 o 75 cm , el marco metálico, el concreto proyectado y eventuales pernos radiales. Y así para cada ciclo o módulo, hasta tanto la situación lo permitiera, o mejorara. Los micropilotes requerían perforaciones de 101 mm de diámetro, barras helicoidales de 73 mm de diámetro, lechada cementante inyectada a 5 bares. Los marcos metálicos colocados fueron del tipo HEA 140 con f’y de 360 MPa. El concreto proyectado fibroreforzado aplicado con 20 cm de espesor y de 35 MPa de resistencia no minal. Los pernos metálicos de alta resistencia de 3 me

e largo y diámetro de 25 mm. Se enc ente

s aproximados 70 m etros lineales de extens ión de este segundo paleocauce, pudieron ser

s

(Figura 18). Ta mbién la TBM abierta comprobó su versatilidad frente a una situación definitivamente y críticamente atípica, permitiendo poder in tervenir el frente de excavación d e manera no mecanizada, pero finalmente útil a superar una criticidad severa, aunque relativamente limitada en extensión.

tros d

ontraron notables dificultades en conformar los paraguas de micropilotes, pero finalmloexcavados y se requirieron para ello en tota l unos 32 días calendarios, con un avance efectivo promedio en este tramo de poco más de un par de metros por día. Solamente la gran experiencia, la firm eza y la gr an voluntad de los técnicos y de los operarioencargados de la ex cavación, permitieron llevar a cabo satisfactor iamente el excepcional logro

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Perri G. & Zurbaran L.J. 10

2ndo Simposio Sur Americano de Excavaciones en Roca, Costa Rica 2012 San José, Costa Rica – del 7 al 9 de Agosto de 2012

Finalmente, y una vez m ás, la geología reveló que al emprenderse obras subterráneas no pueden existir certezas absolutas, ya que nunca es excluible la sorpresa o la atipicidad, ni si quiera dentro contextos aparentemente homogéneos y bajo prof undidades relativamente limitadas. Las capas volcánicas que afloran adem ás, pueden haber recubierto realidades que han podido quedar completamente tapeadas y sin haber dejado rastro alguno en la superficie.

Figura 18: 31 Agosto 2010

REFERENCIAS PERRI G. (1998) “Umbrella Arch: En el Ferro carril Caracas-Cúa un m étodo constructivo para

túneles en terrenos dif íciles basado en la versión m oderna de la técnica del Marchavanti”. Boletín Sociedad Venezolana de Geotecnia N.74, Caracas-Venezuela.

PERRI G. (2012) “TÓPICOS DE INGENIERÍA DE TÚNELES” 500 páginas http://issuu.com/gianfrancoperri/docs/topicos_de_ingenieria_de_tuneles ZURBARAN L.J. (20 10) “Condiciones g eológicas y geomecánicas que caracterizaron las

excavaciones ejecutadas para construir el túnel Cipreses del Proyecto H idroeléctrico Chacayes en Chile”. Constructora Astaldi Fé Grande Cachapoal Ltda.

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Construcción de túneles en ambientes urbanos con TBMs Construction of tunnels in urban environments with TBMs Gianfranco Perri Profesor de “Diseño de Túneles” en la Universidad Central de Venezuela - Proyectista y Consultor

Resumen Se tratan las principales problemáticas ligadas al diseño y a la construcci ón de túneles en ambiente urban o mediante las máquinas de excavación integral que e n su término más general se denominan TBM. Después de la introducción al tema se inicia con tr atar de las deformaciones y consecuen tes asentamientos que sufre el terreno con las excavaciones y de los potenciales daños que consi guen a las estructuras adyacentes preexistentes. Luego se describen los varios tipos de TBMs, mostrando su evolución en el tiempo y dando un particular énfasis a las máquinas tipo EPBS. Finalmente se comentan las diferentes técnicas que se emplean para prevenir los daños a las estructuras preexistentes y se concluye con las problemáticas del revestimiento prefabricado de estos túneles.

Abstract It covers the main issues related to the design and c onstruction of tunnels in urban environment using the excavation machines that in the more gen eral term are called TBM. After the introduction t o the topic, it begins with speak a bout the deformations and consequent so il's settlements with excavation and potential damages to adjacent structures existing ones. It then describes the various types of TBMs, showing its evolution over the years, giving particular emphasis to EPBS type machines. Fina lly it di scuss the diff erent techniques used to preven t damage to existing structures and it concludes with the problems of the precast lining of these tunnels.. 1 INTRODUCCIÓN

Son varias las peculiaridad es propias de lo s túneles que se construyen en un ambiente urbano y las principales de las m ismas, casi siempre presentes en su totalidad o en todo caso en su mayoría, son: coberturas relativam ente bajas, presencia de un nivel fr eático sub-superficial, terrenos geomecánicamente débiles constituidos a menudo por suelos y no por rocas y eventualmente contaminados por hidrocarburos, sub-pasos o pasos adyacentes a edif icaciones o estructuras o servicios superficiales y sub-superficiales.

Tales peculiaridades con llevan toda una larga serie de co nsecuentes implicaciones, entre las cuales las m ás relevantes son: el desarrollo de deformaciones sub-superficiales y asentam ientos superficiales del ter reno con inclusive posib le colapso del terreno hasta en superficie (Figuras 1),

el monitoreo de las defor maciones y de los asentamientos del terreno, el m onitoreo de las edificaciones estructuras y servicios, el análisis de las causas y estim ación de los a sentamientos, prevención y control de las deform aciones y los asentamientos del terre no, las intervenciones especiales preventivas y correctivas s obre edificaciones estructuras y servic ios, el utilizo de procedimientos especiales con uso de técnicas tecnologías métodos y equipos (TBM) de excavación también especiales.

Dentro de tal amplitud y variedad de temas y de problemáticas, a continuación se tratan de m anera sintética alguno de los aspectos mencionados y entre sí relacionados, cual es son los relativos los asentamientos del terreno con sus consecuencias sobre lo existente y los relativos a las tipologías de las máquinas de excavación y a los revestimientos.

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GIANFRANCO

Cuadro de texto

Seminario Internacional de Geotecnia Urbana. Bogotá Colombia 17 al 19 Noviembre 2011

Figura 1. Deformaciones y asentamientos de los terrenos con

inclusive posibles colapsos del terreno hasta la superficie

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2 ASENTAMIENTOS DEL TERRENO

La realización de una excavación subterránea está siempre inevitablemente acompañada de descompresiones y movi mientos del m edio excavado (el terreno). Cu ando este últim o está constituido por suelos, c ohesivos o granulares, en condiciones de cobertura m oderada, cómo es normal que ocurra cuando se desarrolla en ambiente urbano, tal perturbación del medio por lo general se manifiesta en superficie con una cuenca de subsidencia centrada en el eje del túnel en excavación y con adem ás una extensión en avance respecto al frente de excavación.

Existe consenso en atribuir la subsiden cia inducida en superficie por la excavación de un túnel a dos mecanismos diversos (Attewell, 1987):

Subsidencia a corto plazo: causada por el de-tensionamiento del ter reno delante del f rente y detrás del escudo. Es llam ada “subsidencia por pérdida de volumen” y depende esencialm ente de las características geotécnicas del terreno, de las condiciones hidrológicas de l subsuelo y en gran parte de la modalidad de avance de la m áquina (calidad de la iny ección de contacto detrás de los anillos del soporte, presión aplicada al frente, etc.). Se comienza a manifestar alg una decena de metros antes del paso de la m áquina excavadora y termina pocas sem anas después que la m áquina haya pasado.

Subsidencia a largo plazo: debida esencialmente a fenómenos de conso lidación de los eventu ales terrenos cohesivos compresibles (arcillas y arcillas limosas) presentes en el subsuelo próxim o a las excavaciones y es consecuencia de los cam bios que se producen en la presión intersticial del suelo en el entorno de la excavación, con lo cual en los suelos finos se produce un fenóm eno de disipación del exceso de presión de poros y consecuente disminución de la relación de vacíos y del volumen total del suelo afectado. Comienza a manifestarse después de una decena de días del paso de la máquina y puede continuar por diversos años. Su magnitud depende de las características geotécnicas de las arcilla s y de las condiciones hidrológicas del subsuelo y es difícil de calcular con precisión útil.

Los análisis para los asentamientos superficiales de corto plazo a esperar durante la excavación de un túnel, generalm ente se elaboran en base a lo s varios posibles escenarios constructivos a esperar:

Unos escenarios que son de esperar ocurran en condiciones de ausencia de atipicidades en el comportamiento de la excavación y corresponden

a una subsidencia en superficie consecuente a una pérdida de volumen de terreno del 0,5% y del 1 % respectivamente de la sección teórica de excavación del túnel. T ales pérdida del orden de entre 0,5% y 1% son efec tivamente normales para condiciones de cobertur a, tipo de terreno, condiciones hidrológicas, máquina excavadora y procedimiento constructivo adecuados: valores menores corresponden a secciones de túnel m ás profundas y ubicadas en terrenos m ás competentes, mientras a condiciones opuestas corresponderán los valores más altos.

Otro escenario útil es el que simula algún potencial descontrol localizado en el procedimiento previsto para las etapas de excavación, montaje de los anillos e inyección del espacio anular entre anillos y terreno, y corresponde a una subsidencia en superficie consecuente a una pérdida de volumen de terreno del 2 % al 3% de la sección teórica de excavación del túnel.

Eventuales e inesperados m ás importantes descontroles localizados, ligados a im previstas inestabilidades del frente de excavación o imprevistas condiciones hidrológicas, que produzcan pérdidas de terreno de m ayores cuantías, deben ser tratados ad ecuadamente mediante acciones de contingencias que deben ser oportunamente previstas por el proceso constructivo y luego m ediante medidas especiales de intervenciones correctivas.

Hay un m odelo simple que con frecuencia es adoptado para la previs ión de los fenóm enos deformatorios de la subsidencia a corto plazo y que está basado en relaciones em píricas ampliamente confirmadas por experiencias precedentes y por la lite ratura científica de referencia. El mismo permite valorar la dimensión y la forma de la cuenca de subsidencia derivada de la excavación.

En tal m odelo simple, el desa rrollo de los asentamientos del terreno en una s ección normal al eje de la excavación, es rep resentable por una curva gaussiana que tiene un punto de inflexión a una distancia “ib” del eje vertical que pasa por el centro del túnel y que pr esenta un valor m áximo igual a “Sbm ax” en correspondencia del m ismo eje vertical (y=0).

Según esta for mulación, los asentam ientos “Sb” son función de la dist ancia “y” de la vertical por el eje del túnel, y se expresan con la relación:

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛−

⋅=2

2

2max

biy

bb eSS (1)46

Donde el parám etro “ib”, que es la distancia horizontal desde el eje vertical po r el centro d el túnel en que se encuentra el punto m ás crítico por corresponder a la m áxima deformación angular (punto de inflexión de la ca mpana de Gauss) de la superficie del terreno -para valores de cobertura mayores o iguales al diámetro del túnel- se obtiene por medio de la relación:

El volumen perdido a corto plazo V b respecto a la superficie (A) de la sección de excavación (por una longitud unitaria del tú nel) es expresado en porcentaje (V%) del volum en total excavado y depende del tipo de terr eno encontrado y de la metodología de excavación y soporte em pleada. La relación entre Vb y A es por lo tanto:

AVVb ⋅= % (6) totb zki ⋅= (2) Para estimar el volumen perdido en fase de

excavación, deben tenerse en cuenta las siguientes causas que lo producen:

donde “Ztot” representa la profundidad del eje del túnel y “k” es una consta nte empírica función del tipo de terreno y de las c ondiciones estratigráficas del subsuelo que recubre el túnel.

- La pérdida al frente, derivada del desplazamiento del te rreno al f rente en dirección del eje del túnel (extrusión).

- El juego físico (vacío o gap) entre revestimiento y terreno deficientem ente rellenado por la inyección en el mom ento de extrusión del anillo, debido al espesor del escudo, a la eventual so bre-excavación de las herramientas de corte de la m áquina y a la conicidad del escudo.

- La posible recompresión de la zona de terreno mecánicamente removida y aflojada entorno a la excavación, debido a la inyección longitudinal de relleno.

Figura 2. Título de una figura típica. Las fotografías deben tener una resolución mínima de 600 dpi.

La ecuación que define la pendiente (1/ β) del perfil de subsidencia, se obtiene a partir de la derivación de la ecuación de los asentam ientos verticales:

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛ −

⋅⋅

=2

2

22

max1 biy

b

b eiSy

β

(3)

Asumiendo la relación (1) com o representativa de los asentamientos a corto plazo, el volum en de la cuenca de subsidencia Vb, (bajo la hipótesis que el volumen perdido en el túnel sea igual al volumen de la cuen ca de subsidencia en superficie), resulta igual a:

Figura 3. Tipos y localización de los asentamientos en superficie al paso del túnel.

La excavación con escudo m ecanizado permite reducir al mínimo la zona de terreno perturbada al entorno de la excavación y de m inimizar la perdida al frente. maxmax 5.22 bbbbb SiSiV ⋅⋅≅⋅⋅= π (4)

y de esta relación se obtiene el valor del asentamiento máximo a corto plazo:

El juego (gap) entre terreno y r evestimiento, además, puede ser en gran parte elim inado por medio de l a inyección continua o portunamente prevista y ejecutada detrás de la cola del escudo de la máquina excavadora. i

VS bb ⋅

=5.2max

(5)

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Asentamientos Verticales Quebrada NorteEl parámetro k es función de las características geotécnicas y estratigráficas del terreno y gobierna directamente la forma de la cuenca de subsidencia. Tal parámetro asume típicamente los siguien tes rangos de valores:

-20,00 -15,00 -10,00 -5,00 0,00 5,00 10,00 15,00 20,00m.

* Terrenos granulares: 0.25 < k < 0.35 * Terrenos cohesivos: 0.40 < k < 0.70

Adicionalmente a los asentamientos verticales ya comentados, la excavación del túnel produce en superficie también movimientos horizontales los cuales a su vez inducen en el terreno tracciones horizontales susceptibles, por si solas o en combinación con lo s asentamientos, de cau sar daños a las eventuales estructuras presentes.

Para estimar tales movimientos horizontales superficiales del terreno ubicado arriba del túnel en excavación, un criterio m uy difundido es el establecido por O ¨Reilly y Ne w (1982) que se basa en la hipótesis, acorde con resultados de mediciones reales, que el campo de los vectores de deformación del terreno c onverge hacia el eje del túnel.

Figura 4. Modelo gráfico de rep resentación de l os movimientos horizontales en superficie al paso del túnel.

Por lo tanto, los m ovimientos horizontales que se producen en la superficie del terreno, se pueden en primera aproximación relacionar con los asentamientos verticales y correspondientes deformaciones, mediante las dos expresiones siguientes:

ZySS bh ⋅=

221 b

hh iy

S−

=ε

Sigue en la Figura 5 un ejemplo típico de representación gráfica de los resultados obtenidos de un análisis y estima de de los as entamientos a esperar con el paso del t únel en coincidencia con su interceptar una estructura hidráulica de servicio la cual se encuen tra sub-superficialmente enterrada.

8,01,8

13,2

Progresiva 7+986Pérdida de material de excavación estimado: 2,0 %K equivalente = 0,32

Tunel diámetro = 9,6 m.

Tamaño de la cuenca de asentamientos

cm.

8,7 m

3,9

Distorsión angular máxima = 1/55

14 m. (aprox)

Tipo de material entre el centro del túnel y la base de la estructura:(Ver Perforación 8+000)

- Arena fina muy arcillosa (SC)- Arena limosa (CL)- Arena arcillosa con grava fina (SC)- Arena poco limosa con grava fina (SM)- Arena arcillosa con grava fina (SC)

Figura 5. Ejemplo de resul tados gráficos de l os asentamientos sub-superficiales al paso del túnel.

3 RIESGOS Y DAÑOS VS ASENTAMIENTOS

Con el fin de verificar si las con diciones de subsidencia previstas a des arrollarse con la excavación de los túne les puedan interferir efectivamente con las algunas de las edificaciones y demás infraestructuras presentes en superficie en proximidad del alineam iento, se analizan las campanas de asentamientos en todas las seccion es correspondientes a la pres encia de estructuras, deduciendo el valor del asen tamiento a esperar en correspondencia de la fachada de cada edificio y verificando la eventual superación para el m ismo del valor de 1 cm , magnitud esta que en primera aproximación de acuerdo con la lite ratura técnica disponible, es considerada com o discriminadora entre situaciones de potencial criticidad y situaciones sin potencial cr iticidad, en cuanto a la preservación de las estructuras presentes (ver la Tabla 1 incluida en la página siguiente).

El otro parám etro importante a considerar dentro de este contexto, es la distorsión estructural que puedan sufrir las es tructuras presentes en superficie, ligada a su vez al gradiente deformatorio de la campana de asentam ientos: de acuerdo con Bjerrum (1963), una distorsión inferior a 1/500 es considerada totalm ente tolerable sin producir grie tas en edificios, una distorsión entre 1/500 y 1/300 podría dar lugar a primeras grietas en las paredes de edificios y finalmente, una distorsión de alrededor de 1/150 representa un límite en que se deben tem er daños estructurales en edif icios corrientes. Hay adem ás otros criterios similares de varios otros autores, los cuales se diferencian en tre sí por algunos de los límites o algunas de las desc ripciones cualitativas (ver la Tabla 2 incluida en la página siguiente).

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Tabla 1. Categorías de daños en edificaciones Vs Asentamientos

Categoría del daño Descripción del daño

Máximo asentamiento del edificio

Ancho aproximado de la Grieta

Daño apenas perceptible Fisuras muy finas con espesor equivalente al de un cabello. s ≤ 10 mm < 0.1 mm

Daño Muy Ligero

Fisuras que pueden ser tratadas y reparadas fácilmente. Se observan solamente de cerca y en algunas tabiquerías externas. 10 < s ≤ 50 mm 1 mm

Daño Ligero Grietas que p ueden ser rellenadas y reparadas. Grietas visibles externamente en tabiquerías. Las puertas y ventanas manifiestan una ligera trabazón.

s > 50 mm 5 mm

Daño Moderado

Las grietas requieren cortes especiales y posiblemente se requieren cambiar algunos ladrillos de la tab iquería. Las p uertas y v entanas manifiestan dificultad al abrir y cerra r. Se fracturan las tuberías de servicios públicos.

s >> 50 mm 5 - 15 mm

Daño Severo

Se requieren reparaciones extensas en tabiquerías. Los marcos de las puertas y las ventanas se deforman. La planeidad de los pisos se pierde. Algunas vigas se deforman en forma importante y pierden su capacidad de carga. Se interrumpen funcionalmente las tuberías de servicios públicos.

s >> 50 mm

15 - 25 mm función del número de las grietas

Daño Muy Severo

Se requieren reparaciones mayores que involucran una total o parcial reconstrucción. Todas las vigas pierden su capacidad de carga. Las paredes se incli nan. Las ventanas se rompen por la distorsión angular y h ay peligro de inestabilidad o colapso en estructuras.

s >> 50 mm

Grietas > 25 mm función del número

de las mismas

Tabla 2. Categorías de daños en edificaciones Vs Distorsiones

Descripción del daño Distorsión angular β Fuente Autores

Límite seguro asumido para evitar grietas 1/500 Skempton & Mac Donald (1956) Límite de aparición de grietas en tabiquerías aporticadas y paredes de carga. 1/300 Skempton & Mac Donald (1956)

Limite de aparición de daños estructurales en vigas y columnas 1/150 Skempton & Mac Donald (1956) Límite de aparición de grietas en paredes de carga y en paredes o en muros continuos de ladrillo 1/1000 Meyerhof (1956)

Límite de aparición de agrietamientos en marcos estructurales no rellenos 1/500 Meyerhof (1956)

Límite de agrietamiento en columnas y en vigas de pórticos estructurales. 1/250 Meyerhof (1956) Límite seguro donde no hay agrietamiento en pórticos de estructuras metálicas y de concreto armado. 1/500 Polshin & Tokar (1957)

Límite de agrietamiento en columnas esquineras de ladrillo 1/1000 Polshin & Tokar (1957) Límite de agrietamientos en estructuras donde los esfuerzos auxiliares no aparecen durante asentamientos diferenciales (no uniformes) de fundaciones.

1/200 Polshin & Tokar (1957)

Límite de rotación de estructuras rígidas tales como torres, silos chimeneas y otros) 1/250 Polshin & Tokar (1957)

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4 LAS “TUNNEL BORING MACHINES”

Se debe retroceder hasta la m itad del siglo XIX para encontrar los precursores de las que ahora sabemos ser m aquinas excavadoras de túneles (TBM: Tunnel Boring Machine), aunque con tales precursores el trab ajo de la excavación o del arranque en sí del terreno era d e hecho aú n ejecutado directamente por los m ineros, mientras la máquina se lim itaba al cilin dro metálico protector, el escudo, y en cierta medida a la puesta en obra del soporte perifé rico prefabricado, el revestimiento anular del túnel.

En efectos las que podrían ahora llam arse TBM de Escudo, bien sea las de frente com pletamente abierto o bien sea las de f rente parcialmente mecánicamente cerrado para las con diciones más inestable, fueron las prim eras máquinas excavadoras en ser utilizadas cuand o en los años del siglo ´800 se emplearon para excavar los túneles urbanos en los terrenos arcillosos y m uy blandos del subterráneo de la ciudad de Londres donde en el 1825 se inició la construcción del Thames Tunnel, el prim ero al m undo construido con escudo, inaugurado 18 años m ás tarde en 1843 y aún en servicio para el m etro de la capital inglesa. Otro hito en la prehistoria de las TBM, aún en el Reino Unido, fue el Greathed Tunnel construido con un escudo en el 1879.

Figura 6. El Thames Tunnel construido con escudo para el Metro de Londre entre el 1825 y el 1843.

Aquellos escudos consistían esencialm ente de un cilindro m etálico (el es cudo), protector de la cavidad próxima al frente, den tro del cual se ensamblaba y se insta laba el revestimiento del túnel contra el cual accionab a el sis tema de empuje que hacía posible la progresión del avance

del túnel, m ientras el frente se excavaba c on herramientas manuales o semi-manuales.

Figura 7. El Greathed Tunnel construido con escudo en el Reino Unido en el 1879.

Con el ´900 las TBM de Escudo se iniciaron a emplear también en los Estados Unidos y para controlar la estabilidad del f rente del túnel en las excavaciones que debieron ejecutarse debajo del nivel freático ó, en otro s casos, bajo condiciones de terrenos especialmente difíciles, a las TBM de Escudo se le añadió el uso de las tecnologías neumáticas a integración ó en substitución de los medios de soporte del frente, que actuando de manera puramente mecánica habían sid o empleados originalmente.

Una de las prim eras TBM de Escudo de aire comprimido fue la que se em pleó en 1907 para la excavación del Steinway Tunnel en New Yor k (ahora denominado Queensboro Tunnel).

Figura 8. El Steinway Tunnel construido con escudo en aire comprimido en New York en el 1907.

Los revestimientos eran constituidos por anillos metálicos contiguos confor mados por segm entos prefabricados de hierro fundido ensamblados en el sitio con pernos y tuercas después de ser erguidos por un brazo erector dentro de la cola del escudo, y la propulsión para el av ance se obtenía con una serie de gatos hidráulicos que contra-em pujaban sobre el último anillo de revestimiento instalado.

50

Los Escudos de brazo hidráulico, en algunos casos, también fueron construidos incorporando el control de la esta bilidad mediante aire comprimido en la cám ara del frente, con el eventual complemento de compuertas mecánicas, a usarse durante las suspensiones de las labores ó en las emergencias.

Figura 9. Interior de una TBM de Escudo durante la erección mecánica de uno de los segmentos metálicos que conforman los anillos del revestimiento del túnel.

Figura 12. E scudo de brazo mecánico en aire com primido con compuertas mecánicas. El paso siguiente en la evolución de las TBM de

Escudo consistió en añadirle medios mecánicos de excavación, en substitución o a integración de los originales medios manuales y sem i-manuales. Inicialmente fueron los m edios mecánicos puntuales de brazos mecánicos y sucesivam ente fueron los medios mecánicos integrales de ruedas.

También las prim eras TBM de Escudo con cabeza giratoria (de rueda) en algunos casos recurrían al empleo de la presurización neumática para estabilizar el fren te y poseían com puertas mecánicas hidráulicas deslizantes que pod ían cerrar parcial o totalmente el frente para sostenerlo en condiciones críticas puntuales, permitiendo además efectuar ev entuales intervenciones de consolidación o continuar la excavación a través de pequeñas aberturas ti po ventanas que podían regularse mecánicamente.

Figura 10. Escudo de braz o mecánico Alpine Westfalia utilizado en la construcción del Metro de Munich.

Figura 11. Esquema del Escudo de cabeza giratoria o rueda. Figura 13. TBM de Escudo con cabeza giratoria o rueda.

51

Ambas tecnologías (la pr esurización neumática del entero escudo y las compuertas apalancadas hidráulicamente) originalmente utilizadas en las TBM de Escudo de rueda para excavar en terrenos muy blandos han sido paulatinam ente abandonadas entre finales de los años 70 y comienzos de los años ´80 para ser gradualm ente sustituidas por las varias tecnologías de TBM con frente en presión. Sin embargo para los túneles excavados en terrenos aún relativam ente blandos pero con frentes relativamente estables, se utilizan todavía las TBM sin frente en presión y con ruedas de corte y excavación que poseen aperturas más o menos limitadas y regulables en función de las condiciones de estab ilidad propias que presente el frente en excavación.

Figura 14. TBM de Escudo con cabeza giratoria sin fre nte de presión durante la construcción de un túnel del Metro de Caracas en terrenos de buena calidad.

Fue a caus a de la peligrosid ad ligada a la presurización del escudo y de la incapacidad de las compuertas mecánicas en poder garantizar la estabilidad del frente y el avance en circunstancias especialmente o sis temáticamente críticas, que finalmente se abandonaron tales prácticas a favor de soluciones que previeron la presurización limitada al solo frente, creando a tales efectos escudos con en su porción más delantera una corta cámara (de excavación) próxim a al frente presurizada mediante lodos bentoniticos: históricamente, los E scudos de Lodo (Slurry Shields), también llamados Hidro-escudos (Hydro Shields), fueron patentados en Inglaterra en 1964 por John Bartlet, y se difundieron en los ´70 y ´80.

Figuras 15. TBM de Escudo de Lodo o Slurry Shield.

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5 LAS MÁQUINAS TBM TIPO “EPBS”

Finalmente, algunos inconvenientes de la presurización del frente con lodos bentoniticos, las dificultades en terrenos con presencia de boulders, lo complejo de sus instalaciones y por obstáculos ambientales, entre otros, llevaron entre finales de los años 80 y comienzos de los 90 a la concepción y utilización de los Escudos de Presión de Tierra Balanceada (EPBS) los cuales, juntamente con los descritos Slurry Shields y con los Mix Shields (que aplican ambas tecnologías) dom inan hoy en día el tunneling en terrenos blandos.

La tecnología EPBS estab iliza el frente de excavación con la contrapresión transmitida por parte de la tierra y a excavada, previamente acondicionada y mezclada en el m ismo frente de la excavación en una cám ara de presión, desde la cual se va evacuando por m edio de un tornillo sin fin solo en la m isma cantidad que se excav a, manteniendo dentro de la cám ara de tierra al frente un volumen prácticamente constante.

Si en el frente de ex cavación está presente un terreno que contiene un porcentaje mayor o igual a aproximadamente un 30% de “finos” (pasantes al tamiz 200), es en principio suficiente añadir solo la cantidad de agua, si hiciera falta, necesaria para obtener una mezcla de suelo excavado que s ea: suficientemente impermeable y viscosa, y por ende capaz de tran smitir la p resión al f rente sin perdidas por exces iva penetración en los estratos más permeables y/o p or filtración de agua en presión hacia el tornillo sin fin de la salida.

En terrenos menos cohesivos se deben em plear aditivos especiales (generalmente espumas y a veces polímeros) para acondicionarlos.

En la práctica, siempre se utilizan aditivos para el acondicionamiento y para así corregir los cambios en la hum edad y en la granulom etría del terreno excavado en el frente y a tales efectos, se utilizan espumas para sustituir los finos faltantes y el agua intersticial, mientras que, en los casos de frentes con predominio absoluto de arenas y/o grav as, se añadirán polímeros para aum entar la viscos idad del agua intersticial y a sí disminuir la permeabilidad en el frente y en la cámara.

El principio de funcionamiento de un escudo de presión de tierras balanceada EP B consiste en establecer un equilibrio entre el empuje del terreno (considerando también la presión intersticial) y la

presión ejercida por el m aterial excavado que está contenido en la cám ara de excavación , fundamentándose tal principio en el perfecto constante balance entre la cantidad de m aterial excavado por la cabeza de corte y la cantid ad extraída por el tornillo sinfín. Cualquier des -balance entre estos volúmenes puede provocar, en un caso la repentina caída de la presión del frente, y en el o tro caso, la drástica red ucción de la velocidad de avance de la excavación, con parada de la TBM y apelm azamiento del m aterial en la camera de excavación.

Figura 16. Esquema general simplificado de una TBM EPB.

El escudo EPB está generalm ente compuesto por tres partes diferen tes y articuladas entre sí: la cabeza (o rueda de co rte) o es cudo frontal, el escudo intermedio y el escudo de cola.

La cabeza de corte, que puede girar en los dos sentidos, está soportada por la m otorización en el primer cuerpo del escudo y por lo general incorpora picas o cuchillas para exca var en suelos y cortadores de disco para los m ateriales rocosos y/o otros obstáculos que pudieran existir a lo largo de la traza, por ejemplo pantallas y muros colados de pozos y estaciones.

Figura 17. Ejemplo de esquema general de una TBM EPBS.

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Repitiéndolo con un p oco más en deta lle, el principio de funcionam iento de un escudo de presión balanceada de tierras consiste en establecer un equilibrio entre el empuje del terreno (con su agua intersticial) y la p resión ejercida por el material excavado q ue está en la cám ara de excavación.

Después de cortado po r las picas y pasando a través de las aberturas de la rueda, el m aterial entra en la cám ara de excavación donde unas aspas fijas permiten su mezclado para obtener un material lo más homogéneo posible para mantener un gradiente de presión en la cámara uniforme y una fácil extracción. El to rnillo sinfín extrae el material en presión presente en la cam era para descargarlo a pres ión atmosférica en una co rrea transportadora que prov ee al transporte d el desescombro a lo largo del tren de apoyo (back up). Para que la extracción del m aterial excavado mediante el tornillo s infín sea controlada, o s ea que se pueda efectuar m anteniendo la presión requerida del frente, es necesario q ue el m aterial en la cám ara sea po co permeable y visco so decrescendo su presión de m anera regular a lo largo del tornillo

El control y la gestión constante de las presiones del frente, inclusive durante el ensamblaje del an illo, minimiza la relajación de tensiones en el m aterial por d elante de la tuneladora, controlando la generación de los asentamientos alrededor del túnel y hasta la superficie. Por esto la cam era de excavación está dotada de varios sensores distribuidos en toda la sección a través de los cuales será posible controlar de m anera continúa la presión del material en la camera.

Existen varios métodos para calcular la presión de tierra en la cám ara, la cual en línea gen eral tendrá que ser algo superior de la presión de reposo del terreno a excav ar. Si la presión de soporte del material en la cámara aumenta más del referido estado de equilib rio, se provoca u na compresión adicional del m aterial plastificado presente en la cám ara y bajo determinadas circunstancias podría provocarse una elevación del terreno en frente del escudo. Si se reduce la presión de soporte, el suelo del frente podría penetrar en la cam era de excavación y se provocarían indeseados asentamientos o hasta inestabilidades en la superficie del terreno. L a presión de tierra está af ectada principalmente por los siguientes parám etros: velocidad de avance, velocidad de desescom bro del m aterial de la cámara a través del to rnillo sin fin, presión de empuje de los cilindros, densidad del m aterial en la cámara, entre otros.

Figura 18. Ca beza superior del sinfín de extracción del material excavado y acondicionado en el Metro de Caracas.

El escudo frontal y el escudo interm edio están conectados por medios de una articulación activa, que puede ser operada por el piloto para una correcta inserción en c urva o ráp ida rectificación de desviaciones desde el trazado. La forma más común para regular la presión de

tierra durante el avance, considerando la fuerza de empuje constante, es cambiando la velocidad del tornillo sin fin. La pres ión de tierra dism inuye cuando el m aterial se extrae m ás rápidamente a causa de una m ás alta velocidad de rotación del tornillo. Por otro lado la presión de tier ra se incrementa cuando el m aterial se extrae con un ritmo inferior al qu e entra en la cam era. En general también es posible regular la presión de tierra a través de la velocidad de avance: reduciendo la velocidad de empuje de los cilindros se ha como efecto la disminución de la presión de tierra, por lo contrario al incrementar la velocidad de empuje de los cilindros , la presión de tierra aumenta.

En el es cudo intermedio están colocados los cilindros (gatos) hidráu licos que proporcionan el empuje necesario para excavar el terren o y avanzar la m aquina. Estos cilindros de em puje están distribuidos en todo el perímetro circular de la máquina, y están equipados con zapatas articuladas que permiten un apoyo uniforme sobre las dovelas del revestim iento. Su recorrido m arca el ciclo de avance, al final del cual bajo la protección del escudo de cola se ejecuta el montaje del anillo pref abricado en segm entos de revestimiento del túnel, rellenando constantemente el espacio vacío anular vacio que in evitablemente se establece entre el terreno y el anillo.

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Entre el terreno y el trasdós del anillo ensamblado y expulsado en la cola del escudo de la TBM, debido a las dife rencias entre el efectivo diámetro de excavación y los diámetros externos del escudo y de los an illos, existe un inevitab le vacío anular que debe ser eficientemente rellenado para de tal m anera limitar las deform aciones del terreno en el perím etro de la excavación y los consecuentes asentamientos de la superficie.

En la parte posterior del escudo de cola, en la zona en que se coloca el anillo de dovelas, estarán dispuestos unos sellos, constituido normalmente por tres h ilas de cepillos. En las cám aras entre cepillos hay que inyectar una grasa que impermeabilice el escudo im pidiendo la entrada del agua y del mortero inyectado, garantizando un ambiente perfectamente estanco en el túnel. Para garantizar el perfecto sellado del escudo es importante que la presión de inyección sea m ayor de la presión de inyección del mortero. Para el relleno de tal vacío anular se prevén

tuberías de inyección a lo largo del escudo de cola y la propia cola del escudo. Por ello la zona en que se coloca el anillo d e dovelas, lleva en toda su periferia unos sellos que im piden la entrada de mortero, suelo o agua hacia el interior del escudo, manteniendo la estanqueidad del sistema.

Por lo gen eral se utilizan tres s istemas de

inyección a lo largo del escudo EPB: inyección de mortero para el relleno del galibo de excavación entre terreno y anillos; inyecc ión de grasa para el sellado del escudo; inyección de bentonita entre el escudo y el terreno.

Mortero

Cepillos

Escudo

Mortero

Grasa de cola

Dovela

Figura 20. Sistema de inyección de grasa en el escudo EPB.

La falta de un sostenimiento efectivo en la zona superior del escudo debido a la general conicidad decreciente hacia la cola del escudo, produce en muchas ocasiones el cierre del vacío que existe entre la co raza del escudo y el terreno excav ado anteriormente al relleno del trasdós de las dovelas. Sin embargo, las pérdidas de suelo producidas entre la cab eza y la co la del escud o debido a la conicidad de este, en general tom an importancia relevante en caso de suel os granulares bajo el nivel freático, m ientras en suelos cohesivos su importancia es decididam ente reducida, aunque también pueden ser igualm ente prudencialmente controladas. Para poder ge nerar un sostenimiento en esta zona y bajar el rozamiento entre el terreno y el escudo hay que pred isponer de un sistem a de inyección de fluidos viscosos alrededor del escudo que pueden ser m ortero, inerte o bentonita. L as inyecciones se deben rea lizar simultáneamente al avance de la TBM y para ello el escudo delantero tiene que tener varios puntos de inyección distribuidos en la parte superior del perím etro. Para una buena práctica del proceso, la presión mínima de inyección debe ser igual a la presió n calculada para el s oporte del frente en coincidencia con su bóveda y esta se aumenta algo para que la m ezcla bentonítica inyectada en el trasdós del escudo no se com unique con el frente. El sistema de inyecció n se regula por volumen, regulándose las presiones de inyección para cada línea de manera que durante el avance se inye cte la cantidad teórica o superior del vo lumen calculado procurando un reparto hom ogéneo del mortero inyectado sobre el escudo.

Figura 19. Sistemas de inyecciones en el escudo EPB.

La inyección del m ortero se realiza de m anera simultánea al avance d e la excavación y debe ser regulada principalmente por presión y no por volumen para garantizar un relleno óptim o del gap. La inyección se sincroniza a la velocidad de avance de la TBM para ev itar excesivas subidas o bajadas de presión dur ante el proceso de inyección. Para ello la TBM dispondrá de varias líneas repartidas uniformemente a lo largo d el perímetro de la cola del escudo e integradas por las líneas d e inyección de las g rasas para los cepillos presentes en la cola, los cuales estarán permanentemente rellenos de grasa para servir de estanqueidad o cierre, impidiendo que el m ortero inyectado tras un anillo avance y pase hacia la parte delantera del escudo de la T BM. Para una buena práctica del proceso se tienen que definir las presiones m ínimas de inyección, que por defecto deben ser algo supe riores a la presión en cabeza a la altura que corresponde cada línea, para así asegurar la salida de mortero.

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Finalmente, para que en un sistema EPBS el mismo terreno excavado pueda servir de m edio de soporte, tiene que cump lir con las siguientes características: buena deformación plástica, consistencia pastosa y suave, baja fricción interna, y baja permeabilidad al agua. Ya que m uy pocos terrenos tienen naturalmente estas características, el suelo abatido tien e normalmente que s er condicionado añadiendo productos que pueden ser agua, bentonita, o espum as, polímeros y otros varios desestructurantes, para conseguir una pasta de condiciones adecuadas para form ar un tapón presurizado, impermeable y que no se apelm ace entre la rueda y el m amparo. Las m uy comúnmente utilizadas espumas para el acondicionamiento, están compuestas por aire más una solución de agua, tensio-activos y polímeros.

Figura 21. Ejemplos de terrenos excavados acondicionados.

La inyecciones de acondicionam iento pueden también ser útile s y necesarias pa ra contrastar la tendencia a la adhesión de los suelos excavados, esta tendencia, si muy marcada, puede llevar al apelmazamiento del m aterial en la rueda, con el resultado de hacer m uy difícil la regulación de la presión al frente acom pañado de una baja importante de las velocida des de penetración. Durante la excavación de m ateriales con un alto contenido de arcillas de alta p lasticidad, estas son

pegajosas y pueden adherir a las partes metálicas de la ru eda de corte, tapar las aberturas de es ta ultima e impedir e l normal pasaje del material del frente a la cam era de ex cavación. En efecto s, debido a las altas tem peraturas en la c amera de excavación producida por los rozam ientos internos del material, las fracciones de arcilla del material pueden flocular form ando grandes masas de material arcilloso que im piden una correcta extracción con el tornillo sin fin y se amasan en el centro de la rueda. La tendencia a la adhesión ha sido estudiada por varios autores que relacionan los límites de Attenberg con el contenido natural de agua dando indicación sobre el posible comportamiento de los suelos a excavar con TBM, indicando que con hum edad natural superior al Límite plástico e Índice plástico mayor de 25 cabe la posibilidad de adhesión.

Para concluir este capítulo sobre las máquinas y las tecnologías EPBS es oportuno m encionar que aunque probablemente se tr ate de la actualm ente más avanzada evolución de las TBMs pa ra construir túneles en terrenos blandos, su campo óptimo de a plicación se dirige hacia los terrenos con algún contenido de finos, m ientras para los terrenos dominantemente granulares, los Slurry Shields aún conservan im portantes ventajas comparativas por lo cual siguen siendo aún plenamente vigentes. De hecho, tam bién ha habido interesantes propue stas y realizaciones de máquinas capaces de poder alternar am bos sistemas: las TBM denominadas Mix Shields.

Figura 22. Campos de aplicación de EPBS y Slurry Shields. 56

6 PREVENCIÓN DE LOS DAÑOS DEBIDO S A LOS ASENTAMIENTOS DEL TERRENO

En los capítulos inic iales se han tratado las problemáticas de las defor maciones y de los asentamientos del terreno consecuentes a la excavación de un túnel y tam bién las de los posibles peligros o daños que pueden producirse en los servicios las es tructuras y las edificacio nes preexistentes adyacentes al túnel, bien sea en superficie y bien sea sub-superficialmente.

Luego, tratando de las m áquinas excavadoras y de las nuevas tecnologías hoy en día disponibles para las mismas, también se ha com entado que se ha evolucionado m ucho también en el control y prevención de las causas que inducen tales deformaciones y asentamientos del terreno con lo cual los daños por lo ge neral resultan reducidos, pero, lamentablemente aún no se han podido eliminar del todo tales cau sas y efectos y por lo tanto, es aún funda mental dentro del proceso integral de la construcción de túneles en am biente urbano la protección de lo preexistente y para ello también las técnicas y las tecnologías han avanzado, mejorándose y diversif icándose, por ejemplo:

Figura 23. Inyecciones permeantes de consolidación.

Cuando en cam bio se rom pe la estructura del terreno produciendo deliber adamente su fractura mediante la inyección de lechada de cem ento a presión, se habla de iny ecciones de compactación las cuales se ejecutan g eneralmente para m ejorar mecánicamente el terreno com pactándolo con la acción ejercida por la presión de la lechada que desplaza el suelo, rellena la cav idad creada y finalmente densifica su entorno.

Inyecciones permeantes de consolidación Inyecciones de compactación Inyecciones de compensación Inyecciones de jet grouting Contracimentaciones

Las inyecciones perm eantes, así com o sugiere

la misma denominación, se efectúan para perm ear el terreno con un determ inado fluido, rellenando con el mismo los poros presentes y com unicantes entre las partículas sólida del terreno, con el doble objetivo de im permeabilizarlo y de m ejorarlo mecánicamente, consolidándolo, sin modificar su estructura.

Figura 24. Inyecciones de compactación.

Siguiendo el m ismo procedimiento se puede llegar a producir el levantam iento del suelo sobre la cavidad rellenada con la lechada y hasta e l de las eventuales estructuras sobrestantes hablándose en tales casos de inyecciones de compensación.

Principalmente se inyectan m ezclas de agua cemento bentonita o mezclas de productos químicos, generalmente silicaticos o polim ericos, las primeras en los suelos m ás gruesos y las segundas en los suelos más finos.

Para efectuar las inyecciones s e recurre a diferentes procedimientos de acuerdo con cada específica circunstancia, operando desde el interior del túnel a través del frente de excavación, o desde la superficie, o desde un túnel auxiliar o desde un pozo adyacente, etc.

Figura 25. Inyecciones de compensación. 57

Las inyecciones de jet grouting consisten en inyectar en el terreno a tratar, a través de uno o más inyectores ubicados en el extremo ascendente de un tubo y con una pres ión muy elevada, una mezcla estabilizante y cem entante de manera que el terreno y la m ezcla resultan íntimamente agitados y rem ezclados con lo cual, una vez completada la cementación se logra una estructura columnar continua de muy elevadas características mecánicas, función esencialmente de la naturaleza geotécnica del terreno adem ás que de los parámetros del proceso.

Evidentemente se trata de una técn ica de inyección que, debido a su peculiar capacidad de disgregar el terreno que se quiere tratar mezclándolo contemporáneamente con el fluido inyectado, permite tratar cualquier tipo de terreno que requiera ser mejorado m ecánicamente, evitando que, especialm ente en terrenos de composición muy heterogénea, la sustancia inyectada siga vías pref erenciales disponiéndose, ineficientemente, en vetas o en capas.

Adicionalmente, y en contraposición con las técnicas tradicionales d e inyecciones en terren o, con el jet grouting, gracia s a su peculiaridad de optimizar la energía de i nyección y de garantizar la uniformidad del r esultado en el secto r tratado induciendo notables incrementos de la resistencia al corte del terreno natural, se pu eden utilizarse eficientemente espesores y/o volúm enes de tratamiento reducidos y selectivam ente orientados en el espacio.

Figura 26. Columnas de jet grouting desenterradas.

Para ejecutar un jet grouting se introduce en el terreno un tubo de 60 a 80 mm aproxim adamente de diámetro, hasta la profundidad requerida. Durante esta operación una válvula que se abre o cierra automáticamente por diferencia de presión permite, desde un inyector ubicado axialm ente en

la base del tubo, la salida de agua bajo presión proveniente de una bomba, lo cual favorece la penetración del tubo como ocurre en las técnicas normales de perforación. Después de la com pleta penetración del tubo en luga r del agua se inyecta, desde la m isma base del tubo pero perpendicularmente al eje, la m ezcla estabilizante bajo presión sumamente elevada. Puesto que el tubo gira, esta operación de inyección afecta todo el entorno y hasta un radio que depende esencialmente de las condiciones del terreno, de la presión e inyección y de la n aturaleza de la mezcla. En este rad io queda com pletamente destruida la estructura original del terreno, el cual queda disgregado agitado y mezclado íntimamente con la sustancia inyectada. Finalm ente, debido a que durante la operaci ón de inyección, el tubo también se eleva g radualmente, el tratam iento afecta sin solución de continuidad, niveles cada vez más altos y así gradualm ente se viene conformando en el subsuelo alrededor de la perforación una estructura cohesiva con form a de columna.

Figura 27. Secuencia de las inyecciones de jet grouting.

Repitiendo las ope raciones indicadas en distintas perforaciones puede ejecutarse, según las exigencias, sea un tratamiento continuo por medio de columnas adyacentes y eventualm ente compenetradas entre sí, así com o un tratam iento discreto con cualquier dist ribución requerida en el espacio.

Con el método arriba descrito, según las finalidades de caso esp ecífico, modificando en la mezclas estabilizadoras los porcentajes de los diversos agentes y regulando los varios parámetros de la operación y naturalm ente tomando en debida cuenta la naturaleza del terreno, se obtiene un pr oducto final constituido por columnas con diámetro de entre 40 y 80 cm , resistencias media a la com presión libre de entre 10 y 200 Kg/cm ² y coeficientes de perm eabilidad de entre 10E-7 y 10E-9 cm/seg.

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Uno de los aspectos físicos m ás interesantes de la técnica descrita es e l total agotamiento de la elevadísima presión del chorro inyectado, dentro de un radio lim itado a pocas veces el diám etro de la perforación, elim inándose así toda posibilidad de efectos colaterales indeseados sobre terrenos o estructuras próximas. Intuitivamente lo anterior se explica observando que a pesar de las elevadísimas presiones de inyección, a todo lo largo de la barra de pe rforación e inyección se produce un reflujo de la m ezcla inyectada lo cu al permite a la totalidad del volum en de fluido constituyente el núcleo de la colum na en formación de m antenerse a presión hidrostática, exceptuando el efecto d inámico del im pacto del chorro, estrictamente limitado a la breve duración de la operación y a la po rción de terreno afectado directamente. Adicionalmente y justamente debido a la citada acción dinámica concentrada y limitada en el tiempo y el esp acio, se produce en el anillo de terreno que rodea la columna, un efe cto claquage de com prensión y densificación dinámica que resulta siem pre altamente beneficioso por cuanto de lugar a un mejoramiento geomecánico de la porción de terreno afectada.

Figura 29. Protección con jet grouting de edificaciones adyacentes a los túneles gemelos del Metro de Caracas.

Las contracimentaciones finalmente, constituyen técnicas ya tradicionales dentro de la ingeniería geotécnica y las m ismas han sido exitosam ente experimentadas en sus va rias modalidades desde hace ya muchos años, también en la práctica de las construcciones subterráneas. La ingeniería de los túneles urbanos en efecto s solamente ha tenido que apropiarse de tantas difundidas experiencias y aplicarlas, simplemente adaptándolas a sus propias peculiaridades aunque u tilizando de hecho los mismos principios generales y los m ismos elementos estructurales, tales como pueden ser los micropilotes, las columnas jet grouting, etc. etc.

Por otro lado en las ap licaciones que prevén la constitución de colum nas contiguas y compenetradas, el resultado es sorprendente positivo en el sentido de la continuidad de la estructura conformada, debido al efecto pared con el cual, si un chorro es proyectado contra una pared con fuerza suficiente, no es reflejado sino que se p royecta a lo largo de la su perficie de la propia pared. Dicho efecto, cuando el chorro es proyectado contra un cuer po columnar, hace que el chorro antes de alejarse rodea la sup erficie cilíndrica por un arco de más de 180 grados.

Figura 28. Protección con jet grouting de una tubería.

Figura 30. Contracimentaciones mediante micropilotes para la construcción del Zimmerberg Tunnel de Zurich.

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7 LOS ANILLOS DEL REVESTIMIENTO Es necesario tam bién tener presente que no se puede instalar una secuenci a indefinida de anillos con juntas longitudinales alineadas porque se debilitaría estructuralmente el rev estimiento en dirección longitudinal y por tal m otivo siempre hay una rotación para obviar tal inconveniencia.

Los revestimientos de los túneles construidos en ambiente urbano con las m odernas máquinas de excavación integral (TBM) continúan s iendo constituidos, así como lo fueron los prim eros del siglo antepasado, por anillos prefabricado s, ensamblando en sitio los segmentos que los conforman: principal diferencia, ya los anillos no son de hierro fundido, sino de concreto reforzado.

La característica geométrica fundamental de un anillo universal es su conicidad y la misma se basa en el hecho que sus do s secciones terminales no son paralela con lo cual los segm entos que componen el anillo tiene n longitudes diferentes entre ellos, variables a lo largo del perím etro. Se define conicidad de un anillo la diferencia entre su longitud máxima y su longitud mínima.

Otra diferencia, o m ejor dicho innovación de los años r ecientes: los a nillos de concreto ahora son de espesor uniforme y del tipo “universal”.

Figura 33. La conicidad del anillo universal.

En cuanto a los aspec tos estructurales de los anillos, ya que las excavadoras T BM avanzan y excavan apoyándose en el m ás reciente anillo montado, el dimensionado y la verificación d e los segmentos que los conform an dependen en buena medida de las cond iciones de interacción con el sistema de empuje de la m áquina (gatos), aunque obviamente existen tamb ién otras im portantes condiciones de solicitaci ón que deben ser todas oportunamente verificadas tales com o, además que las estáticas corresp ondientes a la función de soporte de la cavidad, las de la movilización y las del almacenamiento.

Figura 31. Revestimiento con los anillos universales.

El anillo universal se denomina así porque con una única geometría es capaz de seguir el curso de las curvas verticales y horizon tales eventualmente presentes a lo largo del trazado, además que continuar la excavación en línea recta y tam bién con la posibilid ad de pode r corregir eventuales desviaciones propias de la máquina de excavación.

Una oportuna secuencia de anillos universales en efectos, cada uno de lo s cuales rotad o oportunamente en torno al propio eje respecto al anillo precedente ya instalado y sin incluir ningún anillo especial, p ermite seguir cualquier trazad o manteniendo sobre una única superficie plana la zona de contacto entre los anillos sucesivos.

Figura 32. Secuencias de ensamblaje en el anillo universal.

Figura 34. M ovilización de los segmentos en la planta de prefabricación del Metro de Valencia en Venezuela.

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Figura 35. Apilamiento y almacenamiento de los segmentos

Figura 36. Empujes de los gatos sobre los anillos durante la

En la estr ucturalmente muy crítica f ase de empuje, los gatos hidráulic os de la TBM aplican ingentes presiones sobre áreas esp ecificas de la sección estructural transversal del anillo rec ién ensamblado, las cuales resultan tan elevadas que a menudo pueden llegar a produc ir la fisuración del concreto ya que el anillo m ismo constituye el contraste necesario a permitir la extensión de lo s gatos hidráulicos que avanzan la TBM mientras está excavando. Bajo las referidas zonas de cargas relativamente concentradas, el comportamiento de los segmentos del an illo es sim ilar al de unas planchas (casi u nas vigas planas) sujetas, paralelamente a sus m ismos planos, a cargas concentradas de gran m agnitud induciéndose en donde están ya presentes los esfuerzos de compresión, también importantes tracciones que se extienden en profundida d a lo largo de la longitud del anillo, dism inuyendo paulatinamente de intensidad para lu ego volver sobre el lado opuesto del segmento.

prefabricados para el Metro de Valencia en Venezuela.

fase de avance en la excavación en el Metro de Valencia.

Figura 37. Modelación de la fase de empuje para avanzar.

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Se ha podido comprobar que, cuando los anillos del revestimiento del túnel posen una geom etría caracterizada por una lim itada esbeltez (relación entre diámetro y espesor inferior a 20), el conjunto de todas la s solicitaciones descritas puede ser adecuadamente absorbido sin que se produzcan fisuraciones de relevan cia, mediante el refuerzo del concreto con una adecuada dosis de fibras metálicas. En efectos sucede qu e el m uy frágil comportamiento de un segm ento de concreto de elevada resistencia, reforzado con una adecuada dosis (del orden de 50 Kg/m 3) de fibras metálicas, adquiere una tenacidad suficiente a soportar unos niveles de cargas de tr acción que generalm ente son compatibles con los que se han descrito.

Por otro lado para los anillos m ás esbeltos, las dosis de fibras necesarias para alcan zar resultados satisfactorios deben increm entarse notablemente, de manera impráctica y costosa, con lo cual aún se opta por recurrir a la armadura convencional.

Sin embargo, con base a todas las anteriores consideraciones y a los resultados obtenidos de detallados análisis numérico-estructurales llevados a cabo, se ha podido comprobar que en cuanto al refuerzo del concreto de los s egmentos, lo más eficiente es adoptar una arm adura constituida por unas pocas barras m etálicas distribuidas en posición estratégica y opor tunamente integradas con fibras m etálicas en dosis adecuadas (m ínimo 25 Kg/m3). Tal arm adura convencional ligera se dispone para conform ar dos vigas perim etrales dispuestas sobre los lados largos y curvos del segmento con el objetivo de mejorar la resistencia a la flexión del segmento actuante como una viga plana horizontal y limitar la fisuración de splitting, mientras el refuerzo de fibras m etálicas cumple con la importan tísima función de asignar al concreto la suficiente te nacidad requerida para su óptimo desenvolvimiento estructural.

En la figura que sigue se muestra un ejemplo de la referida arm adura hibrida, con 35 Kg/m 3 de fibras metálicas y reducidas barras convencionales posicionadas dentro del segmento del anillo y representadas en la correspondiente sección transversal ilustrando así su disposición espacial. Se observa que cada vi ga de borde está conformada por un refuerzo longitudinal, superior e inferior, igual a 4 barras de 12 mm, para un total de apenas (8+8) barras de 12 mm para cada segmento, para un anillo de 10 m de diámetro y 40 cm de espesor. También se reporta la representación gráfica del refuerzo con solamente armadura convencional que se había originalmente previsto para el anillo en referencia.

Figura 38. Armadura hibrida con barras y fibras metálicas y armadura convencional con solamente barras metálicas para los anillos del Metro de Valencia en Venezuela.

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Seminario Internacional sobre Túneles y Obras Subterráneas. APTOS. Lima Perú 4 y 5 Agosto 2011

REFUERZO DEL FRENTE DE EXCAVACIÓN CON ELEMENTOS DE VIDRIO-RESINAS PARA ESTABILIZAR Y AVANZAR A SECCIÓN COMPLETA EN TÚNELES CONSTRUIDOS EN TERRENOS DEBILES Gianfranco Perri Ingeniero Consultor y Proyectista Profesor de Diseño de Túneles en la Universidad Central de Venezuela

Resumen

Después de una breve introducción sobre el tema y des pués de comentar los principales antecedentes que han llevado a la utilización de los elementos de vidrio -resinas en el diseño y construcción de túneles, se ilustran los principios y conceptos básicos sobre los cuales se fundamentan la teoría y la práctica de esta metodología. Luego se dedica un capítulo a ilustrar al gunas de las primeras aplicaciones de la tecnología de la vidrio-resina en la excavación de túneles en terrenos con precarias condiciones geomecánicas y se continúa con un capitulo enteramente dedicado a d escribir las tipologías geométricas, morfológicas y estructurales más comunes de los elementos VTR. Finalmente siguen dos capítulos relativos a los temas del diseño, bien sea de cada uno de los elementos que constituyen un Sistema VTR y bien sea del Sistema VTR mismo, y entre estos capítulos se abre una paréntesis para comentar los campos de aplicación de los Sistemas VTR en relación con las posibles clases de comportamiento de la excavación en un túnel. Se termina con un capitulo de conclusiones y con la Bibliografía esencial sobre el argumento tratado. Introducción

El "Arte", dentro de la Ingeniería de Túneles, ha ocupado siempre un lugar predominante: desde los orígenes cuando todo era "Arte", hasta los tiempos más modernos en los que la computación y el automatismo más sofisticado aún no han permitido prescindir de una amplia dosis de "Arte" en la adopción de nuevas tecnologías y metodologías para la construcción de las grandes obras subterráneas.

Es así que, dentro del marco descrito, en la construcción de túneles se proponen constantemente soluciones más o menos novedosas, basadas sobre el empirismo y la experiencia en unos casos o sobre la simple evolución de antiguas técnicas en otros, para que sea siempre la práctica a verificar sus cualidades y defectos y solamente entonces por lo general es cuando intervienen la "Ciencia" y las "Teorías" a analizar o corroborar y, esto es cierto, generalmente optimizar el fruto del "Arte", elevándolo a las categorías de "Técnica o Ciencia".

Ha sido dentro de este continuo proceso de innovación tecnológica que, desde hace varios años se ha venido experimentando (inicialmente en Italia hacia mitad de los ’80 y luego en muchas otras partes del mundo) en la construcción de túneles excavados en terrenos difíciles en condiciones críticas en relación con la estabilidad de la excavación, una técnica de consolidación (o de refuerzo, o de armado) del núcleo del terreno que constituye el frente de excavación, mediante la introducción en el mismo de un conjunto de elementos estructurales lineares, colocados uniformemente distribuidos y paralelos al eje del túnel.

Los referidos elementos estructurales lineares de refuerzo del terreno del frente del túnel, se introducen dentro de los agujeros previamente perforados para tal fin y se cementan al terreno, generalmente inyectando oportunamente en los agujeros el clásico mortero de agua-cemento.

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Antecedentes

La idea de introducir elementos estructurales paralelos al eje del núcleo de avance de un túnel, con el objeto que los mismos pudiesen aplicar con su reacción una oportuna presión estabilizante sobre el mismo frente de excavación, ciertamente surgió cómo natural evolución de las más antiguas y comprobadas técnicas de estabilización del frente basadas en la aplicación directa de tal presión sobre la superficie expuesta del frente, bien sea mediante precarias acciones mecánicas de apuntalamiento cómo las que se aplicaban en las antiguas excavaciones convencionales (Figura1) o bien sea m ediante las muy problemáticas peligrosas y finalmente abandonadas técnicas del aire comprimido que se aplicaban en las excavaciones con escudos.

Figura 1

En la práctica de las excavaciones convencionales, la técnica universalmente utilizada para poder excavar un túnel en condiciones precarias de estabilidad era de hecho recurrir al avance a secci ón pluri-parcializada, siguiendo alguno de los varios esquemas ampliamente experimentados y conocidos con los sugestivos nombres de ¨Método austríaco¨, ¨Método italiano¨, Método belga¨, etc. (Figura 2).

Todos estos métodos se diferenciaban, además que por el nombre, esencialmente por la secuencia espacial que se ad optaba en el avance de las numerosas secciones parciales en las que se su bdividía la entera sección del túnel y que avanzan desfasadas a lo largo del eje del túnel en el intento perseguido de poder controlar la estabilidad de cada porción, frente a la imposibilidad de poder garantizar la estabilidad de la sección completa o de por lo menos la media sección del túnel.

Figura 2

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Tal manera de proceder no obs tante que obviamente resultara muy complicada, lenta, ineficiente y peligrosa, fue de hecho la única posible y en efectos en la práctica fue generalmente adoptada durante más de un siglo para excavar todos los grandes túneles viales y ferroviarios que en Europa y en América se construyeron a partir de los últimos decenios del antepasado siglo 800: absolutamente todos aquellos túneles que se excavaron convencionalmente en terrenos no aptos a ser dinamitados a sección completa.

Es por lo tanto fácilmente explicable que haya habido varios intentos dirigidos a poder de alguna manera evitar tales problemáticos procedimientos, y cada vez con más empeño toda vez que más urgente y tajante se iban manifestando la necesidad de mejorar la productividad y la seguridad y condición de trabajo de los mineros empeñados en construir grandes túneles.

Principios

Es ciertamente intuitivo che aplicando un confinamiento o una presión de contención sobre un frente de excavación de un t únel que se encuentre en condiciones de estabilidad precaria, se contribuye decididamente a incrementar su estabilidad.

Sin embargo es quizás algo menos intuitivo considerar que no solamente la estabilidad del frente, si no que la simple rigidización del mismo, contribuye sustancialmente a mejorar la estabilidad de la entera cavidad próxima al frente, aquella que se viene a f ormar entre el soporte recientemente aplicado y el frente de avance: aquella cavidad cuya estabilidad se debe garantizar para que la excavación del túnel pueda avanzar en condiciones de suficiente seguridad y con suficiente espacio libre para así alcanzar una satisfactoria productividad mediante un pr oceso constructivo industrializado, también en presencia de condiciones geomecánicas adversas.

Existe en efectos una indudable relación directa entre la deformación del núcleo del frente de avance del túnel y el comportamiento de la cavidad: regulando la rigidez del núcleo es posible controlar la respuesta deformatoria de la cavidad y en consecuencia controlar en gran medida su estabilidad. Tal principio lo ha ampliamente estudiado y difundido el profesor Pietro Lunardi a parir de la segunda mitad de los años ’80, hasta perfeccionarlo con la elaboración formal de una metodología de diseño de túneles, denominada ADECO-RS (Figura 3) y recientemente publicada en todos sus detalles (Lunardi, 2006).

Figura 3

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Una vez entendido a fondo el fenómeno y después de haberlo analizado en todos sus detalles, recurriendo para ello también a reiteradas observaciones prácticas y al sistemático monitoreo de numerosos túneles en construcción, el reto naturalmente e inmediatamente consecuente fue la búsqueda de la manera práctica de poder aprovechar tal importante principio para poder controlar en las obras la estabilidad de las excavaciones en túneles construidos en ambientes geomecánicos adversos. Alcanzar o sea el objetivo de poder excavar túneles, también con secciones de grandes dimensiones, en condiciones de seguridad, con metodologías industrializadas, avanzando a sección plena no obstante la existencia de condiciones geomecánicas precarias. La primera idea fue naturalmente clavetear (hincando clavos o pe rnos metálicos de longitud limitada a pocos metros) el frente de excavación para evitar los desprendimientos en el mismo. Los resultados, desde un punto de vista del objetivo de mejorar y controlar la estabilidad del frente y de la cavidad adyacente, fueron relativamente satisfactorios y sin embargo, resultaron al mismo tiempo claros también los límites y los serios inconvenientes prácticos implícitos en tales procedimientos. Los clavos simplemente hincados había que extraerlos inmediatamente antes de reanudar la excavación, mientras los clavos cementados mediante inyección de mortero de cemento, constituían un serio estorbo en las operaciones de abatimiento y excavación del núcleo del frente, especialmente si su longitud había sido extendida a varios metros para incrementar la eficiencia mecánica y operativa de la intervención. Inclusive el recurso a cables metálicos inyectados en sustitución de las barras metálicas, se reveló impracticable. Pero las ideas y las tecnologías no demoraron a l legar en providencial auxilio de los proyectista y constructores de túneles: los pernos de vidrio-resinas (fibras de vidrio cementadas y moldeadas con resinas sintéticas) alcanzaban capacidades a la tracción comparables con las de los cables y pernos metálicos, con longitudes notables y obviamente pesos sustancialmente inferiores, permitiendo un ágil manejo y sobre todo, no representando estorbo alguno en las etapas de abatimiento y excavación del núcleo del frente. Primeras aplicaciones La gran ocasión se le presentó (Lunardi, 1985) con la construcción de la ferrovía de alta velocidad entre Roma y Florencia en los Apeninos italianos, donde la pésima calidad geomecánica de las formaciones geológicas a at ravesar, constituidas por terrenos limosos arcillosos y arenosos e inclusive a veces bajo falda freática, implicaba enormes dificultades para la excavación de los numerosos túneles previstos en el proyecto para un total de aproximadamente 11 kilómetros. Desde allí en adelante, las aplicaciones exitosas de los elementos de vidrio-resinas (VTR) para reforzar y estabilizar el frente de túneles en terrenos difíciles se han multiplicado y difundido enormemente en muchas partes de Europa y América.

Figura 4

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Figuras 5

Ferrocarril de Alta Velocidad Roma-Florencia (Italia)

Metro Las Adjunta-Los Teques (Venezuela)

Ferrocarril Caracas-Cúa (Venezuela)

Single track Tunnels

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Tecnología de los elementos VTR (Figuras 6) En cuanto a las tecnologías de los elementos de vidrio-resinas VTR, la evolución desde los iniciales pernos o barras de sección circular, lisas o corrugadas, hacia los elementos tubulares fue natural e inmediata para facilitar y optimizar el proceso de inyección necesario a la cementación de los elementos VTR al terreno.

Elementos VTR lisos de sección circular Elementos VTR corrugados de sección circular También los tubos VTR fueron inicialmente lisos, luego se mejoró su adherencia al mortero cementante con la incisión de canales helicoidales conformados sobre la superficie cilíndrica externa del tubo mediante el corte de material, y finalmente la tecnología constructiva industrial evolucionó hasta obtener una adherencia aún mejorada pero arrugando las mismas fibras de vidrio sin operar su inconveniente corte.

Elementos VTR de sección anular VTR anular de adherencia mejorada

Elementos VTR de sección anular corrugada

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Sucesivamente, se introdujeron y se difundieron también elementos VTR planos a sección rectangular en forma de platinas, cuya gran flexibilidad facilita el transporte en rollos continuos, permitiendo al mismo tiempo la confección en situ de los elementos a utilizar, seleccionando longitud y cantidad de platinas con las cuales confeccionar los elementos en función de las exigencias de cada proyecto o situación específica.

Elementos VTR de sección rectangular Ensamblados en series de tres Y también se han experimentado y utilizado elementos a forma de Y o de Estrella, con agujero central para la inyección o c omplementados con una manguera plástica separada de inyección, así como necesariamente ocurre en los antes descritos elementos en forma de platinas.

Elementos VTR con sección a Y o Estrella, perforados o no

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Finalmente y más recientemente, también se han incorporado al mercado diferentes elementos VTR especiales, o sea con características específicamente adaptas para aplicaciones en condiciones no rutinarias, como por ejemplo las que requieren de elevadas presiones de inyección con eventual reinyección y su atento control, o las en que es necesario controlar los volúmenes de la misma inyección garantizando al mismo tiempo una elevada adherencia en terrenos muy fracturados o muy blandos. En el primer caso se trata de elementos VTR tubulares que incluyen una serie de válvulas oportunamente distribuidas sobre su longitud y que además se complementan con una camisa plástica internamente solidaria de alta resistencia, mientras en el segundo caso se t rata de elementos VTR aún tubulares, pero complementados con una manga o saco externo constituido por un especial geotextil.

Elementos VTR tubulares con camisa interna plástica y válvulas de inyección

Elementos VTR tubulares con geotextil externo para controlar el volumen de inyección y la adherencia

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Dimensionado de Elementos VTR

Por dimensionado se entiende el diseño del sistema VTR que se decida implementar en un determinado sector de un túnel cuyo comportamiento geomecánico es tal que su estabilidad durante la construcción no puede ser garantizada siguiendo los tradicionales métodos de excavación y soporte, a menos de recurrir a la pluri-parcialización de la sección de avance, con todos los consecuentes inconvenientes que con tal solución derivan en términos de productividad y de seguridad. El dimensionado del sistema VTR por lo tanto, debe incluir la definición de la tipología y de la cantidad de elementos a colocar en el frente de la excavación, y además sus longitudes, distribución, solapes y demás características geométricas y especificaciones constructivas del sistema. Dentro de este orden de ideas para tratar del dimensionado, es oportuno separar los aspectos relativos a la estabilidad global del sistema y de la cavidad, de los aspectos que se refieren a la estabilidad específica de cada uno de los elementos VTR que luego, actuando como un conjunto, conforman el sistema. Desde un punto de vista conceptual, el primer punto puede inicialmente reducirse a la determinación de la presión de contención que es necesario aplicar sobre el frente del túnel para garantizar su estabilidad y con la cual al mismo tiempo inducir un comportamiento suficientemente rígido del mismo núcleo que finalmente limite su deformación vertical, constituyéndose así en un pilar suficientemente rígido para el techo de la cavidad, contribuyendo decididamente a la estabilidad de la misma (ver el capítulo específico). El segundo punto en cambio se refiere a la carga unitaria que, para garantizar aquella presión de contención requerida, debe ser desarrollada axialmente por cada elemento VTR y cuya magnitud debe ser compatible, sea con la resistencia estructural a tracción de la sección de vidrio-resina del elemento, sea con la resistencia al corte a lo largo de la superficie del contacto VTR-concreto, y sea con la resistencia al corte a lo largo de la superficie cilíndrica del contacto concreto-terreno. En otras palabras, se trata de la resistencia a la extracción (pull-out) del elemento VTR cementado en el terreno, pero y obviamente, no de l elemento con toda su longitud de instalación, sino con su longitud residual, o sea la del solape con el que debe necesariamente conformarse cada campo o sistema respecto al campo inmediatamente anterior, para mantener la continuidad del efecto estabilizante y rigidizante. Aunque se t rata de conceptos teóricamente muy sencillos con lo cual el dimensionado interno de cada elemento VTR resulta en efectos casi trivial, cierta complicación puede derivar de la necesaria concomitancia con la cual deben actuar todas las tres resistencias involucradas, y de la conveniencia práctica que cada una de las tres resulte movilizada en porcentajes por cuanto posible similares y relativamente próximos al 100%, ya que por tratarse de estructuras temporales no se requieren elevados factores de seguridad. Indicando: -con σt la resistencia unitaria a l a tracción del elemento de vidrio-resina de sección A y de perímetro P; -con ʈv-c la resistencia unitaria al corte entre vidrio-resina y concreto sobre la superficie de contacto entre los dos; -con ʈc-t la resistencia unitaria al corte entre concreto y terreno sobre la superficie de contacto entre los dos; -con D el diámetro de la perforación ejecutada para alojar la vidrio-resina y -con L la mínima longitud activa del elemento, se obtienen las siguientes tres resistencias o capacidades en objeto:

Capacidad del elemento estructural de vidrio-resina T = σt A Capacidad entre la vidrio-resina y el concreto Tv-c = ʈv-c P L Capacidad entre concreto y terreno Tc-t = ʈc-t π D L

En estas tres ecuaciones, los datos pueden estar en principio representados por la resistencia unitaria a la tracción del elemento de vidrio-resina σt y por la resistencia unitaria al corte entre vidrio-resina y concreto

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ʈv-c ya que la variabilidad de ambas resistencias resulta en práctica bastante limitada, aunque la segunda puede estar parcialmente condicionada por la tipología tecnológica del mismo elemento de vidrio-resina. Las incógnitas por otro lado están en principio representadas por las características geométricas A P y L del elemento estructural de vidrio-resina, por el diámetro nominal D de la perforación o c ilindro del mortero cementante y por la resistencia unitaria al corte entre concreto y terreno ʈc-t fuertemente dependiente de la naturaleza geotécnica del terreno mismo además que de la naturaleza y calidad de la inyección cementante. Pasando luego de la teoría a la práctica, es sin embargo posible asignar carácter de datos con aproximación aceptable también a los parámetros geométricos D y L ya que el primero, el diámetro de la perforación, por lo general es del orden de las 4 pulgadas o unos 115 mm, mientras el segundo, la longitud mínima activa del elemento, depende en principio de las dimensiones de la sección del túnel, ya que debe mantener dimensiones mínimas suficientemente compatibles con los modos de falla potencial del frente: en la práctica se utilizan por lo general longitudes próximas al 50% de la altura de la sección de excavación. Con todo lo anterior, se puede finalmente llegar a señalar que es l a resistencia unitaria al corte entre el concreto y el terreno ʈc-t el principal parámetro a d eterminar explícitamente en cada caso, además de obviamente la geometría de la sección del elemento estructural de vidrio-resina a emplear. Las características geométricas, de resistencia y de adherencia de todos los varios elementos estructurales de vidrio-resina disponibles en el mercado, se encuentran detalladamente reportadas por los fabricantes en sus catálogos de especificaciones técnicas (ver por ejemplos las tablas reportadas más adelante), mientras es necesario o cuanto menos recomendable obtener los demás parámetros de diseño directamente en cada caso mediante la ejecución en campo de adecuadas pruebas de pull-out, relativamente fáciles de ejecutar. Sin embargo, en las fases de diseño preliminar puede recurrirse a los datos paramétricos disponibles en la bibliografía especializada, relativos a los coeficientes de adherencia entre los varios tipos de terreno y el mortero comúnmente inyectado para la cementación, también eventualmente referidos a pernos anclajes o micropilotes, entre otros, así como los que a manera de ejemplo se reportan en la tabla que sigue, de la cual puede observarse cómo para una longitud activa del orden de 5 m etros, la capacidad de contención movilizable por cada elemento de vidrio-resina que conforma el sistema, está medianamente comprendida entre 10 y 50 toneladas para elementos perforados con un diámetro nominal del orden de 4 pulgadas.

TIPO DE TERRENO ʈc-t D Tc-t /L Tc-t (t) (t/m2) (=0,115 m) (t/m) (L = 5m)

Suelos predominantemente cohesivos 10 2 9 Suelo predominantemente granulares 20 4 18

Suelos residuales y roca descompuestas 30 5 27 Rocas muy meteorizadas y muy fracturadas 40 7 36

Rocas alteradas y fracturadas 50 9 45 Analizando finalmente las tablas reportadas a continuación, extraídas de algunos catálogos representativos de los más comunes productos estructurales fabricados en de vidro-resinas, se observa que: -La resistencia unitaria a l a tracción σt es de entre 500 y 1000 N /mm2 dependiendo de las características mecánicas y proporciones de los dos componentes principales de la mezcla, fibras de vidrio y resina.-El área de la sección resistente es el orden de 500 a 1000 mm2 con lo cual se obtienen en consecuencia capacidades estructurales de entre 250000 y 1000000 N (25 y 100 toneladas).-La adherencia entre vidrio-resina y concreto ʈv-c es del orden de entre 100 y 200 t/m2 y con la misma se alcanzan por lo general capacidades Tv-c del orden de 15 a 50 toneladas por metro lineal de elemento, absolutamente compatibles con las capacidades estructurales, y decididamente muy superiores a las correspondientes al contacto entre concreto y terreno.

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Products Characteristics

Фext Фint Area Tensile Failure Perímetro Adherence pipe-concrete Tv-c /L [mm] [mm] [mm2] σt [N\mm2] [mm] ʈ v-c [t\m2] [t/m]

50 40 707 450-600 157 100 16

60 40 1570 450-600 188 150 28

76 40 3278 450-600 239 200 48

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Campos de aplicación de los Sistemas VTR En la excavación de un túnel pueden producirse diferentes escenarios en cuanto al comportamiento de la cavidad que se va abriendo. Tal comportamiento, más sintéticamente identificable como ¨Clase de comportamiento de la excavación¨, depende de la combinación de un conjunto de numerosos y complejos factores que, con el máximo de la simplificación, pueden resumidamente identificarse con el estado de solicitación natural preexistente en el medio a excavar y con la resistencia geomecánica del mismo. El estado de solicitación natural, en primera aproximación, puede (a falta de elementos adicionales como por ejemplo mediciones directas o indirectas en sitio) asociarse directamente con la profundidad o cobertura (H) de la excavación y la geomecánica del medio a ex cavar puede, también con una cierta aproximación, asociarse por un lado con la resistencia de los materiales dominantes en el medio y por el otro lado, en caso de un macizo rocoso, con su macro-estructura (fracturas, alteraciones, anisotropías y morfologías de las superficies de las discontinuidades, entre otros) para identificar y sintetizar la cual se pueden usar diferentes índices de calidad geomecánica, por ejemplo el RMR de Bieniawsky, el Q de Barton, el GSI de Hoek, entre otros (Perri, 2006). En condiciones de solicitaciones naturales que resulten considerablemente elevadas en relación con la resistencia del terreno, en primera aproximación puede hacerse directamente referencia a la resistencia a la compresión no confinada del mismo terreno al contorno de la excavación (σcm) y ponerla directamente en relación con el estado de solicitación natural (γH), siendo (γ) la densidad del terreno a t ravés del denominado ¨Índice de competencia de la excavación¨ (IC=σcm/γH) el cual puede usarse como discriminante de las clases de comportamiento de la excavación. Mientras, para condiciones de valores elevados del referido índice, así como generalmente ocurre a coberturas moderadas donde las condiciones de solicitaciones naturales resultan naturalmente bajas, puede resultar suficientemente condicionante y discriminante de la clase de comportamiento de la excavación, la sola calidad geomecánica del terreno. En la bibliografía se encuentran propuestas diferentes subdivisiones y denominaciones para las posibles cases de comportamiento de una excavación, las cuales por lo general recurren a cinco categorías, aunque no faltan ejemplos de subdivisiones detalladas en menor o mayor grado (ver algunos ejemplos en la tabla).

Clases de comportamiento de una excavación Hoek A B C D E Bieniawski I II III IV V Lunardi A B1 B2 C1 C2 Russo a/b c d e f

Haciendo ahora referencia a un rango de cinco posibles clases de comportamiento de la excavación, a continuación se describen brevemente los rasgos más sobresalientes de cada una de aquellas.

• Clase de comportamiento “A”

Comportamiento a frente y cavidad estables. Tal clase de comportamiento se produce cuando el estado de solicitación, que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio no superan las características de resistencia del mismo y los fenómenos de deformación que consiguen a la excavación evolucionan manteniéndose en campo elástico, son inmediatos y por lo general de modesto alcance.

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Las intervenciones de estabilización son por lo general mínimas y están principalmente dirigidas a evitar localizados desprendimientos del terreno potencialmente peligrosos para las personas y al mismo tiempo a mantener un perfil de excavación regular. En lo que específicamente se refiere al soporte, en esta clase se considera suficiente la eventual puesta en obra de algunos pernos aislados con además una eventual capa poco espesa de concreto proyectado fibroreforzado.

• Clase de comportamiento “B”

Comportamiento a frente estable y cavidad estable a corto plazo. Tal clase de comportamiento se produce cuando el estado de solicitación, que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio se acercan a la resistencia elástica del mismo y los fenómenos de deformación que consiguen a la excavación evolucionan en campo elástico en el frente y en campo elasto-plástico sobre el contorno de la cavidad, son algo diferidos y son por lo general de limitado alcance. Las intervenciones de estabilización son de tipo conservativo basadas en técnicas de contraste pasivo, o sea dirigidas a ev itar el completo de-confinamiento del terreno en el contorno de la cavidad y su descompresión más allá del mismo contorno. En lo que específicamente se refiere al soporte, en esta clase se considera apropiada la puesta en obra de un sistema compuesto por la integración de una capa de concreto proyectado fibroreforzado de moderado espesor, con pernos, capaz de contrastar con adecuado margen de seguridad las limitadas cargas radiales del terreno.

• Clase de comportamiento “C”

Comportamiento a cavidad inestable. Tal clase de comportamiento se p roduce cuando el estado de solicitación que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio superan por poco las características de resistencia elástica del mismo y los fenómenos de deformación que consiguen a l a excavación evolucionan en campo elasto-plástico sobre el frente y el contorno de la cavidad, se desarrollan lentamente en relación a l as normales velocidades de avance de la excavación y aunque no se producen evidentes derrumbes del frente debido al moderado desequilibrio tensional, las deformaciones axiales del núcleo (extrusiones) pueden eventualmente condicionar la estabilidad del túnel. Las intervenciones de estabilización es aún posible que puedan ser solo de tipo conservativo pero, en lo que específicamente se r efiere al soporte, en esta clase se r equiere instalar estructuras de contraste suficientemente pesadas para soportar las ya importantes cargas radiales del terreno y constituidas por una capa de concreto proyectado fibroreforzado de buen espesor integrada a u n denso esquema de pernos radiales o, alternativamente, integrada a adecuados marcos metálicos. Inclusive, para las condiciones más críticas de esta misma clase, las intervenciones de estabilización pueden llegar a ser parcialmente mejorativas, complementando las descritas intervenciones conservativas con el refuerzo del frente mediante elementos de vidrio-resina con el objeto de rigidizarlo lo suficiente para permitir un aceptable equilibrio temporal de la cavidad hasta tanto entre a actuar el soporte radial después de haberse desarrollado una limitada y por lo tanto aún beneficiosa convergencia de la cavidad.

• Clase de comportamiento “D”

Comportamiento a f rente inestable. Tal clase de comportamiento se p roduce cuando el estado de solicitación que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio superan las características de resistencia del mismo y los fenómenos de deformación evolucionan rápidamente en campo de ruptura dando lugar a graves manifestaciones de inestabilidad tales como la caída del frente y el

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posible colapso de la cavidad, sin dejar tiempo suficiente para actuar con las intervenciones de contención radial y las deformaciones axiales del núcleo (extrusiones) son relevantes y condicionan la estabilidad del túnel pudiendo inducir al colapso. El soporte primario debe ser suficientemente pesado y estar constituido por una espesa capa de concreto proyectado fibroreforzado y pesadas costillas metálicas eventualmente integradas con la aplicación de elementos radiales de mejora del terreno los cuales podrán ser de vidrio-resina, o podrán ser cables o pernos estructuralmente equivalentes, dependiendo de la factibilidad práctica de su colocación en relación con la densidad y longitud que resulten necesarias. Pero antes de la instalación del soporte, es t ambién necesario actuar a monte del frente de avance con intervenciones mejorativas de pre-consolidación y pre-contención para limitar el desarrollo de la plastificación más allá del frente de la excavación en sentido radial, resultando para ello muy eficaz el refuerzo del núcleo del frente con elementos de vidrio-resina. Inclusive, para las condiciones más críticas de esta misma clase, las intervenciones pueden llegar a ser dominantemente mejorativas y a tal fin la consolidación del frente mediante elementos de vidrio-resina se puede extender en el inmediato estrados del perímetro de la excavación, mediante la colocación de una serie de elementos de vidrio-resina periféricos y algo inclinados respecto al eje del túnel para de tal manera afectar, con la acción mecánica de la armadura de pre-consolidación, una corona de terreno inmediatamente externa al perímetro de excavación, contribuyendo de tal forma a limitar la extensión del radio de plastificación alrededor de la excavación y en consecuencia también limitar las cargas finales de equilibrio sobre el soporte del túnel.

• Clase de comportamiento “E”

Comportamiento totalmente inestable. Tal clase de comportamiento se p roduce cuando el estado de solicitación, que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio superan ampliamente las características de resistencia del mismo, con inmediatas y amplias deformaciones que inevitablemente producen a corto plazo inestabilidades en el frente y consecuentes colapsos en la cavidad. Tal comportamiento es, por ejemplo, típico de los terrenos incoherentes o poco cohesivos, de los macizos rocosos cataclasados como en las zonas de fallas, o de la presencia de fuertes gradientes hidráulicos, o de todos modos en los casos en donde desequilibrios tensionales muy elevados determinan la inmediata inestabilidad del frente al momento mismo de la abertura de la cavidad. Debido a l as precarias condiciones geomecánicas de los terrenos, el soporte a i nstalar en esta clase de comportamiento de la excavación, además de ser lo suficientemente pesado y debidamente integrado por concreto proyectado fibroreforzado pernos radiales y marcos metálicos, como en la clase anterior debe ser complementado con el refuerzo del núcleo del frente y además, debe contemplar adecuadas soluciones técnicas complementarias como por ejemplo, un arco de pre-soporte de la excavación (umbrella arch), un tratamiento mejorativo del terreno de fundación de los marcos, un arco invertido provisional o definitivo en avance, etc., dependiendo de cada circunstancia específica Los elementos de vidrio-resinas VTR, aplicados para pre-consolidar o pre-confinar el frente y la bóveda del túnel, así como para mejorar radialmente el contorno de la cavidad o el terreno de fundación, pueden representar en tal clase de comportamiento formidables recursos muy útiles y eficaces en contribuir a solventar exitosamente los problemas intrínsecos a l a excavación, a la estabilización y al avance de un túnel en condiciones objetivamente difíciles, y manteniendo al mismo tiempo aceptables y satisfactorios niveles de seguridad y de productividad.

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Diseño de Sistemas VTR El profesor Lunardi (2006) ha tratado ampliamente y detalladamente el tema relativo al diseño de los sistemas VTR para el refuerzo o consolidación del frente durante la excavación de un túnel, analizando el fenómeno y las correspondientes problemáticas en todo sus detalles teóricos y experimentales, asignando al aspecto experimental una importancia fundamental: la instrumentación y el sistemático monitoreo del comportamiento real a escala natural de la cavidad, con y sin la presencia del refuerzo VTR del frente, es indispensable para poder entender y poder optimizar el funcionamiento del sistema y su diseño. Sin embargo existen metodologías de análisis y diseño, algunas más sofisticadas como las numéricas y otras más sencillas cómo las analíticas, suficientemente experimentadas que bien pueden ser utilizadas, por lo menos en las etapas iniciales del diseño, a los fines de dimensionar un sistema VTR apto para determinadas condiciones y determinados potenciales escenarios constructivos. En el capítulo anterior, relativo a la definición y caracterización de las posibles clases de comportamiento de una excavación se ha comentado como el utilizo provechoso de los sistemas VTR deba obviamente limitarse a l as solas clases de comportamiento críticas, tales como ciertamente lo son aquellas que en general se i dentifican como Clases 4 o 5, o como potencialmente pueden serlo las que en general se identifican como Clase 3, en algún tipo de clasificación que emplee un total de cinco categorías. Y por lo tanto, aunque la clase de comportamiento de una excavación depende también de las dimensiones y forma de la sección de excavación y del nivel del estado de tensiones naturales preexistente en el lugar de las excavaciones, se t rata en términos generales de excavaciones que se r ealizan en terrenos de características geomecánicas precarias (Perri, 2006): suelos a car ácter dominantemente granular o dominantemente cohesivo, rocas débiles en general, o rocas alteradas, o meteorizadas, o muy fracturadas, o tectonizadas. Dentro de las más sencillas metodologías de análisis y diseño disponibles, se en cuentran las formulaciones que consideran directamente el problema de la estabilidad del frente de excavación y su cálculo a ruptura, asumiendo que dentro del núcleo del frente e i nmediatamente arriba del mismo se conforme una porción de terreno que tiende a separarse y penetrar el vacio de la cavidad deslizando sobre una superficie cuya forma es más o menos linear dependiendo de los alcances del instrumento de cálculo que se quiera utilizar: el manual o el más o menos computarizado. Por ejemplo: Ellsten (1986) y Tamez (1988) hacen referencia a superficies planas; Chambon (1990) y Galfo (1990) hacen referencia a su perficie de espiral logarítmica; Panet (1988) y Kovari (1996) hacen referencia a un esquema tridimensional (Figura 6 - Lunardi, 2006).

Figura 6

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Para estimar la presión de estabilización que se r equiere aplicar horizontalmente sobre el frente de excavación de túneles poco profundos, o sea co n coberturas de hasta un par de veces el ancho de la sección, excavados en medios que desarrollan cohesión y que en general muestren un c omportamiento macroscopicamente homogéneo e isótropo, se puede recurrir a u na formulación relativamente simple y directa que parte de la definición del Factor de Estabilidad del Frente (N), según originalmente propuesta por Peck:

N = (Po – Pe) / c Siendo Po la presión externa litoestática en el centro del túnel, igual al peso unitario del terreno γ por la profundidad del centro del túnel (H+Ro, si H es la cobertura y Ro el radio del túnel) y siendo Pe la presión interna (horizontal) actuante sobre el frente (Figura 7). La cohesión c del terreno se obtendrá de los correspondientes ensayos de laboratorio en los suelos de carácter dominantemente arcilloso, mientras para los terrenos rocosos se podrá estimar a partir de la resistencia a l a compresión no confinada de los materiales rocosos involucrados y en función de la naturaleza litológica de los mismos y del valor que tenga el índice geomecánico GSI de Hoek del macizo rocoso (Perri, 2002).

Figura 7 Cuando la cobertura del túnel es más elevada, aún se puede recurrir en principio a la misma formulación considerando que Po sea la presión correspondiente a l a carga vertical actuante sobre el techo del túnel consecuente al establecimiento de un sólido de cargas, de acuerdo con la teoría de Terzaghi:

Po = γ Hp con Hp = α (Bt+Ht) Siendo Bt y H t respectivamente el ancho y el alto de la sección de excavación del túnel y siendo α el coeficiente de carga de Terzaghi (Perri, 2002). Peck afirma que N no de be exceder el valor de 5 para evitar inestabilidades del frente del túnel en excavación, lo cual implica que en ausencia de presiones de estabilización horizontales sobre el frente (Pe=0), el frente estaría en equilibrio límite en un medio a excavar que pueda desarrollar una cohesión del orden de 1/5 de la presión vertical actuante (Po). El Factor de Seguridad del Frente (FSf), relacionado al previamente definido Factor de Estabilidad del Frente (N), resulta por lo tanto igual a 5/N:

FSf = 5 c / (Po – Pe) Luego, la presión de estabilización (Pe) requerida para garantizar un determinado factor de seguridad es:

Pe = γ (H+Ro) - 5 c/ FSf para túneles superficiales Pe = γ α (Bt+Ht) - 5 c/ FSf para túneles profundos

79

A manera de ejemplo, aplicando la primera de las indicadas fórmulas de la presión de estabilización del frente con un factor de seguridad igual a 1.25, pa ra un radio del túnel igual a 5 metros y para un peso unitario medio del terreno de 2 t/m3, se obtienen los valores de la presión de estabilización reportados en la siguiente tabla, en función de la cobertura del túnel y de la cohesión que se pueda desarrollar en el terreno involucrado.

Presión de estabilización sobre el frente Vs. cobertura y tipo de Terreno

Presión (t/m2) de estabilización sobre el frente para FSf = 1.25c (t/m2): 0 2 4 6 8 10

H (m)10 30 22 14 6 0 015 40 32 24 16 8 020 50 42 34 26 18 1025 60 52 44 36 28 20

Una vez que se haya obtenido la presión de estabilización que es necesario aplicar sobre el frente, se puede pasar al cálculo de la cantidades de elementos VTR que se deben colocar, para lo cual bastará dividir la carga estabilizante total necesaria (a su vez igual a Pe por el área de la sección del túnel) entre la carga unitaria que puede desarrollar cada elemento VTR, seleccionando esta última en función de las características tecnológicas de los VTR que se utilizarán y de las características geotécnicas del terreno. También será necesario tomar en debida cuenta consideraciones de orden práctico en relación con las posibles densidades a aplicar en la distribución, más o menos uniforme, de los elementos VTR calculados y en este sentido, en principio, deberán utilizarse separaciones medias entre elementos comprendidas dentro de un rango que va desde un mínimo de 1 metro (1 elemento VTR por cada m2 de sección del frente) hasta un máximo de 2 o 2.5 metros (1 elemento VTR cada 4 o 6 m2 de sección del frente). Volviendo nuevamente al ejemplo, las cuantías de elementos de vidrio-resinas a ser en principio colocados uniformemente distribuidos dentro la sección del túnel, para un área de la sección de excavación de aproximadamente 85 m2 y elementos de VTR trabajando nominalmente a solamente 30 toneladas, resultan las siguientes:

Cuantías de Vidrio-resinas sobre el Frente Vs. Cobertura y tipo de Terreno

Cuantía de Vidrioresinas sobre el frente para FSf = 1.25c (t/m2): 0 2 4 6 8 10

H (m)10 83 61 39 17 0 015 111 89 66 44 22 020 138 116 94 72 50 2825 166 144 122 100 77 55

La metodología de cálculo muy simple y extremadamente simplificada que se ha descrito, cumple esencialmente con el objetivo de ilustrar los conceptos básicos involucrados y es por lo tanto necesario advertir que la misma solamente puede ser empleada para llevar a cab o estimaciones preliminares, recomendándose para las fases más avanzadas de un proyecto recurrir a análisis y cálculos más sofisticados y sobre todo a la implementación de un adecuado procedimiento de monitoreo en obra al fin de luego optimizar el diseño y la implementación en cada caso específico del Sistema VTR.

80

Conclusiones Los sistemas constituidos por elementos estructurales de vidrio-resina VTR utilizados para rigidizar y estabilizar los frentes de excavación de túneles construidos en condiciones geomecánicas precarias, constituyen un formidable medio para el control de la estabilidad de las obras subterráneas, permitiendo mantener niveles de seguridad y de productividad elevados, aún en condiciones geomecánicas potencialmente criticas o muy críticas. Existe una gama amplia de tipologías y de tecnologías de tales elementos VTR, lo cual permite en cada caso específico seleccionar el tipo de VTR a utilizar en función de las exigencias técnicas y operativas de la obra a ejecutar. El diseño de tales sistemas VTR se puede elaborar en las fases iniciales de un proyecto, mediante sencillos métodos numéricos, a partir de la estimación de las características geomecánicas básicas de los terrenos a excavar y conociendo las dimensiones de la sección del túnel y las condiciones de solicitaciones naturales preexistentes en los sitios en que se ef ectuarán las excavaciones. Luego se p odrán ajustar los diseños recurriendo a m etodologías de análisis y cálculo más sofisticadas, de acuerdo con la importancia y criticidad de la obra y con el nivel y cantidad de información diagnóstica de la cual se d isponga. Finalmente en las fases constructivas se p odrá optimizar el diseño y la operación del sistema VTR implementado, mediante la instrumentación y el sistemático monitoreo de las obras en el subterráneo. Debe finalmente considerarse que, por un lado, la adopción de la técnica de los sistemas VTR aplicados en los frentes de excavación de un túnel no siempre por si sola podrá ser suficiente a garantizar la estabilidad, ya que habrá casos especialmente críticos en los cuales será necesario complementar el ciertamente útil y beneficioso utilizo de los VTR con alguna otra técnica de consolidación o pre-soporte y que, por otro lado, habrá situaciones no tan críticas en las cuales el uso de los VTR aunque no estrictamente indispensable para mantener la estabilidad, bien puede contribuir a i ncrementar la seguridad controlando al mismo tiempo los fenómenos deformatorios de la cavidad en beneficio de la optimización de los soportes temporales y revestimientos definitivos a colocar en un túnel. Bibliografía Lunardi Pietro: Prima sperimentazione sistematica del consolidamneto del nucleo

dávanzamento con VTR nella Galleria Tasso della linea ferroviaria di Alta Velocitá Roma Firenze Rocksoil Milano,1985.

Lunardi Pietro: Progetto e costruzione di gallerie Hoepli Milano, 2006.

Perri Gianfranco: Proyecto de túneles: Criterios de diseño Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia N° 81. Caracas Venezuela, Enero 2002.

Perri Gianfranco: Clases de comportamiento y cargas de diseño para túneles excavados convencionalmente VI Congreso Suramericano de Mecánica de Rocas. Cartagena Colombia, 8-13 Octubre 2006.

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Túnel de acceso a la Mina El Placer-El Dorado-Venezuela Access tunnel to the Mina El Placer-El Dorado-Venezuela Gianfranco Perri Ingeniero proyectista consultor. Profesor de Diseño de Túneles en la Universidad Central de Venezuela

Resumen Aunque no sea muy amplia la tradición minera subterránea en Venezuela, hace excepción la minería del oro en la región suroriental, donde desde hace muchos años existen explotaciones subterráneas y las mismas se han visto reforzadas y ampliadas en años recientes, gracias al notable incremento internacional del precio del oro. La Mina el Placer es un buen ejemplo de este nuevo interés en Venezuela para la minería subterránea del oro. Se trata de una nueva mina para la cual se ha planificado construir una importante galería de acceso, en un ambiente geológico-geomecánico relativamente precario (suelo residual argilizado y roca saprolítica que transita gradualmente a rocas meteorizadas y finalmente frescas, típicamente andesitas). En el artículo se presentan los criterios de diseños adoptados y los resultados obtenidos para el diseño geotécnico-estructural del referido túnel: sus soportes. Tales criterios aplican el concepto estadístico de Probabilidad de falla en alternativa al concepto tradicional de Factor de seguridad.

Abstract Although is not very extensive underground mining tradition in Venezuela, makes exception gold mining in the

southeast region of the country, where from many years there are underground operations that have been strengthened and expanded in recent years, amid strong international growth price of gold. The¨ Mina El Placer¨ is a good example of this new interest in Venezuela for the underground mining of gold. This is a new mine for which it plans to build a major access gallery, in a relatively poor geological-geomechanical (clay residual soil and rock that moves gradually saprolitic weathered rocks and finally fresh, typically andesite). The paper presents the design criteria adopted and the results obtained for the geotechnical, structural design of that tunnel: its supports. These criteria apply the statistical concept of Probability of Failure as an alternative to traditional Safety Factor.

1 INTRODUCCIÓN

En Venezuela es bien conocido que la minería subterránea presenta tradicionalmente un desarrollo limitado y circunscrito a la minería del oro en el Estado Bolívar ubicado en la región suroriental del País.

Además de la tradicional Mina del Callao, explotada en subterráneo por el estado venezolano con continuidad desde hace varias décadas, en años más recientes y con la importante subida del precio internacional del oro, han adquirido interés económico algunos yacimientos auríferos menores, siempre ubicados en el mismo distrito minero del Callao y el gobierno venezolano ha emprendido una política de apertura a las concesiones de exploración y explotación del oro.

Dentro de este contexto económico se enmarca

la concesión otorgada a una sociedad de capital privado ruso para la explotación de la mina subterránea El Placer, ubicada en cercanía del poblado El Dorado, y para emprender su desarrollo se ha elaborado el proyecto de la galería de acceso a la veta mineralizada cuyos lineamientos técnicos principales se presentan en este trabajo.

En la Figura 1 se presenta la ubicación regional de la Mina El Placer y en la Figura 2 se presenta la topografía del área en donde resalta el Box Cut desde el cual se ha planeado abrir el acceso al subterráneo.

La situación existente para el momento de elaborarse el diseño de la galería de acceso al subterráneo también se ilustra en la fotografía de la Figura 3.

82

GIANFRANCO

Cuadro de texto

VII Congreso Suramericano de Mecánica de Rocas, Lima-Perú 2-4 Diciembre 2010.

Figura 1 Ubicación regional de la Mina El Placer Figura 2 Topografía del Box Cut del Acceso

Figura 3 Box Cut del Acceso al Subterráneo

La galería de acceso al subterráneo a diseñar, ha sido prevista con una sección a ¨baúl¨ (Figura 4), un ancho neto de 4 metros y una altura en eje de 4,50 metros, siendo el primer aspecto a enfrentar y definir el relativo al portal y emboquillado para la galería, los cuales deben ser compatibilizados con las condiciones geométricas topográficas y geo- morfológicas de un territorio ya precedentemente y profundamente intervenido, así como claramente evidenciado en la misma foto de la Figura 3.

El diseño del portal, además de garantizar la suficiente estabilidad de la única vía de acceso al subterráneo durante toda la vida útil de la mina, también debe al mismo tiempo ofrecer una cobertura adecuada a la estabilidad de los primeros metros lineales de excavación del túnel y por lo tanto, la pendiente del talud frontal debe ser relativamente elevada y luego debe ser mecánicamente estabilizada en consecuencia con sus dos alas más próximas al túnel.

83

Principalmente se observan las lentes de caolín de colores blanco, amarillento, marrón claro y púrpura a rojizo, las cuales por sectores están intercaladas con microvetillas de cuarzo y con cavidades producto de la desintegración de la pirita.

Estas características (Saprolita) se muestran por unos 40 metros de profundidad medidos desde la superficie para luego ir pasando gradualmente a las de roca alterada, fracturada y con poca oxidación (Saproroca) la cual se presenta localmente con un espesor aproximado de 15 metros en promedio antes de, finalmente, pasar gradualmente a la roca fresca.

Todos esos contactos se extienden en forma paralela a la topografía y considerando la pendiente del túnel (>10%) y su longitud (450 m) es de prever que las excavaciones, alcanzando los 70 m de cobertura máxima, interceptarán todos los tres horizontes geomecánicos descritos (Figura 5).

Figura 4 Sección del Túnel de Acceso a la Mina 3 GEOMECANICA

2 GEOLOGÍA La caracterización geomecánica de los sectores

macroscopicamente homogéneos del túnel se ha encentrado en los tres parámetros geomecánicos independientes: el primero el Geological Strength Index (GSI) relativo al macizo rocoso, y los otros dos, la resistencia a la compresión inconfinada σci y el parámetro friccionante de Hoek mi relativos al material rocoso.

El ambiente litológico dentro del cual se construirán las obras superficiales del portal y se excavará en subterráneo los aproximadamente 450 metros lineales del túnel de acceso a la mina, está esencialmente caracterizado por un espeso horizonte sub-superficial de suelos residuales argilizados y luego de rocas saprolíticas que transitan gradualmente a rocas meteorizadas y finalmente frescas, típicamente andesita.

En el Pit antiguo (Figura 3) el cual serviría de ingreso para la rampa subterránea de acceso a la mina, se observan las rocas argilitizadas producto de la alteración meteórica típica de las zonas tropicales, las cuales presentan diversas tonalidades producto de la oxidación de la pirita y de la calcopirita.

El GSI se ha evaluado a partir del levantamiento geológico y del registro de las perforaciones exploratorias disponibles, mientras que los parámetros de resistencia σci y mi se han deducido, respectivamente, de los ensayos de laboratorio ejecutados sobre muestras representativas extraídas de las perforaciones y de la caracterización litológica (Tabla 1 y figuras anexas).

Figura 5

84

Tabla 1 Características geotécnicas independientes

GSI mi σci (MPa) [(Min. - Med. - TIPO DE TERRENO [(Min. - Med. - Max.)] [(Min. - Med. - Max.)]

Max.)]

GG5 Saprolita (20 – 30) (7 – 9) (5 – 10) Suelo residual y Roca descompuesta

GG4 - GG3 Saproroca (30 – 40) (15 – 20) (25 – 50) Roca meteorizada blanda y muy

fracturada GG2 Roca Andesita (40 – 60) (20 – 25) (50 – 70) Roca fresca dura y poco fracturada

Texto

te

Luego, los parámetros geomecánicos para el

macizo rocoso derivados con la simulación estadística se han obtenido (Tabla 2 y figuras anexas) aplicando las siguientes correlaciones:

ϕm = 0.424 GSI - 0.0016 GSI2 - 6 + 9Lnmi

σcm = (0.0034mi0.8) σci[1.029+0.025e(-0.1mi)]GSI

Em = 1000(σci/100)1/2 10 (GSI-10) / 40 Kn = Em(1+ν)/D

(ν=Módulo de Poisson; D=diámetro excavación) . Tabla 2 Características geotécnicas derivadas

TIPO DE TERRENO ϕm σcm (MPa) Em (MPa) Kn(t/m3)

[Med. - Des.] [Med. - Des.] [Med. - Des.] [Med. - Des.] GG5 Saprolita 24 0,36 489 18889

Suelo residual y Roca descompuesta (δ=1) (δ=0,06) (δ=67) (δ=2958) GG4 - GG3 Saproroca 34 3,99 1299 50283

(δ=7672) Roca meteorizada blanda y muy fracturada (δ=2) (δ=0,61) (δ=177)

GG2 Roca Andesita 49 11,78 3966 153943 (δ=2) (δ=1,74) Roca fresca dura y poco fracturada (δ=955) (δ=39126)

85

86

4 DISEÑO DE LOS SOPORTES

La selección y diseño del soporte se basan en el cálculo de la cargas a soportar (la demanda, función de las condiciones geomecánicas y geo-topográficas previstas) y sobre la resistencia estructural de las diferentes tipologías seleccionadas (la capacidad, función de dimensiones y materiales).

4.1 Determinación de las cargas En cuanto a las cargas a esperar sobre los

soporte del túnel, de acuerdo con las recomendaciones AFTES, para estimarlas se debe determinar el valor de la cobertura (H) que delimita la aplicabilidad de los criterios para secciones profundas de los criterios para secciones no profundas:

Secciones “no profundas”: para H < 2.5 B Secciones “profundas”: para H ≥ 2.5 B

Donde “B” es el ancho del sólido de cargas: B = b + 2 h tan (45-φ/2)

siendo “b” el ancho de la sección de excavación y siendo “h” su altura, mientras “φ” es el ángulo de fricción del terreno dentro del cual excavar con cuya disminución aumenta el ancho del sólido de cargas “B” y en consecuencia la cobertura límite de separación o frontera (Hlim = 2.5 B).

En consideración de los valores que efectivamente posen para el túnel en referencia los parámetros geométricos considerados (b ≈ 4.0 m y h ≈ 4.5 m), así como en consideración de los rangos que en la práctica dominan en cuanto a los valores del ángulo de fricción de los terrenos (φ ≈ 25°-50°), resultan dimensiones para el ancho del sólido de cargas comprendidas entre 7 y 10 metros y conservadoramente iguales a 10 metros (φ ≈ 25°).

Dentro de las Secciones “no profundas” se consideran “superficiales” aquellas secciones cuya cobertura (H) no excede el ancho del sólido de cargas (B≈10 metros) o el ancho de la excavación (b≈4 metros), respectivamente según se trate de terrenos de características geomecánicas muy precarias con (GSI ≤ 25) o, viceversa con (GSI >> 25).

Se consideran en cambio “intermedias” aquellas secciones “no profundas” que exceden las coberturas indicadas de (B≈10 m) o (b≈4 m), respectivamente según sea el caso y que alcanzan hasta el límite de 2.5B (≈25 m o ≈10 m).

Considerando un peso unitario medio (γ) para todos los terrenos de la cobertura del túnel, dentro

de un orden de los 2.0 a 2.3 g/cm3, resulta:

− para las secciones superficiales, las cargas son las gravitacionales: (γH)

− para las secciones intermedias, las cargas son las correspondientes a: (γB) o (γb)

− para las secciones profundas, las cargas son las que deriven de las condiciones de equilibrio determinadas del análisis de interacción mediante el método de convergencia- confinamiento, denominado también método de las líneas características.

4.2 Selección de los soportes En cuanto finalmente al proceso de definición

del soporte a aplicar a lo largo del túnel, el mismo parte la pre-selección de los soportes en base a las tecnologías disponibles en el sitio de las excavaciones y en base a las clases de comportamiento previstas para la excavación y luego, después de calculadas las cargas (o demanda D), se seleccionan los soportes correspondientes a cada sector de túnel en forma tal que los mismos posean una resistencia (o capacidad C), compatiblemente superior a la respectiva demanda (D) y con un adecuado factor de seguridad.

Las características geométricas y estructurales de los soportes seleccionados siguiendo los criterios expuestos (concreto proyectado, pernos metálicos y cerchas reticulares) se reportan en la Tabla 3 y se representan esquemáticamente en la Figura 6.

La cargas calculadas siguiendo los procedimientos descritos se reportan en la Tabla 4 para las secciones no profundas, mientras para las secciones profundas, resultan los rangos de cargas (“demanda” a esperar sobre el soporte) reportados en la Tabla 5, obtenidos aplicando el Método de la Líneas Características, en función de los rangos de cobertura previstos y en función de los posibles grupos geomecánicos (GGx) del terreno que se estima encontrar.

En la Tabla 6 finalmente, se reporta la ¨demanda¨ a esperar a lo largo de los 450 m lineales del túnel.

De acuerdo con los análisis expuestos, los resultados derivados en cuanto a la selección y distribución de los soportes a lo largo de los 450 metros lineales del túnel se reportan en la Tabla 7.

Mientras, para completar el proceso del diseño, en la Tabla 8 se reportan los correspondientes Factores de Seguridad de diseño y las Probabilidad de falla obtenidas de los análisis estadísticos.

87

Tabla 3 Características Geométricas y Estructurales de los Soportes

Tabla 4 Demanda (D) sobre Soporte parara Secciones Superficiales e Intermedias (Kg/cm2)

Tabla 5 Demanda (D) sobre Soporte para

Tabla 6 Demanda (D) a esperar sobre el Soporte

Secciones Profundas (Kg/cm2)

Primario a lo largo del túnel (Kg/cm2)

Tipo Concreto

Proyectado (Fć=150 Kg/cm2)

Costillas Metálicas

(fý = 4200 Kg/cm 2)

Pernos Metálicos

Capacidad Rigidez

(D= 43mm-9 toneladas)(Kg/cm2) (Kg/cm2/cm)

(*) (*)

6,0 44 SP-1 15 cm 6 de 3 m @ costilla Cercha 3 ϕ 5/8" @ 1 m (δ=1,0) (δ=5,5) 3,7 27 ---- SP-2 5 a 10 cm eventuales de 3 m (δ=0,7) (δ=3,5)

---- ---- ---- SP-3 ---- eventuales de 3 m

Coberturas (m) 5 – 15 15 – 25

20 ≤ GSI ≤ 30 γH = 2,1 (desv. 0,6) γ α (h+b) = 2,1 (desv. 0,3)

30 < GSI ≤ 40 γH = 2,1 (desv. 0,6) γ α (h+b) min: γB = 2,1 (desv. 0,1)

γ α (h+b) min: γB = 2,0 (desv. 0,1) 40 < GSI ≤ 60 γH = 2,1 (desv. 0,6)

Coberturas (m) 25 – 40 40 – 50 50 – 70

20 ≤ GSI ≤ 30 1,2 (desv. 0,3) 1,7 (desv. 0,3) 2,6 (desv. 0,5)

30 < GSI ≤ 40 0,5 (desv. 0,1) 0,5 (desv. 0,1) 0,7 (desv. 0,2)

40 < GSI ≤ 60 0,3 (desv. 0,2) 0,2 (desv. 0,1) 0,3 (desv. 0,2)

Coberturas (m) 5 – 15 15 – 25 25 – 40 40 – 50 50 – 70

Progresivas (m) 0 – 18 18 – 30 30 – 135 135 – 330 330 – 450

2,1 2,1 20 ≤ GSI ≤ 30 --- --- ---

(desv. 0,6) (desv. 0,3)

0,5 (desv. 0,1)

0,5 (desv. 0,1) --- 30 < GSI ≤ 40 --- ---

40 < GSI ≤ 60 --- --- --- --- 0,3 (desv. 0,2)

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Tabla 7 Selección y Distribución a lo largo del túnel del Tipo de Soporte Vs. GSI y Cobertura

Coberturas 5 – 15 15 – 25 25 – 40 40 – 50 50 – 70 (m)

Progresivas (m) 0 – 18 18 – 30 30 – 135 135 – 330 330 – 450

20 ≤ GSI ≤ 30 SP-1 SP-1 N.P. N.P. N.P.

30 < GSI ≤ 40 N.P. N.P. SP-2 SP-2 N.P.

40 < GSI ≤ 60 N.P. N.P. N.P. SP-2 SP-2

GSI > 60 N.P. N.P. N.P. SP-3 SP-3 N.P. = No Probable de poder ocurrir

Tabla 8 Margen de Seguridad (C-D), Probabilidad de Falla (p%) y Factor (FS)

Coberturas 5 – 15 15 – 25 25 – 40 40 – 50 50 – 70 (m) Progresivas (m) 0 – 18 18 – 30 30 – 135 135 – 330 330 – 450

6,0 – 2,1 6,0 – 2,1 20 ≤ GSI ≤ 30 --- --- --- p = 2,6 % p = 1,6 %

FS = 2,9 FS = 2,9 3,7 – 0,5 3,7 – 0,5

30 < GSI ≤ 40 --- --- --- p = 0,2 % p = 0,6 % FS > 3,0 FS > 3,0

Figura 6 Soporte típico del túnel

y detalles de las cerchas reticulares

40 < GSI ≤ 60 --- --- --- --- 3,7 – 0,3 p = 0,2 % FS > 3,0

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Efectivamente, el diseño del soporte del túnel de acceso a la mina que se ha presentado, se ha llevado a cabo con directa referencia al concepto estadístico de probabilidad de falla del soporte, el cual desde un punto de vista conceptual se presta muy bien para tomar en cuenta las variabilidades intrínsecas sea a la capacidad del soporte (por ejemplo, la resistencia y espesor del concreto proyectado) y sea a la demanda actuante (por ejemplo los parámetros geomecánicos GSI, σci y mi).

Conceptualmente inclusive, no debería haber cabida para la aseveración de una seguridad matemáticamente absoluta en una obra de ingeniería: siempre en la práctica hay una posibilidad de falla, el problema es cuan baja debe ser matemáticamente esta probabilidad para que el diseño de la obra sea considerado técnicamente confiable y económicamente aceptable.

Sin embargo debe reconocerse que el impacto emocional de proponer al público no especialista que existe siempre un riesgo finito (aunque pequeño) de falla asociada al diseño de una obra, es tal que dificulta la propuesta de reemplazar definitivamente el concepto clásico de factor de seguridad con el de probabilidad de falla o con el índice de confiabilidad de una obra. Y por tal motivo, también en este diseño específico, se reportan los resultados deterministas del Factor de Seguridad del Soporte a lado de los resultados estadísticos de la Probabilidad de Falla del Soporte.

Es de hecho bien sabido que la confiabilidad de un diseño no está cabalmente representada y menos aún correctamente medida, por el factor de seguridad: un factor de seguridad de 1.1 no garantiza el buen comportamiento de una obra, ni un factor de seguridad de 1.8 es indicio cierto de una mayor confiabilidad de una obra que la que posee un factor de seguridad de 1.5, ni un factor de seguridad de 3 o más garantiza con toda seguridad la imposibilidad de una falla.

Figura 7 Demanda, Capacidad y Probabilidad de Falla 90

5 CONCLUSIONES

También los túneles mineros, aunque con dimensiones y extensiones limitadas, especialmente cuando están destinados a cumplir una función vital parea la mina y relativamente prolongada en el tiempo, pueden y deben ser diseñados recurriendo a modelaciones suficientemente realistas y que al mismo tiempo permitan cuantificar la confiabilidad estructural de los soportes a instalar.

En este orden de ideas se ha presentado un ejemplo sencillo en el que se ha mostrado cómo seleccionar y dimensionar estructuralmente el soporte de un túnel minero de acceso, a ser excavado dentro de un ambiente geomecánico en buena parte precario.

Para efectuar los análisis geomecánicos del diseño se ha recurrido al concepto de Probabilidad de falla del soporte en alternativa al más tradicional concepto de Factor de seguridad del soporte, aprovechando así el gran avance conceptual que para un diseño estructural implica tal metodología estadística, por permitir tomar en cuenta y cuantificar realísticamente todo un amplio conjunto de variabilidades e incertidumbres intrínsecas al ambiente natural de las excavaciones y de las construcciones subterráneas.

De hecho, y lamentablemente, la confiabilidad de un diseño geotécnico no está cabalmente representada y menos aún correctamente medida, por el factor de seguridad: un factor de seguridad de 1.1 no garantiza el buen comportamiento de una estructura, ni un factor de seguridad de 1.8 es indicio cierto de una mayor confiabilidad de una estructura que la que posee un factor de seguridad de 1.5, ni un factor de seguridad de 5 garantiza con toda seguridad la imposibilidad de una falla.

Conceptualmente por cierto, no debería haber cabida para la aseveración de una seguridad matemáticamente absoluta en una obra de ingeniería: siempre en la práctica hay una posibilidad de falla, el problema es cuan baja debe ser matemáticamente esta probabilidad para que el diseño de la obra sea considerado técnicamente confiable y económicamente aceptable.

En efectos, no hay dudas que conceptualmente represente un salto cualitativo importante y positivo el pasar de un concepto a otro, aunque debe reconocerse que (Hoek): “el impacto emocional de proponer al público no especialista que existe siempre un riesgo finito (aunque pequeño) de falla asociado al diseño de un túnel, es tal que dificulta la propuesta de reemplazar el factor de seguridad estándar con la probabilidad de falla o con el índice de confiabilidad de un túnel”.

REFERENCIAS G. Perri A. " Diseño Geotécnico de Túneles". Ediciones Innovación Tecnológica EdIT (262 pgs.), Diciembre 1990, Caracas - Venezuela. H. Hoek "Strength of rock and ro ck masses" ISRM News Journal, 2(2), 4-16, 1994. H.Hoek, P.K. Kais er; W.F. Bawden " Support of underground excavations in hard rock". Balkema, Rotterdam, 1995. H. Hoek & E.T.B. " Practical estimates on rock m ass strength" Intnl. J. Rock Mech. & Mining Sci. & Geomechanics Abstracts 34(8), 1997. G. Perri A. ”Validez relativa del val or numérico del factor de seguridad de un talud ”. Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia, N. 74, Junio 1998. H. Hoek, C. Carranza-Torres; B. Corkum "Hoek-Brown Failure Criterion 2002 E dition". Proceedings of t he North American Rock Mechanics Society Meeting. G. Perri A. "Túneles excavados convencionalmente: Geomecánica Soportes y Reve stimientos. La experiencia Italiano-Venezolana". Simposio Colombiano de Túneles y Obras Subterráneas, 28 Octubre 2005, Bogotá - Colombia. G. Perri A. " Clases de comportamiento y cargas de diseño para túneles excavados convencionalmente". VI Congreso Suramericano de Mecánica de Rocas, 8-13 Octubre 2006, Cartagena - Colombia. G. Perri A. " Behavior category and design loads for conventionally excavated tunnels“. XI International Congress on Rock Mechanics, Julio 2007 Lisboa - Portugal, 9 -13.

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XIX SEMINARIO VENEZOLANO DE GEOTECNIA “Estudio y Soluciones de Casos Prácticos en Venezuela” - Octubre 2010

FILTRACIONES EN TÚNELES DE LA LÍNEA 1 DEL METRO DE CARACAS

Gianfranco Perri

Geomecánica C.A. Caracas

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RESUMEN Las filtraciones de agua en los túneles de la Línea 1 del Metro de Caracas entre Chacaíto y Chacao, han constituido para el Metro de Caracas uno de los pr incipales problemas técnicos desde el momento mismo de la construcción y luego sucesivamente durante los más de 20 años transcurrido de servicio ininterrumpido. Estos túneles fueron diseñados por Parsons Brinckerhoff-Tudor-Bechtel en 1969, luego Mott Hay & Anderson revisó el diseño de los anillos en 1977 y la construcción la ejecutó el Consorcio Cedica-Sogene entre 1985 y 1986. A pesar de todos los intentos hechos durante la construcción, el problema de las filtraciones no pudo ser solucionado en su totalidad y, aunque hubo una cierta corrección del mismo, el v olumen de las filtraciones de agua siguió siendo de cuidado. Durante los más de 20 años de servicio ininterrumpido, el Metro de Caracas ha estado efectuando el mantenimiento rutinario y el extraordinario de los túneles del tramo en referen cia, incluyendo el sellado la cap tación y la can alización de las aguas provenientes de la s filtraciones y recurriendo en varias ocasiones a la reconstrucción de sectores enteros de la losa d e vía, todas las veces en que su avanzado deterioro en gran parte ligado a la presencia de las mismas filtraciones llegaba a comprometer la geometría de la vía férrea. La situación ha empeorado paulatinamente hasta alcanzar actuales niveles de alarma y de casi emergencia, por lo cual es recomendable la implementación de medidas tendientes a enfrentar drásticamente el problema antes que las mismas sean obligadas por los eventos y sean en consecuencia altamente impactantes sobre el servicio. E el trabajo se resume el diagnóstico de la situación y se avanzan las posibles intervenciones correctivas.

ANTECEDENTES

Las filtraciones de agua en los túneles de la Línea I d el Metro de Caracas, entre Chacaíto y Chacao a lo largo de los aproximadamente 1300 metros de l ongitud que se paran las dos estaciones, han constituido para la C.A. Metro de Caracas, uno de los principales problemas técnicos desde el momento mismo de la construcción y luego sucesivamente durante los más de 20 años transcurridos de servicio ininterrumpido.

Estos túneles fueron diseñados por Parsons Brinckerhoff-

Tudor-Bechtel en 1969, luego Mott Hay & Anderson revisó el diseño de los anillos en 1977 y la construcción la ejecutó Cedica-Sogene entre 1985 y 1986, después que e n 1984 había encomendado a Parsons Brinckerhoff rediseñar los anillos para modificar su longitud, pasando de los 80 cm originales a los 120 cm con los cuales finalmente se fabricaron.

El ingeniero Roberto Centeno en el artícu lo titulado

“Problemas relativos a la filtración de aguas en los revestimientos de los túneles urbanos de Caracas“, publicado en las memorias del Congreso ITA celebrado en Caracas e n Junio de 1984, o sea antes de la construcción de los túneles del tramo en referencia, se refiere extensamente a los túneles del Metro de Caracas y específica mente al problem a de las filtraciones de agua, no solamente en los túneles sino también en las estaciones.

Escribe el ingeniero Centeno: “…En la actualidad se

confronta un serio prob lema de filtración en los túneles construidos con anillos prefabricados, pues la junta entre anillos, previstas para que f ueran estancas, no han funcionado así. El problema se debe a que los sellos embutidos en los extremos del

anillo y a to do su alrededor detienen la entrada de la lechada de inyección, pero dejan pasar el agua por no quedar en íntimo contacto y bien presionado el uno contra el otro. …El agua que logra pasar por los sellos de los anillos, al encontrar la resistencia que impone el calafateo colocado en las hendiduras a l a vista, busca un camino más expedito el cual a veces encuentra a través de los agujeros dejados para el paso de p ernos de fi jación. El volumen de las filtraciones es b astante grande, pudiéndose observar localmente verdaderos chorros de agua”.

FIG. 1 Sección tipo de los túneles del Metro de Caracas

XIX SEMINARIO VENEZOLANO DE GEOTECNIA - OCTUBRE 2010 - 1 92


XIX SEMINARIO VENEZOLANO DE GEOTECNIA - OCTUBRE 2010 - 2

Lo anterior, o sea la fecha del artículo cit ado, demuestra

que el problema de las filtraciones de agua al in terior de los túneles de la Línea I del Metro de Caracas ya era bien conocido para el momento de iniciarse la construcción del Tramo CP001.

Y en los túneles d e este tramo, el p roblema de las

filtraciones de aguas quedó evidenciado en toda su amplitud desde las m ismas etapas de construcción, como lo comprueban las consultas que en diferentes oportunidades fueron solicitadas sobre el tema por la constructora Sedica-Sogene y por la inspección Veinca, a los ingenieros Gianfranco Perri, Ra món Espinal y Terence McCusker, especialistas en túneles.

Estos profesionales, consultados en c ada caso de manera

independiente, elaboraron informes específicos s obre el problema, incorporando a los mismos sus co nsideraciones, diagnóstico y recomendaciones.

En enero de 1986, antes que se iniciara la excavación del

túnel Norte del Tramo Chacaíto-Chacao, el ingeniero Gianfranco Perri fue consultado por la constructora Cedica-Sogene en relación con las filtraciones que se estaban presentando a lo largo del túnel Sur del mismo tramo recién terminado de excavar.

Se lee en el inform e del ingenie ro Perri: “…Pue de

observarse que en general a lo largo de aproximadamente el 50% de la longitud total del túnel, han venido ocurriendo importantes infiltraciones de agua, a pesar de haberse ejecutado las inyecciones primarias y secunda rias de l os anillos, así como previsto por las especificaciones constructivas de la obra”.

El ingeniero Perri, al mismo tiempo en que recomendó

proceder a imperm eabilizar los s ectores mayormente afectados por las i nfiltraciones mediante re-inyecciones de mortero de cemento desde el interior del túnel a través de los agujeros de las inyecciones primarias y secund arias, anticipó que toda intervención de impermeabilización que se ejecutara en el túnel Sur antes de excavar del adyacente t únel Norte, de bía ser considerada ¨no definitiva¨, ya que la excavación del túnel Norte inevitablemente afectaría el régimen hidráulico alrededor del túnel Sur, determinando en el mismo el probable surgimiento de nuevas filtraciones.

En el informe elaborado por el ingeniero Ramón Espinal en

fecha 29-01-1986 a solicitud de la inspección Veinca, se comenta que el sub-suelo del Tramo Chacaíto-Chacao está constituido por un aluvión algo errático con predominio de arenas limosas y con lentes discontinuos de arcillas li mosas, y se señ ala la presen cia de unas z onas especialmente críticas en coincide ncia con la existencia de vari as vertientes de consi deración que presentan fuertes escurrimientos subterráneos de agua desde los cerros del Norte hacia el Valle de Caracas, escurrie ndo entre Chacao y Chacaíto, todas en dirección Norte-Sur.

El ingeniero Espinal comenta la ineficiencia de l as

inyecciones primarias de m ortero evidenciada por una serie de core drills efectuados en el túnel Sur ya ex cavado, los cuales comprobaban que el mortero inyectado había sido lavado por los fuertes caudales de a gua presentes y no obstante el mismo proceso de inyección se hubiese repetitivo en varias ocasiones.

Recomendó a este respecto implementar un proceso de

inyecciones de impregnación, con gel reforzado complementado con bentonita y cemento, y recomendó tomar las previsiones necesarias para incrementar la eficiencia de las inyecciones en el túnel Norte aún por excavar.

Finalmente, comenta el ingeniero Espinal que la práctica

intentada de i nsertar cuerdas de as besto en las juntas desde el interior del túnel taponándolas por medio de resinas epoxicas, solo constituía un paliativo insuficiente al p roblema de las filtraciones.

En el informe presentado por el ingeniero Terence

McCusker en fecha 21-05-1987 a s olicitud de la Inspección Veinca, se c omenta que e n el estudio de suelos elaborado en fecha 15-06-1977 por el ingeniero Raúl Valle Rodas para el proyecto de l os túneles, se i ndicaba que “…no existe un nivel freático claramente definido”, y que “…aguas emperchadas o colgantes han sido localizadas entre Chacaíto y Cha cao a profundidades entre 3 metros y medio y 5 m etros”, y que “…como resultado de l as mediciones de l os niveles de aguas subterráneas, se deduce que el nivel freático no se halla claramente definido”, y finalmente “…el nivel de las aguas subterráneas se mantendrá por debajo de la cota de asiento de fundación de cada estación”.

Llegando a la concl usión el ingeniero McCusker, que

aquellas aseveraciones del citado estudio ciertam ente no contribuyeron a dar luces sobre la prese ncia del agua en el subsuelo a excavar y más bien tendieron a indicar que el agua no era un problema de mayores consecuencias, lo cual le hi zo suponer que en el diseño de los túneles no se tomó en cuenta en toda su extensión y magnitud el problema que significaba el agua del subsuelo.

Escribe además el ingenie ro McCusker: “…es pr obable

que la misma construcción de l os túneles, creando con su presencia en el subs uelo una barrera impermeable al flujo, haya producido que se ejerza u na fuerte presión hidráulica sobre la línea y esp ecíficamente sobre las jun tas de los anillos del revestimiento y, dado que el sistema de sellado de los anillos no ha sido diseñado para tales altas presiones, es nat ural que se desarrollen filtraciones a través de esta juntas”.

Concluye y recomienda el ingeniero McCusker: “…En el

caso en objeto, la más económica solución al problem a de las filtraciones en el tú nel pasa por aceptar la p resencia de algún flujo de aguas a través de las juntas entre anillos pero recogidas por el sistema de drenaje interno al mismo túnel, el cual para ello debe ser eventualmente modificado para evitar que aguas libres escurran sobre la vía férrea. Naturalm ente la solución m ás deseable, pero más costosa y más lenta, pasa por el sellado de todas las juntas mediante la introducción de resina epoxica metro a metro hasta sellar todo el túnel, debiéndose pero señalar que tal medida requiere luego de un mantenimiento permanente durante toda la vida del sistema, ya que de bido a l as vibraciones sistemáticas por el paso del tren y a las event uales por la s acciones sísmicas, el sello, relativam ente rígido, tiende a separarse del concreto de los anillos”.

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En la introducción a u n extenso informe del ingeniero Simón Herrera de la e mpresa Veinca inspectora de la construcción, escrito en fecha 15-10-1987 después de haberse completado la construcción de los dos túneles del tramo, se lee: “…Las filtraciones en los túneles del Tra mo CP-001 han sido una de las mayores preocupaciones de la Inspección y la solución de este problema ha si do una de l as actividades que mayor tiempo y dedicación ha consumido dada la magnitud del problema y dada la dificultad encontrada para solucionarlo”.

El mismo informe del ingeniero Herrera formula el

siguiente diagnóstico: “…Tenemos pues establecido la existencia de las tres siguientes causas básicas que originan el gran volumen de filtraciones en el tram o Chacaíto-Altamira: Las elevada s presiones hidráulicas sobre las juntas de los anillos, ejercidas por el importante caudal de agua presente en el subsuelo debido a las numerosas vertientes subterráneas activas con dirección Norte-Sur a l o largo del tramo. El fu ncionamiento defectuoso de los sellos embutidos en los segmentos del anillo. La presencia en los anillos de los agujeros para el paso de los pernos de fijación”.

Relata además el ingenie ro Herrera en su in forme:

“…Debido a estas tres condiciones , las inyecciones de relleno y las de c ontacto y demás medidas establecidas en las especificaciones no fueron suficientes para detener la presión del agua sobre el túnel, a pe sar de l as repetidas inyecciones efectuadas y a pesar que las inyecciones secundarias se hicieron con bastante profundidad dentro del suelo circundante al túnel.

A consecuencia de lo anterior, también se implementaron

medidas adicionales a las previstas en las esp ecificaciones, obteniendo solamente éxitos parciales, como por ejemplo ocurrió para las filtraciones a trav és de los agujeros de lo s pernos, las cuales fueron finalmente suficientemente controladas mediante la utilización de una nueva arandela de neopreno de form a tronco-cónica, conjuntamente con u na arandela de goma para evi tar rotura por aplastamiento de la arandela tronco-cónica.

La otra medida adicional implementada fue la ejecución de

las denominadas inyecciones de bloqueo, que se efectuaron desde el interior del túnel perforando con taladro los huecos de inyección y bombeando un m ortero compuesto de c emento Portland, arena fina, silicato de sodio, bentonita y agua. El cemento es el ligante, el silicato de sodio es el acelera dor de fraguado y la bentonita es el lubricante.

Después de estas inyecciones sin embargo, aún quedaban

algunas infiltraciones y se d ecidió recurrir el sistema d e inyecciones epoxicas, realizando una perforación en el lugar de la filtración y can alizando el agua para que saliera p or un solo lado, luego se colocaba una manguerita plástica y se introducía con una pistola manual la mezcla preparada con Colmafix A y B y arena silícea. Una vez sellada la filtración y después del fraguado completo, se cortaba la manguera plástica.

En otros sitios más dificultosos se repicó el calafateo en el

sitio de la filtración, hasta llevar el agua al sitio de desagüe. Se introdujo una manguera plástica en la junta, se le agregó Sika 4 y luego al fraguar se retiró la manguera, quedando de esta manera un canal escondido que desagua en la canaleta de la vía férrea.

A pesar de t odos los intentos descritos, el problema no pudo ser solucionado en su totalidad y, aunque hubo una cierta corrección del mismo, el volumen de las filtraciones de agua e n los túneles del tra mo Chacaíto-Altamira siguió siendo de cuidado, por lo cual se llegó a recomendar que sería conveniente implementar la construcción de una canaleta en la losa de fondo del túnel, utilizando para ello un encofrado metálico perdido con una malla electro-soldada en su parte superior para lograr la adherencia requerida entre el concreto y el encofrado metálico.

Esta canaleta debía ca ptar las aguas m ediante canales

transversales y todo el sistema debía quedar finalmente empotrado al vaciar el nivel definitivo del sistema de rodamiento. Además, la c analeta debía estar provista de bocas de visitas rectangulares para efectuar su limpieza.

Debe señalarse también que el normal procedimiento

seguido para de la construcción de la losa de fondo de los túneles gemelos del Metro de Caracas, re quiere por lo ge neral de la colocación de una tubería provisional para permitir el necesario drenaje durante los vaciados. En l os túneles en re ferencia se utilizó una tubería PVC de 6¨ de diámetro.

Para el tramo Chacaíto-Chacao, la inspección propuso que

tal tubería al final de los vaciados fuera dejada en sitio para su eventual funcionamiento permanente. Sin embargo esta sugerencia no fue aceptada, por lo cual se procedió al relleno y taponamiento de la referida tubería”.

Finalmente, el i ngeniero Herrera escribe en su informe:

“…Para enmarcar el problema dentro de un co ntexto más general, se debe comentar que las Especificaciones Generales del Metro de Caracas vigentes para el momento del proyecto y la construcción de los túneles gemelos del tramo en referencia, indican:

¨La impermeabilización de las j untas de los anillos del

revestimiento se debe efectuar mediante un sistema que consta de los siguientes elementos: -los sellos de goma presentes en las ranuras ubicadas fuera del circulo de pernos sobre los cuatro lados de los segmentos que conforman los anillos, -las arandelas para los pernos de ensamblaje de los anillos, -las inyecciones de mortero de cemento que se ejecutan entre el anillo ensamblado y el suelo para rellenar el espacio anular originalmente ocupado por el escudo y, -el calafateo de la juntas¨.

Y además: Ël espacio anular remanente entre el anillo del

revestimiento del túnel y las sup erficies de la ex cavación, será rellenado con mortero de cemento cuya inyección se hará de forma que los asentamientos sean mínimos para el revestimiento del túnel, que se fi je el revestimiento en una posición estable dentro de la perforación y que se ayude en la impermeabilización del túnel.¨

Queda por lo tanto establecido que la im permeabilización

de las juntas y por consiguiente la estanqueidad requerida para el túnel, son función del adecuado comportamiento de todas y cada una de las partes del sistema que e n su c onjunto el diseño ha concebido para ello, y no de alguna de ellas en particular, como a veces, haciendo confusión, se pretende asumir”.

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Después de completada la con strucción e in iciada las operaciones, durante más de 20 años de servicio ininterrumpido, la C.A. Metro de Caracas ha estado efectuando el mantenimiento rutinario y el ex traordinario de los túneles d el tramo en referencia, incluyendo el sellado la captación y la canalización de las aguas provenientes de las filtraciones y recurriendo en varias ocasiones a la reconstrucción de sectores enteros de la losa de vía, todas las veces en que su ava nzado deterioro llegaba a comprometer la geometría de la vía férrea.

Uno de l os varios sectores en q ue mayormente se ha

presentado un fuerte deterioro de la losa de la vía y en el que las reconstrucciones han sido más exte nsas y frecuentes, es el que incluye las curvas 30 y 31 del túnel Sur con sus respectivas rectas de aproximación.

En fecha 6-09-97, la ingeniero Nilsen Gómez de l a C.A.

Metro de Caracas, elaboró un informe titulado “Desi ntegración progresiva de la losa de vía en el tramo entre las curvas 30 y 31, interestación Chacaíto-Chacao”.

Este informe es re velador de una situación bastante precaria y po tencialmente muy crítica, porque el mismo documenta el fenómeno siguiente:

“…En la losa de ví a está ocurriendo un proceso de

desintegración del concreto, ya que al entrar en contacto con el agua infiltrada va perdiendo densidad a nivel de superficie, haciéndose más poroso por la dilución de la pasta de cemento y dejando el agr egado depositado en el si tio. El sector m ás afectado está ubicado en plena curva 30, donde se observó la perdida de sección de la losa de vía y la presencia de un efluente de agua vertical procedente de la losa el cual pudo haber afectado la losa estructural de base, ya que se enco ntraron restos de agregados gruesos posiblemente procedente del concreto de l a losa de base”.

El mismo informe de la ingeniero Gómez, también certifica

la situación del deterioro, reportando los resultados de una serie de ensayos ultrasónicos efectuados sobre la losa de vía del sector, los cuales mostraron pérdida generalizada de l a densidad del concreto.

Y finalmente el informe diagnostica la causa del deterioro,

reportando los resultados de una serie de análisis químicos efectuados sobre las aguas de infiltración, los cuales indicaron su elevado grado de cor rosión para el concreto, por producir la disolución del carbonado calcio.

PROBLEMÁTICA ACTUAL

Basado sobre todos los a ntecedentes descritos, sobre las exploraciones efectuadas, sobre los datos recopilados y elaborados y finalmente sobre las co ndiciones actuales observadas tanto en l as minuciosas inspecciones realizadas ad hoc y tanto durante las labores de mantenimiento mayor ejecutadas recientemente en el túnel, a continuación se identifica sintetizándola en nueve puntos, la actu al problemática de las filtraciones en el túnel Sur del tramo Chacao-Chacaíto.

1) Las abundantes aguas que están actualmente presentes y circulando en el interior del túnel provienen de l as filtraciones que, desde los acu íferos naturales presentes en los terrenos que alojan el túnel, se producen principalmente a través de las juntas existentes entre los anillos del revestimiento del túnel, y s olo accesoriamente a través de las juntas existentes entre los segmentos que componen cada anillo y a trav és de los ag ujeros de los pernos de ensamblaje de los segmentos y de los anillos.

2) Las aguas que filtran d esde la po rción a la v ista del

perímetro del revestimiento del túnel, en parte gotean o escurren libremente mientras en su mayor parte están captadas, entubadas y fi nalmente canalizadas hasta las cunetas de drenaje presentes lateralmente en la lo sa de la plataforma de vía, las cuales descargan finalmente en la cuneta de drenaje central a la misma losa que las llevas al punto bajo del tramo, desde donde son bombeadas y evacuadas.

3) Las aguas que en cambio se infiltran desde las juntas entre

anillos que se en cuentran en la po rción del p erímetro del revestimiento que no está a la vista por estar cubierta por la losa de fondo, no encuentran ningún desahogo o drenaje predispuesto y en consecuencia presionan hasta encontrar o hasta abrirse algún recorrido aleatorio que, ofreciendo menor resistencia a través del concreto de la losa de fondo y luego a través de la losa de vía, las lleve en unos casos hasta la superficie de la plataforma perforando ambas losas.

4) En otros casos en cambio, las aguas infiltradas se mantienen

escurriendo sobre el pla no de contacto e ntre las losas o sobre el plano de u na espesa discontinuidad que se ha detectado existir a m enudo dentro de la misma losa estructural, entre su estrato más superficial espeso entre 10 y 20 cm generalmente muy deteriorado y su remanente porción inferior, en coincidencia c on la presencia de vestigios oxidados de una malla electro-soldada.

5) La referida porción del perímetro del túnel tap ada por la

losa de f ondo representa cerca de un cuarto de los aproximadamente 16 metros totales y por lo tanto, ciertamente por lo m enos un cu arto del total de las agu as que filtran hacia el interior del túnel lo hacen escurriendo o perforando el concreto de las losas de fondo y de vía.

6) El referido tránsito o esc urrimiento de las aguas de

filtración a trav és del concreto de las losas no ha sido directamente contrastado durante los más de 2 0 años de ejercicio y por lo tanto las vías de circulación que se hayan abierto siguiendo una distribución y unos recorridos aleatorios, se han progresivamente incrementado en número y en sección, debido a la socavación m ecánica del efecto abrasivo ejercido por las partículas de su elos que se h a comprobado son en muchas ocasiones arrastradas por las aguas y debido al efecto químico de l a disolución del carbonado de calcio provocada por las aguas de infiltración que se ha c omprobado ser en muchas ocasiones altamente corrosivas.

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7) El efecto evidentemente más deletéreo que las infiltraciones están produciendo al momento, es el consecuente al deterioro y socavación de los contacto entre la losa de vía y la losa estructural de fondo que, alcanzando aleatoriamente importantes extensiones y distribuciones, ha si do el responsable de las fracturas y colapsos de la plataforma de vía, que se han manifestado en repetidas ocasiones a l o largo de los años, obligando a ca da vez más frecuentes intervenciones de mantenimiento mayor y de alto impacto sobre el ejercicio.


8) Tal deterioro y socavación de l a losa de fondo y del

contacto entre la losa de vía y la losa estructural de fondo, en ocasiones está directamente ligado a la acción mecánica

de las a guas que esc urren, mientras en otras ocasiones, el deterioro químico-físico que ha su frido el concreto de la losa estructural de fo ndo ha sido tal que la misma se ha parcialmente y localmente desagregado y asentado separándose en consecuencia, y a veces abundantemente, de la losa de vía.

9) Espacialmente, las evidenci as observables indican una

aparente, aunque no exclusiva, concentración del problema en el sector del túnel aproximadamente comprendido entre el punto bajo del tramo y el sub-tramo de ví a inmediatamente al Este del mismo, hacia Chacao, a largo de unos 400 metros lineales de t únel, comprendiendo las denominadas Curvas 30 y 31 con sus contigüidades.

FIG. 2 Modelo de las filtraciones desde la base del túnel

DIAGNÓSTICO DE LAS PRINCIPALES CAUSAS

i. En cuanto a las cau sas primarias de las filtracio nes objeto de este análisis, las mismas deben remontarse al parcialmente defectuoso y al mismo tiempo parcialmente inadecuado sistema de impermeabilización originalmente adoptado en el diseño y la construcción del revestimiento del túnel, el cual estuvo constituido por los sellos de goma colocados alrededor de cada uno de los segmentos que componen los anillos y por el conjunto de inyecciones primarias y secundarias reiteradamente ejecutadas para rellenar el esp acio anular remanente entre los anillos del revestimiento y el p erímetro del terreno excavado por la tuneladora.

ii. En efectos, independientemente de l os defectos constructivos

que ciertamente incidieron sobre el m al funcionamiento del referido sistema de im permeabilización, la concepción misma del sistema diseñado fue en buena parte incompatible con l as objetivamente críticas condiciones geo-hidrológicas del tramo, en relación con el carácter localmente muy permeable del terreno y en relación con los as pectos hidro-estáticos y so bre todo hidro-dinámicos de l as aguas s ubterráneas, elementos ambos cuyas criticidades fueron evidentemente sub-evaluadas y que en consecuencia contribuyeron de manera determinante al inmediato surgimiento y al sucesivo agravamiento del problema de las filtraciones.

FIG. 3 Sellos entre segmentos y entre anillos

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iii. Por otro lado, sabiendo que la to tal estanqueidad de un tú nel

revestido con anillos de segmentos prefabricados de concreto es en la práctica algo casi inalcanzable, era imprescindible que el diseño de tales tú neles hubiese previsto también la implementación de un eficiente sistema de drenaje de las aguas que finalmente y localmente hubiesen llegado a infiltrarse.

iv. Y efectivamente en el túnel en refe rencia se construy ó un sistema de canaletas de dre naje dispuestas sobre la pasa rela y luego dentro de la losa de concreto de la vía, pero este sistema fue evidentemente concebido para drenar solamente las aguas provenientes de aq uellas filtraciones ubicadas en la po rción expuesta del perímetro del túnel, o sea ubicadas en las paredes y bóveda del túnel, mas no de aquellas ubicadas en la porción del perímetro del túnel tapada por las losas de fondo y de vía, la cual porción sin embargo representa aproximadamente un cuarto del perímetro total de la sección del túnel.

v. Lamentablemente son justamente aquellas aguas que -no

observadas directamente ni contrastadas efectivamente, se infiltran desde el piso de los anillos pe netrando y a veces atravesando aleatoriamente e i ncontroladamente la losa estructural y eventualmente la de vía- las que ahora a bundan y que son las responsables de los serios problemas de deterioro progresivo de ambas losas, obligando finalmente a costosas y cada vez más frec uentes y ex tensas intervenciones de mantenimiento mayor, las c uales además están de stinadas a incrementarse exponencialmente en el tiempo debido al natural envejecimiento de las estructuras involucradas y al prolongado persistir de las acciones físico-químicas degradantes, todo l o cual lo cual indiscutiblemente favorece y acentúa el deterioro.

POSIBLES ALTERNATIVAS CORRECTIVAS

Premisa fundamental sobre la cual se ha basado el diseño de

los posibles correctivos a implementar para el caso general de las filtraciones en el túnel Sur del tramo Chacao-Chacaíto y que se presentan a continuación, es p oder contar para su implementación sobre una amplia disponibilidad de espacio y de tiempo, ya que los mismos no est án destinados a ser implementados en situaciones de em ergencia sobre se ctores puntuales y muy cortos del túnel, circunstancias estas que impiden de hecho, así como ha ocurrido hasta ahora, poder atacar la causa del problema más próximamente a su raíz.

Otra premisa fundamental considerada, es que la actual

prioridad lo constituye la captación y el efi ciente drenaje de las aguas que se infiltran desde la base de la losa estructural, ya que la abundancia volumétrica y la gran difusión alcanzadas a l o largo del túnel p or estas in filtraciones están destinadas a incrementarse con el pasar del tiempo, agravando en consecuencia el problema del mantenimiento en seguridad de las operaciones, obligando a cada v ez más frecuentes e im pactantes intervenciones de emergencia.

Sobre tales dos premisas se han concebido las alternativas de

solución del problema que se prese ntan y se han el aborado los planos con los diseños de los detalles constructivos relativos a las diferentes obras que han sido seleccionadas para, conjuntamente

o alternativamente, ser implementadas para corregir el problema de las filtraciones provenientes desde la base del túnel, que es al momento el problema que más está impactando negativamente el ejercicio ferroviario.

Alternativa 1 Para poder resolver de m anera permanente el problema de

las filtraciones de agua dentro del túnel, deberían corregirse sus causas a la raíz, o sea debería impedirse a las aguas de entrar en el túnel, por lo menos a aquel las aguas que act ualmente se infiltran desde las juntas entre anillos que están tapeadas por las losas de vía y estructural de fondo y que a veces surgen hasta el contacto entre las losas o hasta la misma superficie, después de abrirse recorridos imprevisibles y aleatoriamente distribuidos y extendidos, pero ciertamente difundidos y amplios lo suficiente a producir finalmente el deterioro de la misma losa estructural de fondo y la consecuente rotura de la losa de vía, comprometiendo la integridad de la vía férrea necesaria al ejercicio seguro.

Desafortunadamente, la posible segura solución de la

referida raíz del problema, además de pasar necesa riamente por la temporal demolición de las losas de vía y de fondo para poner al descubierto las j untas entre anillo desde las cu ales se están infiltrando las ag uas, requiere de un trabajo minucioso sistemático y lento, basado en el sellado de todas y cada una de las referidas juntas, por intermedio de inyecciones que hoy en día se pueden llevar a cabo con una buena dosis de éxito, gracias a las nuevas tecnologías y a los nuevos productos actualmente disponibles para tal fin.

El principal impedimento a la implementación de tal drástico

recurso, lo constituye el hecho que para ello se req uiere indudablemente de tiempos de ejecución demasiado amplios, los cuales además requieren estar asociados a la corres pondiente larga interrupción del servicio.

Sin embargo no se puede en perspectiva descartar en lo

absoluto tal alternativa, dependiendo su eventual implementación de la real evolución que pueda manifestarse del problema y dependiendo de la efectividad que pudiesen manifestar las otras alternativas que eventualmente se decida implementar.

Alternativa 2 Descartado por los motivos expuestos implementar el

sellado sistemático de todas las j untas entre an illos ubicadas debajo de las losas, debe entonces aceptarse que las filtraciones provenientes de a quellas juntas defectuosas continuarán produciéndose y por l o tanto, los posibles correctivos a implementar deben, asumiendo la entrada del agua en el fondo de los anillos, mirar a que la misma no produzca daños importantes y acelerados.

Dentro de este orden de ideas el principio a seguir es que las

aguas que se infiltran desde las juntas entre anillos, ubicadas en correspondencia de la porción de base de los mismos anillos que se encuentra tapeada por las losas, deben ser de inmediato captadas y drenadas, para así impedir su circulación, por ser esta circulación la responsable de alterar y socavar la losa de fondo y de permitir a las agu as alcanzar y ero sionar el co ntacto con la losa de vía, hasta eventualmente surgir en la misma superficie de la plataforma de vía.

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Este objetivo se alcanza colocando un filtro asociado a un sub-dren, justo en el contacto entre el anillo y la losa de fondo, lo cual evidentemente implica la eliminación temporal de la misma y su sucesiva reposición.


El filtro en cuestión está constituido por un geo-compuesto

que presenta la peculiaridad de ser permeable o hidrófilo desde una cara (la cara infe rior que debe quedar a contacto con el intradós de los anillos) e impermeable o hidrófobo desde la otra cara (la cara superior sobre la cual se vaciará la losa de fondo).

El sub-dren en cuestión es un geodren constituido por uno,

dos, o más tubos PVC ranurados y revestidos con geotextil, ofreciendo una sección drenante que se incremente gradualmente hacia el punto bajo de recolección y bombeo de las aguas.

Efectivamente, es necesario que el sub-dren a colocar pueda

llevar las aguas hasta un punto de recogida y bombeo, con lo cual es en princi pio necesario que el sector a intervenir con tal correctivo deba ser relativamente extenso y que preferiblemente esté finalmente conectado c on el punto bajo ya existente de concentración de las aguas del entero tramo de túnel.

blema basado en l a solución propuesta, deberían

programarse intervenciones sistemáticas sobre tramos de túnel de suficiente longitud ubicados consecutivamente hacia ambos lados a partir desde la progresiva central del punto bajo, para así poderlos sucesivamente y sistemáticamente incorporar al sistema de sub-drena je previsto a colocar en la base de la losa estructural de fondo.

FIG. 4 Alternativa 2 para el control de las filtraciones

Dentro de un plan concebido a la solución integral del pro Si hubiese la necesida d de intervenir un sector de túnel

aislado y no contiguo al descrito sistema de sub-drenaje, deberán temporalmente recogerse las aguas acumuladas y drenadas hacia el extremo bajo del sector inte rvenido para temporalmente bombearlas para verterlas en la canal de drenaje superficial, hasta tanto se llegue a establecer para el tramo específico, la re ferida continuidad del sistema de sub-drenaje previsto.

Alternativa 3 Para los casos en que el correctivo descrito para la

alternativa anterior no quiera o no pueda ser implementado, para evitar demoler completamente la losa de fondo, o por no poder

disponer del necesario punto de recogida y bombeo de las aguas drenadas, entonces otros posibles correctivos a implementar podrían prever la substitución de la losa de vía con balasto.

Con tal substitución obviamente se estaría i ntroduciendo un

sustancial cambio operacional del sistema férreo, con toda la serie de problemáticas que tal cambio implicaría.

FIG. 5 Alternativa 3 para el control de las filtraciones

Pero el balasto, a diferencia de la losa de concreto, no estaría

expuesto a todos los descritos graves inconvenientes ligados a la presencia y circulación de las aguas de infiltración, y por lo tanto no sería imprescindible implementar el siste ma de sub-drena je descrito para la alternativa anterior y en cons ecuencia no sería necesaria la integral dem olición y reconstrucción de la losa estructural de fondo.

Solamente se debe rían eliminar, además de la losa de vía, algunos pocos centímetros del espesor más superficial de la losa estructural, los cuales por lo g eneral son los que resultan estar mayormente deteriorados.

Luego, el mantenimiento de l a vía férrea del túnel en

referencia se limitaría al mantenimiento rutinario previsto y normalmente ejecutado para los tramos de vía sobre balasto que ya posee el Metro de Caracas.

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98

XI International Congress on Rock Mechanics, Lisboa – Portugal, 9 -13 Julio 2007

Behavior category and design loads for conventionally excavated tunnels

Gianfranco Perri Tunnel’s Design Professor of Central University of Venezuela

ABSTRACT: The geostatic behavior of tunnel sections may be significantly different even when the sections are excavated in a medium characterized by identical geotechnical properties. In fact, several other factors have an important impact in the response: sometimes, the in-situ natural stresses of the medium in which the excavation is performed and some other times, the geometric and topographic characteristics of the surface. For intermediate tunnel depths, the geo-mechanic behavior of the tunnel, and as a consequence, the loads imposed on the support and the necessary support can be considered dependent of, mainly, the geo-mechanic characteristics of the excavated medium. Only outside the range of intermediate tunnel depths is that other factors significantly impact the geo-mechanic behavior of the excavation: for deep excavations, the in-situ natural stresses of the medium in which the excavation is performed, and for shallow excavations, the cinematic-rigid equilibrium caused by the section’s proximity to the external topographic surface.

1 INTRODUCTION Although following different procedures and

criteria, all these methods estimate the tunnel loads and support type based on the geomechanic characteristics of the ground in which the excavation is taking place, and on the dimensions of the tunnel section.

As it is widely known, there exist numerous and complex factors which for a specific tunnel section interact to determine its overall geostatic behavior. One of these factors is the in-situ stresses prior to excavation which, as a first approximation, can be related to the section’s cover depth. Nevertheless, for a given tunnel it is possible to define a range of cover depths for which this factor’s influence is irrelevant and therefore negligible for practical purposes.

In spite of their ease of use and therefore, the profound diffusion in practice, these methodologies have often revealed evident and irrefutable limitations. These limitations put in evidence the fact that, although the geomechanic characteristics of the ground are of paramount importance in the tunnel design, they alone are not able to capture all the necessary parameters to satisfactorily define the geostatic tunnel design.

This does not represent a new idea. In fact, several methodologies, traditional and more modern ones, are based on the acceptance of this concept. Some times to determine the loads acting on the tunnel support, and in other instances to define the support to be selected: Bierbaumer (1913), Terzaghi (1946), Protodyakonov (1960), Wickham (1972) and Bieniawsky (1973), are some of the most significant examples on the application of the theory and practice in tunneling

In other words, there often exist circumstances in which, although the geotechnical characteristic of the excavated material are essentially the same, the geostatic tunnel conditions are effectively and significantly different. This fact demonstrates the

99

2 BEHAVIOR CATEGORY existence of other factors of influence. Among these factors, there certainly exist some important ones: in some cases, the pre-existing tensorial natural conditions of the ground to be excavated, or, in other cases, the near-by surface boundary conditions (geometric-topographic).

The geostatic behavior of an underground excavation, or more schematically, the type of behavior of the excavation, depends on a number of factors. On an extreme simplification, these factors can be identified as the in-situ natural conditions of the medium prior to the excavation, as well as its geomechanic resistance.

As a result, every tunnel should be identified based on two limiting cover depths: a lower and an upper bound. These boundaries can be significantly apart, which often implies that most sections of the tunnel fall inside the middle range. For this middle range, it is possible to assume that the geomechanic behavior of the section, the section loads and as a consequence the required support, can be designed based only on the geotechnical characteristics of the excavated material. As a consequence, the selection and definition of particular conditions becomes simpler, and so does the support design for each specific section, which can be easily selected and characterized.

The natural in-situ stress state, as a first approximation, and when additional measurements are not available, can be related to the excavation depth or cover (H). The geomechanic characteristics of the medium can also, in an approximate manner, be related to the resistance of the dominant materials in the ground, as well as to the geomechanical macro structure or the rock mass (fractures, weathering, anisotropy and discontinuities morphology, among others). To identify and define such geomechanic characteristics of the medium several geomechanical quality indexes can be initially used. These include the RMR (Bieniawsky, 1973), the Q value (Barton, 1974), the RSR (Wikham, 1972), etc., or the more recent GSI [Geological Strength Index] (Hoek, 1994) and RMi (Palmstrom, 1995).

On the other hand, outside of these limiting cover depths, that is, outside the intermediate sections, other aspects can significantly influence the geomechanic behavior of the excavation: for sections with large cover depth (deep sections), the deformations and stresses related to the pre-existing tensorial natural conditions of the ground to be excavated, and for sections with low cover depth (shallow sections), the rigid-kinematics equilibrium related to the proximity of the section to the surface.

In a simplified approach, for those situations in which the in-situ conditions result in considerably high stresses with respect to the natural rock mass resistance, it is possible to refer directly to the unconfined compressive strength of the rock mass (σcm) and compare it to the natural in-situ stress (γH), where (γ) is the rock mass density. These two quantities are related by an important parameter: the competence index of the excavation (IC=σcm/γH). This index can become very helpful in defining the excavation behavior under the previously described conditions. On the other hand, in those situations in which the competence index (IC) is high, which is usually the case under moderate cover depths where the in-situ stresses are generally low, the quality of the rock mass (e.g. GSI) alone can become the discriminatory parameter to determine the type of behavior for the excavation.

Finally, it is important to anticipate that it is not possible to determine absolute values, which can be generally and universally selected for the two limiting depths. In fact, these values may differ from tunnel to tunnel, because they are a function of the shape and dimensions of the excavation, as well as, the geotechnical characteristics of the material to be excavated: the better the geomechanical characteristics of the medium, then the larger the upper limiting cover depth may become. That is, the more competent the geomaterials are, the larger the range of intermediate depths in which the support design is essentially controlled by, or dominated by, the geotechnical characteristic of the material alone.

100

BEHAVIOR CATEGORY and PRE-SELECTED SUPPORT TYPE

CATE GORY BEHAVIOR

COVER DEPTH PRESELECTED SUPPORT TYPE

(Approx tunnel diameter of 10m)

HIGH LOW IC GSI

Front Stability Cavity Stability Shortcrete (5-10 cm) Isolated Instabilities + Bolts L = 4 m (block kinematics) > 0.45 > 60 A (if necessary) FSf > 2.5 FSc >2.5 ε<1% εo<<0.5%

(Rp/Ro = 1)

Shortcrete (10-15 cm) Front Stability + Bolts (L= 4 - 6 m) Cavity Slightly Instable (density 0.25/m2) FSf ≈ 2 FSc ≈ 1 B 40 - 60 0.3 - 0.45 or, Light Ribs @ 1.5 m 1%<ε<2.5% εo<=0.5%

(1 <Rp/Ro< 2)

Shortcrete (15-20 cm) Front Close to

Equilibrium

+ Bolts (L= 6 m) (density 0.5/m2) Cavity Instability or, Medium Ribs @ 1m FSf ≈ 1 FSc < 1 C 0.2 - 0.3 30 - 50 + Front Reinforcement 2.5%<ε<5%

0.5%<εo<1% (if necessary) (2 <Rp/Ro< 4)

Shortcrete (20-25 cm) Front Instability

+ Heavy Ribs @ 1m Cavity Instability or, Bolts (L=6-9 m) (large deformations)

D 0.15 - 0.2 20 - 40 (density 1/m2) FSf <1 FSc << 1 + Face Reinforcement 5%<ε<10% εo>1%

+ Additional Bolts (Rp/Ro > 4) (if necessary)

Shortcrete (20-30 cm) General Instability + Very Heavy Ribs @ 1m (very weak rock mass

and/or fault zones) + Face Reinforcement < 0.15 < 20 + Additional Bolts FSf << 1 FSc << 1 E + Pre-support (if necessary) ε>10% εo >>1% (Rp/Ro >> 4)

101

Following this framework, and for practical purposes, the type of possible excavation behavior can, in principle, be separated into at least five categories. They can be identified, for example, by the uppercase letters A to E. These categories define a specific excavation behavior, which are ranked based on increasing quality characteristics. The quality characteristic can be selected as a function of a group of several parameters which can be either estimated and observed, or even measured: factors of safety of the excavation front and cavity (FSf - FSc), the front and cavity convergence (εo - ε), the plastic radius (Rp), the GSI and the IC, among others (G. Russo et Al., 1998).

Extensive experience has been gained in the design and construction of many kilometers of conventionally excavated tunnels. The geologic environment in which these tunnels have been constructed vary from those characterized by foliated metamorphic rock masses with significant heterogeneous physical conditions (from fresh to decomposed) to those masses of large rock blocks with equally variably physical conditions, and passing through residual and sedimentary rocks. This extensive experience has allowed the identification of the limiting cover depths in the range of 75 to 150m for Hs, and between 10 and 25m for Hi.

The following table summarizes the most important characteristics, peculiarities and properties of each one of these five excavation behavior classes. It also includes a pre-selection of the support type associated to each category.

For each particular case, the specific value of the limiting depths depends on the section dimensions (e.g. width or equivalent diameter “b”) and the geomechanic characteristics of the soil mass (e.g. geomechanic group “GGi”, where “i” is the group from 1 to 5, which selection can be initially based on the Hoek geomechanic quality index “GSI”).

3 DESIGN LOADS The qualitative pre-selection of the necessary support to warranty the required stability of the tunnel are based on the previously described excavation behavior categories. Following this pre-selection, it is necessary to proceed with the detailed analysis and structural design. This step is based on the estimation of the design loads acting on the support structure, as well as the calibration of the stiffness of the rock mass in which the structure will be placed.

As a first approximation, it is possible to estimate, with reasonable accuracy, the values of the two limiting depths according to the following expressions: Hi = b (50/GSI) Hs = b (GSI/5) It can be noticed that, as previously explained, as the geomechanic quality of the rock mass increases, so does the range of intermediate cover depths (Hi decreases, while Hs increases). For these intermediate depths, the section’s geomechanic behavior, the behavior category for the excavation, and finally, the support to be implemented, can be associated, for a given dimension of the section, to the geomechanic characteristics of the rock mass: the GGi, or as a first approximation, the GSI directly.

As previously described and emphasized, to determine the loads acting on the support of a particular tunnel section it is convenient and necessary to group the tunnel sections into categories according to the cover depth range (H): low – intermediate – high. The previously identified lower limit of the cover section (Hi) represents that value of the cover depth which delimits the shallow sections from the intermediate-depth sections. For the same tunnel, the previously identified upper limit of the cover section (Hs) represents that value of the cover depth which delimits the deep sections from the intermediate-depth sections.

In practice, according to the cover depth of a given tunnel section, the loads acting on the support can be generally estimated following one of two different methodologies: “ground arch loads” method for cover depths shallower than Hs, and “characteristics lines” method in the deeper cases in which the cover depth is greater than Hs.

102

Furthermore, a different load distribution scheme is applied: for shallow sections, the final support sustains the vertical gravity loads on the crown, and horizontal loads in the walls; for deeper sections, the loads act in the radial direction only on the crown. For the primary support, the applied load is generally modeled by the simplified radial loads on the crown and walls.

height is equal to: Hp=α(b+h), where ‘α’ is a proportionality coefficient (Terzaghi), which is a function of the geomechanic characteristics of the ground, ‘b’ is the section width and ‘h’ the section height. The coefficient (α) is a function of the ‘GSI’ and ‘mi’ (the mechanical index for the intact rock defined in the Hoek & Brown failure criterion).

5

- For those sections of low cover depth, classified as “shallow sections” (H ≤ Hi), the equilibrium load acting on the primary support, and the vertical loads acting on the final support are the same, and will be equal to the gravity forces (γH), corresponding to a solid which height is equal to the specific cover depth.

Its value can be approximately estimated by (Perri, 2002): α = 1244 mi

-1.433 GSI (0.0004 mi mi – 0.0046 mi – 1.2344)

In order to estimate the vertical loads acting on the final support of those sections classified as “intermediate,” it is possible to eventually reduce the value of the ‘α’ coefficient by about 25% (and maximum 50%) of the value estimated from the above expression. The reduction magnitude depends on the geomechanic conditions of the excavation and the expected time length before the placement of the final support.

The design horizontal load on the final support of these sections will be equal to those forces resulting from the classical theory of soil loading on retaining structures. Seismic loads will also be included.

- For those sections of moderate cover depth, and classified as “intermediate sections” (Hi <H≤ Hs), the equilibrium load acting on the primary support

In fact, the magnitude of the reduction coefficient will be larger if it is possible to assume, with a certain degree of confidence, that the primary will be equal to the gravity forces of a solid which

103

support is in fact loaded by the ground arch loads before the final support construction. In this case, the final support will only be loaded by that portion of the load that is not being resisted by the primary support.

Seismic loading will be applied in those circumstances in which the geologic and geotechnical studies explicitly recommend them.

DE TERZAGHI (Perri, 2002) FACTOR DE CARGAS ¨α¨

0 , 0

0 , 2

0 , 4

0 , 6

0 , 8

1 , 0

1 , 2

1 , 4

1 , 6

1 , 8

2 , 0

2 , 2

2 , 4

2 , 6

2 , 8

3 , 0

3 , 2

3 , 4

3 , 6

3 , 8

4 , 0

0 1 0 2 0 3 0 4 0 5 0 6 0 7 0 8 0 9 0 1G S I

m i= 1 0

m i= 1 3

m i= 1 6

m i= 2 0

m i= 3 0

m i= 2 5

m i= 3 5

m i= 5m i= 7

0 0

α = 1 2 4 4 m i- 1 ,4 3 3 G S I( m i0 ,0 0 0 4 m i- 0 ,0 0 4 6 m i- 1 ,2 3 4 4 )

Depending on the selected model for the analysis, the horizontal load acting on the final support of these intermediate sections will be equal to those forces resulting from the classical theory of soil loading on retaining structures or those derived from the elastic confining resistance of the ground acting on the deformable support.

- For those sections that can be classified as “deep sections” (H > Hs), the equilibrium loads acting on the primary support are obtained from the characteristic lines interaction analysis.

6104

The design loads on the final support will be applied in the radial direction, only in the crown, and their magnitude will be proportional to the plastic radius extension, as calculated in the equilibrium analysis, or the radius extension that is expected before the primary support effectively starts to work. The horizontal loads will be those derived from the elastic confining resistance of the ground acting on the deformable support. Seismic loading will be applied in those circumstances in which the geologic and geotechnical studies explicitly recommend them. For the calculation of the loads acting on the structural support, all the previously described steps must also be considered in the final structural design. This final structural design must be based on the specific capacities of the available supports for each project. PRIMARY SUPPORT Modern tunnel technology has evolved towards a system of elements that comprise the excavation support. The main element is the fiber-reinforced shotcrete, complemented if necessary, by metallic ribs and bolts. The metallic ribs and bolts may be placed, depending on the situation, in different combinations. An example combination is shown at the end of this paper, in which five typical primary supports are described (SP-A; SP-B; SP-C; SP-D; SP-E) for an approximately 10 meter wide tunnel. From the table it can be noticed that, with the exception of the two extreme situations (one in which, because of the geomechanic conditions it is not necessary to include metallic ribs in the support, and the other in which, on the other extreme, it is practically impossible to avoid their use), in all other intermediate situations, which comprise the most recurrent situations in tunneling practice, it is always possible to choose among two alternative support technologies: the first one, based on the use of metallic ribs to integrate the shotcrete and the second one, based

on the systematic and extensive use of metallic bolts also used to integrate the shotcrete. In fact, structurally speaking, it is possible to achieve the same structural or contrast support capacity using either one of the alternatives. As a consequence, the practical selection of either alternative will depend on factors such as: site availability of the different support elements, site availability of the required installation equipment, cost of each alternative, contractual conditions, productivity and contractor experience among other. It is possible to elaborate a list of technical advantages and disadvantages of either alternative, but this could easily become a strongly subjective discussion. Finally, based on the alternative support considered or available for each project, the support to be used must be selected for each design section. In this manner it is now possible to compare the expected loads (demand), according to the cover depth and possible geomechanical conditions of the rock mass to be encountered, with the capacities of the available support alternatives. Applying the previously described procedure, the following table summarizes two results for an approximately 10 meter wide (or equivalent diameter) tunnel. This table shows the support selection as a function of the excavation behavior, which is related to the GSI for shallow cover depths (H ≤ Hs), and to the Competence Index (IC) for deeper sections (H>Hs):

IC = σcm/γH =

( )[ ]

H⋅γ γH mm GSI

icii ⋅−⋅+⋅⋅⋅ σ 1.0exp025.0029.10034.0 8.0

105

8

EXAMPLES OF PRIMARY SUPPORT FOR 10 m WIDE TUNNELS

Diámetro Túnel H <= Hi Hi<H<=Hs H > Hsb=10m H <= 10 10-20 20-30 30-40 40-60 60-80 80-100 H >100

GSI <= 20 SP-E SP-E SP-E SP-E20< GSI <= 30 SP-E SP-E SP-D SP-D SP-D IC30< GSI <= 50 SP-D SP-D SP-C SP-C SP-C SP-C50< GSI <= 60 SP-C SP-B SP-B SP-B SP-B SP-B SP-B

GSI > 60 SP-C SP-A SP-A SP-A SP-A SP-A SP-A

Support Type Shotcrete Metallic Ribs Metallic Bolts 20 tons Capacity

(MPa)

SP-A 10 cm - - 0.15

SP-B 14 cm 2 IPN140 @ 150 cm 2 x 4 m @ ribs pair

0.25 o, alternatively 7 bolts x 4m @ 150 cm (without ribs)

SP-C 16 cm 2 IPN160 @ 125 cm 4 x 6 m @ ribs pair


SP-D 20 cm 2 IPN200 @ 100 cm 6 x 6 m @ ribs pair


SP-E 20 cm 2 IPN200 @ 075 cm 11 x 6 m @ ribs pair 0.55

COVER DEPTH ≤ Hi

Hi < COVER DEPTH ≤ Hs COVER DEPTH > Hs

GSI <= 20 SP-D GSI <= 20 SP-E IC<=0.15 SP-E

20< GSI <= 40 SP-C 20< GSI <= 40 SP-D 0.15< IC<= 0.20 SP-D

30< GSI <= 50 SP-C 30< GSI <= 50 SP-C 0.20< IC<= 0.30 SP-C

40< GSI <= 60 SP-C 40< GSI <= 60 SP-B 0.30< IC<= 0.45 SP-B

GSI > 50 SP-B GSI > 50 SP-A IC > 0.45 SP-A

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DISEÑO DEL SOPORTE DE TÚNELES

EN CONCRETO PROYECTADO REFORZADO CON FIBRAS METÁLICAS

Roberto Perri Ingeniero Proyectista, Officine Maccaferri – Bologna, Italia Gianfranco Perri Ingeniero Consultor, Profesor de “Diseño de Túneles” Universidad Central de Venezuela

Introducción

Desde hace ya algunos años, hacia los sesenta, la tecnología del concreto reforzado con fibras metálicas a integración o en sustitución del tradicional refuerzo con barras metálicas, ha pasado del campo de la experimentación iniciada en los años cincuenta, al campo de la aplicación industrial y actualmente son numerosos los sectores de aplicación rutinaria de esta tecnología: los elementos prefabricados monolíticos, los pavimentos industriales, los soportes de excavaciones subterráneas y superficiales en concreto proyectado, los revestimientos prefabricados y vaciados en sitio para túneles, constituyen ciertamente ejemplos de las aplicaciones mas ampliamente difundidas en Europa y en los Estados Unidos. Específicamente, el uso de las fibras metálicas para reforzar el concreto proyectado con el cual se construyen los soportes primarios de los túneles, es una alternativa que se ha hecho frecuente y casi rutinaria durante los últimos años, debido a todo un conjunto de ventajas técnicas comparativas que tal tecnología ofrece respecto al tradicional uso de las mallas metálicas electro-soldadas. También y en paralelo, los métodos de diseño de los soportes en concreto proyectado fibroreforzado han naturalmente evolucionado, desde las primeras aplicaciones empíricas, pasando por metodologías analíticas basadas en la equivalencia estructural con el concreto reforzado con mallas electro-soldadas y hasta basarse en el uso de los modernos y versátiles métodos del análisis numérico. En este trabajo, después de una presentación resumida de las principales características tecnológicas y mecánicas de las fibras metálicas y del concreto fibroreforzado, se presenta un método de diseño por equivalencia flexional y un método de diseño por análisis numérico, aplicados a típicos soportes de túneles en concreto proyectado, eventualmente complementado con pernos y costillas metálicas.

108

GIANFRANCO

Cuadro de texto

XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas, 9-11 Noviembre 2004

Concretos fibroreforzados La presencia de fibras con una adecuada resistencia mecánica a la tracción homogéneamente distribuidas dentro de un concreto, constituye una micro-armadura la cual, por un lado se demuestra extremadamente eficaz para contrastar el muy conocido fenómeno de la fisuración por retracción del concreto y por otro lado, confiere al concreto una ductilidad1 que puede llegar a ser considerable en la medida en que sea elevada la cantidad de fibras presentes y la resistencia misma de las fibras, confiriendo además al concreto en tales circunstancias, una gran tenacidad2 o toughness3. Evidentemente también se incrementa la resistencia a la tracción disponibles para el concreto (la cual para el concreto simple es a menudo considerada prácticamente nula) mientras, en cuanto a la resistencia a la compresión del concreto fibroreforzado, para las dosificaciones de fibras más usuales, la misma se conserva prácticamente igual a la del concreto base. En este orden de ideas, aunque también existen tecnologías que aplican al concreto fibras sintéticas, o de vidrio, o al carbono, en este trabajo se hace referencia únicamente al empleo de fibras metálicas de alta resistencia, que son las con las que se produce el SFRC (Steel Fibre Reinforced Concrete), así como el SFRS (Steel Fibre Reinforced Shotcrete). Debido a que por dificultades operativas por lo general no se realizan rutinariamente sobre el concreto ensayos de tracción directa, la evaluación de tal propiedad de resistencia, así como de la ductilidad y de la tenacidad, se efectúa indirectamente mediante pruebas de flexión sobre vigas o planchas obteniendo, como ilustra cualitativamente la Figura 1, las posibles respuestas sobre elementos de concreto fibroreforzado, en términos de curvas de cargas-desplazamientos.

FIGURA 1 – Ensayos de flexión sobre concreto fibroreforzado

1 Ductilidad es la capacidad de un material de poder soportar apreciables deformaciones conservando buena resistencia 2 Tenacidad es la capacidad de un material de oponerse a la propagación de la fisuración disipando energía deformatoria 3 Toughness es la capacidad de un material de absorber energía de deformación bajo las cargas que se le apliquen.

109

Bajo cargas moderadas, inferiores a la de cedencia del concreto, el comportamiento del material es siempre elástico y no se produce ninguna fisuración en la probeta bajo el ensayo de flexión, independientemente de la presencia o calidad y cantidad de fibras. Por el contrario, comportamientos bastante distintos se pueden verificar continuando la prueba, incrementando la carga a partir del punto A, denominado “punto de primera fisuración”:

- La curva I esquematiza el comportamiento de un concreto normal sin refuerzo el cual, siendo un

material rígido-plástico y siendo la estructura (la vigueta simplemente apoyada en sus extremos) iso-estática, una vez alcanzada la carga de primera fisuración, esta colapsa de inmediato.

- La curva II muestra alguna capacidad del concreto (fibroreforzado) para absorber después del

punto de primera figuración, cierta carga aunque baja (A-B), con luego un colapso más lento (comportamiento softening).

- La curva III en cambio es típica de un material dúctil el cual muestra un concreto capaz de

soportar, a partir del punto de primera fisuración, un desplazamiento importante (A-B) bajo carga constante, bastante antes del aún más lento colapso.

- La curva IV finalmente, evidencia inclusive un cierto incremento de carga soportable bajo un

amplio desplazamiento (A-B), después del punto de primera fisuración. Es intuitivo que todos estos distintos posibles comportamientos, o grados de ductilidad y tenacidad adquiridos por el concreto, dependen sea de la cantidad de fibras presentes que de sus características mecánicas, además que geométricas. En cuanto a la influencia de la geometría de las fibras (o sea las formas y las dimensiones longitudinales y transversales) sobre el comportamiento del SFRC y del SFRS, aunque cada aspecto es importante, es la relación longitud/diámetro equivalente (L/D denominada relación de forma o de esbeltez) que se considera como el elemento más caracterizador, ya que de su valor depende en buena medida la ductilidad y la tenacidad del concreto fibroreforzado (Figuras 2).

FIGURA 2 – Energía absorbida Vs. relación de forma de la fibra

110

La forma específica de la fibra naturalmente, participa directamente en la reacción que se crea a su posible extracción (pull out) (Figura 3).

FIGURA 3 – Energía absorbida Vs. forma de la fibra

Obviamente las características mecánicas de las fibras, esencialmente con su resistencia a la tracción, juegan un rol fundamental en el comportamiento del SFRC y del SFRS ya que, al no producirse su extracción porque impedida por la adherencia fibra-concreto o por la forma misma de la fibra, de tal resistencia a la tracción de la fibra puede llegar a depender finalmente la ruptura (Figura 4).

FIGURA 3b – Incremento de la adherencia fibra-concreto con la forma de la fibra

FIGURA 4 – Extracción Vs. ruptura de la fibra

Extracción de la fibra Ruptura de la fibra

111

También la dosificación, o sea la efectiva cantidad de fibras englobadas en el concreto reforzado con fibras metálicas (Kg/cm3, o %Vf), ciertamente incide (notablemente, aunque solo hasta ciertos niveles de contenido de fibras), junto con las ya comentadas características geométricas y mecánicas de las fibras, sobre el grado de resistencia post fisuración que adquiere el concreto fibroreforzado (Figura 5).

FIGURA 5 – Resistencia Vs. Dosificación del concreto fibroreforzado Es importante señalar que definitivamente, es todo el conjunto de las características ilustradas que se conjuga para determinar el comportamiento del concreto fibroreforzado y el resultado optimo depende de una adecuada combinación de todos los factores, ya que cada uno por si solo tiene siempre un límite en su influencia, más allá del cual el resultado se muestra inútil cuando no dañino, como se evidencia claramente en la Figura 6 para el caso de la dosificación:

- El primer tramo de la curva muestra como una dosificación muy baja prácticamente no tiene efectos (comportamiento softening), ya que dispersando pocas fibras en la mezcla, su distancia relativa es tan grade que no produce alguna consecuencia.

- El segundo tramo muestra como, aumentando el número de fibras, o sea reduciendo el volumen

de influencia de cada fibra, se alcanzan configuraciones de superposición estadística de las fibras entre si, con buenas posibilidades de interacción (comportamiento plastic), produciéndose un incremento de la ductilidad del concreto directamente sensible a la dosificación efectiva.

- El tercer tramo muestra finalmente como, más allá de una determinada dosificación

(comportamiento hardening), el incremento de la ductilidad, aunque aún manifiesto, ya no resulta significativo, aumentado por el contrario las dificultades de realizar una mezcla uniforme y fluida.

112

FIGURA 6 – Ductilidad Vs. Dosificación del concreto fibroreforzado Finalmente es interesante observar como con el incremento de la relación de forma (L/D) disminuye, dentro de ciertos límites, la cantidad de fibras (dosificación) necesaria para alcanzar un determinado resultado (Figura 7), debido a que estadísticamente se incrementa la resistencia a la extracción, como directa consecuencia del incremento estadístico de la longitud de fibra a extraer.

LEY De Mc KEE

0102030405060708090

100

15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80

Relación de Forma L/D

fs = 1.00fs = 1.15fs = 1.25fs = 1.35

Dosi

ficac

ión

FIGURA 7 – Dosificación Vs. l/d para una misma efectividad Para concluir con este capitulo, a propósito de calidad y cantidad de fibras metálicas a introducir en un SFRC así como un SFRS, se pueden avanzar las consideraciones cuantitativas siguientes: La calidad mecánica de las fibras debe ser suficientemente elevada, con resistencias a la tracción típicas del orden de los 11000 Kg/cm2. La relación de forma debe también ser suficientemente elevada, entre 40 y 80. La dosificación no debe ser inferior a 25 Kg/m3 y puede alcanzar, para las aplicaciones más exigentes, los 40 60 ó 80 Kg/m3.

ρ = 33/2xπ/4x(D/L)2xfs3x7850

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Caracterización Estructural del SFRC y del SFRS Existen numerosas propuestas para clasificar unificar y normar los concretos fibroreforzados, objetivos a los cuales se han abogado varios países y organizaciones y por lo tanto aún no hay un criterio universalmente aceptado, pero es fácil constatar como las diversas propuestas no difieren sustancialmente entre si, de manera tal que los varios métodos y ensayos pueden en la práctica usarse indistintamente sin mayores conflictos. Sustancialmente para clasificar y para dimensionar estructuralmente, se deben definir y determinar las siguientes tres principales propiedades para los posibles concretos fibroreforzados:

La resistencia flexional - La tenacidad (toughness) y ductilidad - La uniformidad

Ciertamente la prueba de mayor significación técnica es la prueba de flexión que se realiza sobre una viga de concreto simplemente apoyada y cargada en el centro, analizando sea la primera fisuración y sea luego, el comportamiento tenso-deformatorio de post figuración para determinar con la prueba, la resistencia a la primera fisuración (fIf) y los índices de ductilidad (D0 - D1) del concreto. La norma italiana UNI 11039 (similar a la correspondiente norma ASTM C1018) se refiere al ensayo para determinar la resistencia a la primera fisuración y los índices de ductilidad, a partir de la curva (Carga-Abertura de la fisura) obtenida cargando una viga prismática recta de base cuadrada de 150 mm de lado y larga 600 mm, en el centro de la cual hay una incisión con forma de V, profunda a0=0,3h (siendo h la altura de la viga) y ancha entre 3 y 5 mm (Figura 8 y Foto 1). El dispositivo para aplicar la carga está formado por dos cilindros superiores y dos cilindros inferiores, todos metálicos con diámetro entre 20 mm y 40 mm. La distancia entre los cilindros superiores debe ser igual a la altura h y la distancia entre los inferiores igual a 3h, mientras cada par de ellos debe esta ubicado simétricamente respecto a la incisión, o a la mitad de la viga. La carga se incrementa lentamente y el ancho de la fisura se mide con transductores electrónicos de elevada precisión. La resistencia a la primera fisuración (fIf), medida en MPa, es la resistencia a la flexión convencionalmente calculada en correspondencia de la carga (PIf), medida en newton, con la que se produce la fisura CTOD0 (Crack Tip Opening Displacement), con l-b-h-a0 en mm (Figura 9):

fIf = PIf l / b(h-a0)2

Las resistencias equivalentes (feq(0-0,6)) y (feq(0,6-3)) son los valores medios de la resistencia a flexión, calculados en correspondencia de los intervalos de abertura de la fisura respectivamente comprendidos entre 0-0,6 mm y entre 0,6-3 mm:

feq(0-0,6) = (U1/0,6) l / b(h-a0)2 feq(0,6-3) = (U2/2,4) l / b(h-a0)2 Donde U1 y U2 (Figura 10) son las áreas debajo de la curva (Carga-Abertura de la fisura), dentro de los respectivos intervalos de abertura de la fisura (0-0,6 mm y 0,6-3 mm). Los índices de ductilidad D0 y D1 finalmente, se calculan en base a las dos siguientes relaciones:

D0=feq(0-0,6)/fIf D1=feq(0,6-3)/feq(0-0,6)

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FIGURA 8 – Viga del ensayo a flexión

FOTO 1 – Ensayo de viga a flexión

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FIGURA 9 – Ejemplo de resultados de ensayos a flexión

FIGURA 10 – Áreas para el cálculo de las resistencias equivalentes e índices de ductilidad

CON FIBRAS SIN FIBRAS

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4

0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5CTOD m [mm]

Nom

inal

stre

ss s

n [M

Pa]

plain concreteVf=0.38% (30 kg/m3)

CTODo

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La norma francesa SNCF 89 (similar a la correspondiente norma italiana UNI 10834 y a la ASTM C1550) se refiere al ensayo para determinar la tenacidad (toughness), a partir de la curva Carga (P)-Flecha (f) obtenida sobre una placa cuadrada (Figura 11 y Foto 2) de 600 mm de lado y 100 mm de espesor, apoyada sobre los cuatro lados y puncionada en el centro con un punción metálico de base cuadrada de 10 mm de lado. La carga se aplica puntualmente en el centro de la placa paulatinamente y se mide la deflexión (flecha) en el mismo centro de la placa, hasta la rotura total (colapso).

FIGURA 11 – Esquema del ensayo para determinar la tenacidad (SNCF 89)

FOTO 2 – Ensayo de tenacidad (SNCF 89)

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La tenacidad o capacidad de absorber energía del concreto (Z en Joules = kN mm), se mide convencionalmente en correspondencia de una deflexión (flecha) de 25 mm en el centro de la plancha y es igual al área debajo de la curva Carga (Y en kN)-Deflexión (X en mm), que luego también se puede acumular en la una curva Energía (Y en J)-Deflexión (X en mm): Figura 12.

FIGURA12 – Diagramas de tenacidad de concreto fibroreforzado y simple

TEST SOBRE CONCRETO SIN FIBRAS TEST SOBRE CONCRETO CON FIBRAS

CARGA Vs DEFLEXIÓN ENERGÍA Vs DEFLEXIÓN

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La norma europea EFNARC (similar a la correspondiente norma italiana UNI 10834) se refiere al procedimiento para determinar la cantidad de fibras presentes dentro de un concreto fresco o fraguado. Se trata en esencia de extraer y luego pesar las fibras contenidas en una muestra suficientemente representativa del SFRC o SFRS. Para el concreto fresco las muestras deben pesar de 1 a 2 Kg (5 Kg según la norma UNI 10834) mientras para el concreto fraguado se deben extraer (insito o del panel de prueba) núcleos de diámetro entre 75 y 150 mm con altura del cilindro igualmente entre 75 y 150 mm (a menos que el espesor del concreto fraguado sea inferior a los 75 mm, caso en el cual el núcleo tendrá la máxima longitud posible). Según la norma UNI 10834 se debe disponer de una muestra de aproximadamente 5 Kg también para el concreto fraguado. La separación de las fibras se produce por vía húmeda (lavando con agua corriente la muestra) para el concreto fresco, mientras para el concreto fraguado se debe previamente desmenuzar completamente el núcleo hasta lograr la efectiva separación física de todas las fibras las cuales pueden luego ser extraída magnéticamente. Según la norma EFNARC, el desmenuzamiento del concreto fraguado para liberar las fibras se produce completamente por vía mecánica, mientras según la norma UNI 10834, una vez desmenuzada la muestra hasta reducirla en trozos del orden de un centímetro, estos se deben calentar a más de 900° por al menos 3 horas y luego se deben enfriar bruscamente para producir la pulverización del concreto y la consecuente liberación de las fibras. Las fibras extraídas con cualquiera de los procedimientos indicados, deben ser luego secadas, limpiadas cuidadosamente y finalmente pesadas. Para completar este capítulo sobre caracterización del concreto fibroreforzado, se reportan a continuación las recomendaciones de las normas EFNARC y UNI 10834, relativas a las frecuencias (por m3) de los controles de calidad:

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Clasificación del concreto fibroreforzado

Se dispone de diversas clasificaciones para el SRFC y SRFS, cada una de ella dependiente de uno o más parámetros, o una o más propiedades técnicas:

• Clasificación en función del uso (UNI 10834)

• Clasificación en función de la resistencia a la compresión (UNI 10834)

• Clasificación en función de la resistencia a la flexión (UNI 10834)

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• Clasificación en función de capacidad de absorber energía (UNI 10834):

• Clasificación en función de resistencia de primera fisuración (UNI 11039):

• Clasificación en función de la ductilidad (UNI 11039):

• Clasificación en función de la ductilidad (ASTM C 1018):

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• Clasificación en función de la resistencia a la compresión (EFNARC):

• Clasificación en función de la resistencia a la flexión (EFNARC):

• Clasificación en función de resistencia residual a la flexión (EFNARC):

• Clasificación en función de capacidad de absorber energía (EFNARC):

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EJEMPLOS DE FIBRAS METALICAS

CARACTERÍSTICAS BÁSICAS DE LAS FIBRAS METÁLICAS

LONGITUD (L) .................................................................................. 5 – 70 mm DIÁMETRO EQUIVALENTE (De) .................................................... 0,1 – 1,5 mm RELACIÓN DE ESBELTEZ (L/De) .............................................................. 30 - 60 FORMA .................................................................................................. Recta - Otra RESISTENCIA A TRACCIÓN .......................................................... 1000 – 1500 MPa

CRITERIOS REFERENCIALES DE SELECCIÓN DE LAS FIBRAS METÁLICAS

ESPESOR MÍNIMO DE LA ESTRUCTURA (e) ......................................... 1.5 L < e DIMENSIÓN MAX. DE LOS AGREGADOS (a) ......................................... 0,5 L > a DIMENSIÓN MAX. DE LOS AGREGADOS (a) .......................................... a < 0,3 e

DOSIFICACIÓN MÍNIMA ............................................................................ 25 Kg/m3

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EJEMPLOS DE CARACTERÍSTICAS DE CONCRETOS FIBROREFORZADOS

F ib ra F F 1 (50 x 1 .00 ) C oncre toV f

[kg /m 3 ]0 50 0 .0235 2 .481 0 .9198 \ 0 .371 \ \0 50 0 .0260 2 .892 1 .004 \ 0 .347 \ \0 50 0 .0230 3 .046 0 .946 \ 0 .311 \ \0 50 0 .0220 3 .004 1 .404 \ 0 .467 \ \0 50 0 .0105 2 .860 0 .698 \ 0 .244 \ \0 50 0 .0130 2 .421 0 .447 \ 0 .185 \ \0 50 0 .0120 3 .008 0 .743 \ 0 .247 \ \0 50 0 .0120 2 .756 0 .958 \ 0 .348 \ \

V alo ri M edi 0 .0178 2 .809 0 .890 0 .000 0 .315 \ \20 50 0 .0178 3 .208 2 .128 1 .913 0 .663 0 .899 0 .59620 50 0 .0178 2 .658 1 .161 0 .563 0 .437 0 .485 0 .21220 50 0 .0178 2 .725 2 .023 1 .667 0 .742 0 .824 0 .61120 50 0 .0178 3 .505 2 .752 2 .601 0 .785 0 .945 0 .74220 50 0 .0178 3 .484 1 .694 1 .574 0 .486 0 .929 0 .45120 50 0 .0178 3 .581 2 .545 2 .382 0 .711 0 .936 0 .66520 50 0 .0178 3 .114 1 .560 1 .396 0 .501 0 .894 0 .44820 50 0 .0178 3 .033 2 .032 2 .210 0 .670 1 .088 0 .729V alo ri M edi 0 .0178 3 .164 1 .987 1 .788 0 .624 0 .875 0 .54630 50 0 .0178 3 .540 2 .403 2 .219 0 .678 0 .923 0 .62630 50 0 .0178 2 .901 2 .401 2 .102 0 .827 0 .876 0 .72430 50 0 .0178 3 .387 4 .045 3 .341 1 .195 0 .826 0 .98730 50 0 .0178 3 .078 2 .518 2 .476 0 .818 0 .983 0 .80430 50 0 .0178 2 .294 1 .487 1 .286 0 .648 0 .865 0 .56130 50 0 .0178 3 .259 2 .201 2 .170 0 .675 0 .986 0 .66630 50 0 .0178 2 .687 1 .244 1 .043 0 .456 0 .852 0 .389V alo ri M edi 0 .0178 3 .021 2 .328 2 .091 0 .757 0 .902 0 .68240 50 0 .0178 3 .540 3 .105 3 .416 0 .877 1 .100 0 .96540 50 0 .0178 3 .528 3 .252 3 .371 0 .922 1 .037 0 .95640 50 0 .0178 3 .423 5 .721 4 .139 1 .671 0 .724 1 .21040 50 0 .0178 3 .627 2 .294 2 .727 0 .633 1 .189 0 .75340 50 0 .0178 3 .204 1 .424 1 .849 0 .444 1 .298 0 .57640 50 0 .0178 2 .856 1 .992 2 .347 0 .698 1 .178 0 .82240 50 0 .0178 2 .925 2 .190 2 .428 0 .749 1 .108 0 .830V alo ri M edi 0 .0178 3 .300 2 .854 2 .897 1 .026 1 .013 1 .039

D 0 *D 1

f eq (0 -0 ,6 )

[M P a]f eq (0 ,6 -3 ,0 )

[M P a]D 0 D 1L /d

C T O D 0

[m m ]f If

[M Pa]

C 25 /30

V a lori m e d i: FF 1 C 2 5 /30

0

1

2

3

4

5

6

0 5 10 15 20 25 30 35 40

R es 1a fessuraz ione

F eq (0 -0 ,6 )

F eq (0 ,6-3 )

124

125

EJEMPLOS DE RESISTENCIA E ÍNDICES DE DUCTILIDAD

126

127

Tipos de Soportes En la moderna tecnología de túneles, los soportes colocados durante la excavación (a veces concebidos con función solo primaria y a veces también con función definitiva) se componen de un conjunto de elementos resistentes, el principal de los cuales es el concreto proyectado, eventualmente complementado con marcos y pernos metálicos los cuales, según sea el caso (Figura 14), podrán ser colocados en diferentes combinaciones, así como a manera de ejemplo se indica en la tabla que sigue, para cuatro típicos soportes referidos a un túnel de aproximadamente 10 metros de diámetro equivalente (de).

Tipo de Soporte

Concreto Proyectado

Costillas Metálicas IPN

Pernos Metálicos 20 t

Capacidad (Kg/cm2)

P-a/b 10 cm - - 1,4 P-c 14 cm 2 IPN140 @ 150 cm 2 x 4 m @ par de costillas 2,6 P-d 16 cm 2 IPN200 @ 100 cm 4 x 6 m @ par de costillas 3,5 P-e 20 cm 2 IPN200 @ 100 cm 6 x 6 m @ par de costillas 4,6

Para los tramos de túneles excavados bajo coberturas moderadas (H< 50m) resulta por lo general una presión (demanda D) sobre el soporte, comprendida entre un mínimo de (γde)=2,5 Kg/cm2 y un máximo teórico (aunque improbable) de (γH)=12,5 Kg/cm2 siendo (γ) el peso unitariode los terrenos de cobertura. Para los tramos de túneles excavados bajo coberturas más elevadas en cambio, las presiones que actúan sobre el soporte dependen de la interacción terreno-estructura y además son proporcionales al radio de plastificación (Rp) que se establece en cada caso en correspondencia del equilibrio geo-estático alcanzado en la cavidad soportada y los valores que se obtienen para la presión (o demanda D) a esperar sobre el soporte, proporcionales a γ(Rp-de/2), se distribuyen dentro de un rango de valores amplio, aunque generalmente limitado al orden de máximo 5 Kg/cm2, con casos frecuentes de presiones muy bajas (menores de 1 Kg/cm2) que pueden ser cómodamente estabilizadas con la aplicación del más liviano de los soportes primarios indicados (P-a/b). En cuanto al esquema de las cargas actuantes sobre el soporte, las presiones actúan normales a la bóveda y a los hastíales: en la bóveda, se consideran uniformes e iguales al valor de la ya referida presión de carga (demanda D) y en los hastíales, se consideran gradualmente variables desde el valor de bóveda hasta una fracción de este valor en los pies (Figura 15). Para cada sección de diseño, confrontando los valores de la demanda (D), esperada de acuerdo con las coberturas y las posibles condiciones geomecánicas de los terrenos a encontrar (función esta por ejemplo del Geological Strengh Index de Hoek), con los valores de la capacidad (C) de los soportes disponibles, se procede a seleccionar el soporte a aplicar, obteniéndose medianamente los siguientes resultados:

Clase del Terreno: H (m) 5-10

H (m) 10-25

H (m) 25-50

H (m) 50-100

H (m) 100-150

H (m) 150-200

H (m) 250-300

GSI < 20 P-d P-d P-e P-e P-e P-e P-e 20 < GSI < 30 P-d P-d P-d P-d P-e P-e P-e 30 < GSI < 40 P-c P-c P-c P-c P-d P-d P-d 40 < GSI < 50 P-c P-c P-c P-c P-a/b P-a/b P-a/b

GSI > 50 P-c P-c P-a/b P-a/b P-a/b P-a/b P-a/b

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FIGURA 14 – Esquema de un típico soporte en concreto proyectado

FIGURA 15 – Esquema de las cargas actuantes sobre el soporte

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Diseño del soporte de túneles en SFRS

Probablemente la más amplia utilización que con función estructural se hace actualmente del concreto reforzado con fibras, lo constituye la construcción de soportes para túneles empleando el concreto proyectado fibroreforzado. Tradicionalmente en efectos, y desde hace ya algunos decenios, el concreto proyectado había sido universalmente empleado en la construcción de túneles1, armándolo con una capa de malla metálica con los múltiples objetivos de conferir al concreto una cierta resistencia flexional, controlar la fisuración por retiro, facilitar la adherencia a las paredes y techo de las excavaciones y también limitar el rebote. Es por lo tanto fácilmente comprensible como la idea de pensar y luego implementar casi universalmente la sustitución de la referida malla metálica con las fibras metálicas, ha surgido rápidamente y bastante naturalmente ya que todas las principales funciones que la malla cumplía, resultan mucho más eficientemente cumplidas por las fibras metálicas. Al mismo tiempo ha sido igualmente fácil y natural recurrir a una metodología de cálculos y diseño estructural de los soportes en concreto proyectado fibroreforzado partiendo de la búsqueda de la equivalencia estructural de la capacidad resistente a la preso-flexión entre una placa de concreto reforzado con una malla metálica colocada en la mitad de su espesor y la misma placa de concreto fibroreforzado. La resistencia flexional (momento máximo resistente) de 1 m de placa de concreto de espesor (d) armada con una malla metálica, de sección Sm (mm2) y resistencia σy’ (N/mm2), colocada en la mitad del espesor (d/2 en mm), se obtiene (en Nmm) con la expresión:

Mm = 0.9 Sm σy’ d/2 mientras el momento máximo resistente del mismo metro de placa de concreto fibroreforzado, resulta de:

Mf = feq 1000 d2/6 siendo feq la resistencia equivalente a tracción por flexión del concreto fibrorefoerzado en N/mm2 (MPa) y obteniendo finalmente, para la igualdad de los dos momentos resistentes:

feq = 0.0027 Sm σy’/d (Resistencia requerida para obtener la equivalencia con un espesor dado)

d = 0.0027 Sm σy’/feq (Espesor requerido para obtener la equivalencia con una determinada feq). La resistencia característica equivalente a tracción del concreto fibrorefoerzado feq debe en principio ser obtenida directamente de los ensayos sobre viga o, a falta de estos, puede ser preliminarmente deducida correlacionándola empíricamente con la clase del concreto base (de la cual principalmente depende la resistencia de primera fisuración a tracción por flexión fIf del concreto fibrorefoerzado) y con el tipo y la dosificación de fibras (elementos de los cuales principalmente depende finalmente la ductilidad del concreto fibroreforzado, expresada por los índices D0 y D1).

---------------------------- 1 - Historique de la méthode du béton proyeté: Les principales étapes de l’évolution jusqu’ en 1960 Professeur K. Kovári - Tunnels et Ouverages Souterrains – N. 179 – Septembre-Octobre 2003.

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De acuerdo con todo lo anterior, el diseño estructural de los soportes en concreto proyectado reforzado con fibras basado en el cálculo de equivalencia entre la resistencia flexional de los soportes diseñados en concreto proyectado reforzado con malla metálica electro-soldada (por ejemplo: 4 x 100 x 100 mm) y la resistencia flexional de los mismos soportes en concreto proyectado fibroreforzado, consiste esencialmente en la determinación de la dosificación de fibras (Kg/m3) que, para el concreto pre-establecido y para el espesor pre-establecido en cada caso, garantice al concreto fibroreforzado una resistencia flexional equivalente (feq) con la cual la resistencia flexional de la sección fibroreforzada alcance a la resistencia flexional de la correspondiente sección de concreto reforzado con malla metálica. Por lo tanto, se debe iniciar con la determinación del valor de la referida resistencia equivalente mínima a alcanzar para cada uno de los soportes primarios previstos y luego se debe disponer de la correlación (referencial o experimental) entre la dosificación de la fibra seleccionada y la resistencia equivalente a tracción por flexión (feq) del específico concreto proyectado previsto a emplear (por ejemplo: C24/30). Aplicando las fórmulas reportadas anteriormente, se obtienen las siguientes resistencias mínimas para el concreto fibroreforzado de cada uno de los cuatro soportes primarios, correspondientes a los cuatro espesores de concreto considerados (10 cm – 14 cm – 16 cm –20 cm):

10 cm (P-a/b) 14 cm (P-c) 16 cm (P-d) 20 cm (P-e) feq = 1.40 MPa feq = 1.00 MPa feq = 0.88 MPa feq = 0.70 MPa

Para el concreto de clase C24/30, correspondiente a una resistencia características cilíndrica de f’c = 240 Kg/cm2, las normas europeas EFNARC indican una resistencia a tracción por flexión mínima de fIf = 3.4 MPa y, para la fibra denominada Wirand FS3, cuyas características se anexan a manera de ejemplo, el fabricante reporta la correlación aproximada siguiente, entre ductilidad mínima y dosificación:

Ductilidad (feq/fIf) 50 % 40 % 30 % 25 % 20 % Kg/m3 de FS3 33 26 23 21 20

Resultando en consecuencia, para un concreto C24/30, la correlación siguiente, entre dosificación y mínima resistencia equivalente a tracción por flexión:

Kg/m3 de FS3 33 26 23 21 20 feq (MPa) 1.70 1.36 1.02 0.85 0.68

Sigue la hoja excel específicamente elaborada para completar el procedimiento descrito, correspondiente al diseño de secciones fibroreforzadas por equivalencia a la resistencia flexional de secciones reforzadas con malla electro-soldada. Se puede observar, en la última fila, que la dosificación recomendada se mantiene en 25 Kg/m3 como mínimo, en atención a las normas que indican en general este valor mínimo para un concreto estructural, independientemente de los resultados teóricos de los análisis llevados a cabo.

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Naturalmente, lo que se ha expuesto constituye ciertamente una manera muy simplista de dimensionar una sección resistente de SFRS y la misma persigue esencialmente y solamente, definir una sección que posea una resistencia flexional equivalente a la de la misma sección reforzada con una determinada malla metálica, todo lo cual puede sin embargo tener utilidad práctica, por ejemplo al momento de decidir un eventual cambio de tecnología constructiva, en el sentido de pasar al uso del concreto fibroreforzado para un proyecto originalmente concebido en concreto reforzado con barras tradicionales. Por otro lado, se dispone de otras metodologías de análisis y cálculo estructural que bien pueden ser adoptadas y adaptadas al diseño de elementos estructurales resistentes en concreto fibroreforzado, desde algunas analíticas aún sencillas, hasta otras numéricas más sofisticadas y más versátiles, tales como son las que hacen uso de códigos tan poderosos y ya tan difundidos como el SAP 2000®, o de otros códigos aún más complejos, con algoritmos de diferencias finitas y elementos finitos, en campo bi y tri-dimensional. Los datos de ingreso necesarios al dimensionado de los soportes varían según el método de análisis: para el caso de la simple equivalencia de la resistencia flexional, así como se evidenció con anterioridad, solamente se requiere del valor de la resistencia equivalente a tracción por flexión del concreto fibroreforzado (feq), mientras para las modelaciones numéricas se requiere de la geometría detallada de la estructura, de las cargas especificas y de los vínculos (rigidez de los terrenos de apoyos, en particular el módulo de reacción del terreno k) y, nuevamente, del valor de la resistencia equivalente a tracción por flexión del concreto fibroreforzado, además que de su módulo de deformación elástica. Otras modelaciones numéricas más avanzadas que actúan también en campo no lineal, obviamente requieren de un conocimiento detallado de la ley constitutiva completa del concreto fibroreforzado, así como del criterio de ruptura y del detallado comportamiento post-ruptura del concreto fibroreforzado, entre otros elementos. Dentro de este orden de ideas, a continuación se comentan algunos de los análisis efectuados y de los resultados obtenidos para los soportes primarios de túneles antes descritos, los cuales han sido diseñados por R. Perri (2004) en su tesis de grado, recurriendo a la modelación numérica por medio del código SAP (Structural Analisis Program) de la Universidad de California – Berkeley. Se han elaborado tres modelos distintos, para los tres espesores de concreto proyectado correspondientes a los soportes analizados (14 cm para el P-c; 16 cm para los P-d y 20 cm para el P-e), mientras el soporte primario P-a/b de 10 cm de espesor no se ha analizado ya que su uso está limitado a los casos de cargas estáticas nulas o muy bajas y su función es esencialmente de protección contra los posibles desprendimientos locales accidentales de pequeños bloques rocosos del techo y paredes de la excavación. Los tres modelos del soporte primario se han elaborado cada uno con un radio interno diferente en función del espesor del revestimiento definitivo que se había previsto en correspondencia de cada soporte: 5.30 m para el P-c; 5.40 m para los P-d y 5.50 m para el P-e. Cada modelo está conformado por un total de 368 elementos (Figura 15), de grosor igual a ¼ del espesor del soporte, de ancho aproximado 25 cm y profundidad variable según el tipo de soporte: 1.50 m para el P-c; 1.25 m para el P-d1; 1.00 m para el P-d2 y el P-e.

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Tal profundidad del modelo corresponde para cada soporte a la separación entre las costillas metálicas que complementan al concreto proyectado y cuya pequeña contribución estructural se desprecia en el análisis, mientras en cada modelo se incluyen los pernos colocados hacia los pies del arco (un perno en cada pié para el soporte P-c y dos por cada pié para los soportes P-d y P-e) representándolos mediante vínculos de tracción caracterizados por con un valor de rigidez compatible con la tecnología de los mismos pernos: 500000 Kg/cm. A los elementos que constituyen el soporte se le asignan las propiedades de deformación del concreto E=15000f’c

1/2 = 232379 Kg/cm2 y el terreno circundante al soporte se modela con elementos que reaccionan a compresión y se anulan a tracción y cuya rigidez se calcula a partir del módulo de reacción del terreno multiplicándolo por el área de influencia de cada nodo del modelo y asignando finalmente una mayor rigidez a los apoyos verticales. Para simular posibles variaciones en las características geomecánicas de los terrenos dentro de los cuales se excavan los túneles, se asignan dos diferentes ordenes de magnitud al módulo de reacción del terreno: 10000 t/m3 y 50000 t/m3, según el índice GSI (Geological Strengh Index) sea menor o mayor que 30. Adicionalmente se simula la eventualidad desfavorable, de terrenos menos rígidos reduciendo los valores del módulo de reacción del terreno a un décimo de los anteriores. Finalmente, se aplicaron cargas normales a toda la superficie del soporte con una magnitud en bóveda comprendida entre 1 Kg/cm2 y 4 Kg/cm2, cada vez correspondiente a un posible caso de cargas, analizando un total de 10 casos de cargas (3 casos para P-c; 5 casos para P-d; y 2 casos para P-e) los cuales están detallados en la tabla anexa.

FIGURA 15 – Modelo SAP 2000® de 368 elementos para el Soporte Primario

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SOPORTES PRIMARIOS

Las cargas son Normales y UniformesLos pernos se representan con Springs de 500000 Kg/cmEl Módulo de Reacción del Terreno vale:ParaGSI< 30 K = 10000 T/m3ParaGSI> 30 K = 50000 T/m3Area Apoyo =S. Costillas * 0.25m (ancho aproximado del elemento en el modelo)

Hmax. Cober. = 10 SPRINGS (Kg/cm) CASOSGSI Carga (kg/cm2) T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) Pernos S.Costillas(m) Hastial Apoyo Cargas

GSI ≤ 20 1.8 P-c 5.4 5.54 14 2x4 m @ par d.C 1.50 37500 150000 120<GSI ≤ 30 1.8 P-c 5.4 5.54 14 2x4 m @ par d.C 1.50 37500 150000 130 < GSI ≤ 40 1.8 P-c 5.4 5.54 14 2x4 m @ par d.C 1.50 187500 750000 240 < GSI ≤ 50 1.8 P-c 5.4 5.54 14 2x4 m @ par d.C 1.50 187500 750000 2

GSI > 50 1.8 P-c 5.4 5.54 14 2x4 m @ par d.C 1.50 187500 750000 2

Hmax. Cober. = 20 SPRINGS (Kg/cm)GSI Carga T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) Pernos S.Costillas(m) Hastial Apoyo

GSI ≤ 20 2.9 P-d2 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.00 25000 100000 320<GSI ≤ 30 2.3 P-d1 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.25 31250 125000 430 < GSI ≤ 40 2.3 P-d1 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.25 156250 625000 540 < GSI ≤ 50 1.3 P-c 5.4 5.54 14 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 750000 6

GSI > 50 0.8 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -

Hmax. Cober. = 50 SPRINGS (Kg/cm)GSI Carga T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) Pernos S.Costillas(m) Hastial Apoyo

GSI ≤ 20 4.0 P-e 5.5 5.70 20 4x6 m @ par d.C 1.00 25000 100000 720<GSI ≤ 30 3.2 P-d2 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.00 25000 100000 830 < GSI ≤ 40 2.3 P-d1 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.25 156250 625000 540 < GSI ≤ 50 1.3 P-c 5.4 5.54 14 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 750000 6

GSI > 50 0.8 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -

Hmax. Cober. = 50 - 100 SPRINGS (Kg/cm)GSI Carga B T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) Pernos S.Costillas(m) Hastial Apoyo

30 < GSI ≤ 40 0.8 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -40 < GSI ≤ 50 0.2 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -50 < GSI ≤60 0.2 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -

GSI > 60 0.2 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -


30 < GSI ≤ 40 1.3 P-c 5.4 5.54 14 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 75000040 < GSI ≤ 50 0.5 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -50 < GSI ≤60 0.2 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -

GSI > 60 0.2 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -


30 < GSI ≤ 40 2.3 P-d1 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.25 125000 500000 540 < GSI ≤ 50 1.3 P-c 5.4 5.54 14 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 750000 650 < GSI ≤60 0.5 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -

GSI > 60 0.2 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -


30 < GSI ≤ 40 4.0 P-e 5.5 5.70 20 4x6 m @ par d.C 1.00 125000 500000 940 < GSI ≤ 50 1.8 P-c 5.4 5.56 16 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 750000 250 < GSI ≤60 0.8 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -

GSI > 60 0.3 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -


40 < GSI ≤ 50 3.2 P-d2 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.00 125000 500000 1050 < GSI ≤60 1.3 P-c 5.4 5.54 14 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 750000 6

GSI > 60 0.4 P-a/b 5.3 5.40 10 - - - -

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Diseño numérico de los soportes en concreto proyectado fibroreforzado Los resultados más representativos de todos los sistemáticos análisis numéricos efectuados para el diseño estructural de los soportes en concreto proyectado reforzado con fibras metálicas, se han resumido en la tabla que sigue en términos de las máximas tracciones establecidas en los soportes, diferenciándolos para las dos zonas críticas de la sección estructural del soporte (bóveda y hastíales) y diferenciándolos además en función de dos niveles de rigidez para el terreno y de acuerdo con los dos esquemas de cargas considerados en los análisis: el de una presión normal uniforme (la demanda D) sobre todo el perímetro del arco del soporte y el, más crítico, de una presión aún normal pero diferente en la bóveda (la demanda D) de los hastíales (presión lateral gradualmente reducida a solo una fracción hacia los pies del arco). También se reportan, a manera de ejemplo para solamente uno de los casos analizados, dos resultados gráficos representativos obtenidos de los análisis: la deformada de la sección (Figura 16) y la distribución de los esfuerzos principales máximos (Figura 17) dentro la sección estructural del soporte.

Del análisis de los resultados obtenidos y resumidos en la tabla, se puede deducir lo siguiente: - Las tracciones más elevadas, se obtienen en correspondencia de los análisis que simulan cargas del terreno sobre el soporte con una presión lateral reducida y las más bajas por el contrario, corresponden a los análisis con presiones uniformes sobre todo el perímetro del soporte. - Las zonas más críticas del soporte, en cuanto a presencia y magnitud de las tracciones, son las de los hastíales a contacto con el terreno: para los análisis con presiones uniformes sobre todo el perímetro del soporte, no se producen tracciones en las zonas de bóveda, mientras para los análisis con presión lateral reducida, las tracciones que se producen en las zonas de bóveda resultan siempre inferiores a las correspondientes de los hastíales. - Las referidas tracciones en las zonas de los hastíales, que se producen también con presiones uniformes sobre todo el perímetro del soporte, resultan siempre más elevadas cuando se simula una menor rigidez para el terreno. - La máxima tracción obtenida es de 9.0 Kg/cm2 (0.9 MPa), siguiéndole otros cuatro valores elevados (8.2; 7.3; 5.7 y 3.9 Kg/cm2). Todas las demás tracciones máximas obtenidas son de 2.8 Kg/cm2 (0.3 MPa), o menores.

M Á X I M A S T R A C C I O N E S E N S O P O R T E S P R I M A R I O S (K g / c m 2 )

T e r r e n o T e r r e n o M e n o r P r e s i ó n L a t e r a lC A S O M á s M e n o s S O P O R T E

C a r g a s R í g i d o R í g i d o T r a c c i ó n T r a c c i ó n T i p oT r a c c i ó n e n H a s t i a l e s H a s t i a l e s B ó v e d a

( K g / c m 2 ) ( K g / c m 2 ) ( K g / c m 2 ) ( K g / c m 2 )1 0 . 8 0 0 . 9 4 2 . 5 0 2 . 1 0 P - c2 0 . 5 5 0 . 5 6 2 . 0 0 1 . 3 0 P - c3 2 . 5 0 2 . 5 3 8 . 2 0 3 . 3 0 P - d4 1 . 3 0 1 . 5 0 5 . 7 0 2 . 6 0 P - d5 0 . 4 5 0 . 5 1 2 . 3 0 1 . 5 0 P - d6 0 . 3 5 0 . 4 1 1 . 5 0 0 . 9 0 P - c7 1 . 1 0 1 . 5 4 7 . 3 0 4 . 1 0 P - e8 2 . 8 0 2 . 8 0 9 . 0 0 3 . 7 0 P - d9 0 . 2 0 1 . 3 0 2 . 4 0 1 . 5 0 P - e

1 0 1 . 1 0 2 . 9 0 3 . 9 0 2 . 2 0 P - d

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FIGURA 16 – Ejemplo de deformada del soporte

FIGURA 17 – Ejemplo de esfuerzos máximos en el soporte

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En suma, todos los casos analizados, incluyendo los correspondientes a las condiciones más desfavorables de magnitud y esquema de cargas así como de rigidez del terreno, muestran que las tracciones a esperar en todos los soportes resultan inferiores a 1 MPa y por lo tanto en principio, siempre compatibles con las resistencias características equivalentes a tracción por flexión que se pueden generalmente alcanzar con un concreto proyectado de clase C24/30 y con una dosificación mínima de fibras metálicas (25 Kg/m3). Por lo tanto los análisis numéricos efectuados permiten concluir que para los soportes de túneles en concreto proyectado, también desde el punto de vista estrictamente estructural, es generalmente técnicamente factible la sustitución de la malla electro-soldada con una dosificación mínima (25 Kg/m3) de adecuadas fibras metálicas, confirmando de tal manera los resultados ya obtenidos con los sencillos cálculos basados en la equivalencia entre la resistencia flexional de los soportes en concreto proyectado reforzado con malla metálica electro-soldada y la resistencia flexional de los mismos soportes de concreto proyectado fibroreforzado. Resultados experimentales para la resistencia del concreto proyectado fibroreforzado A manera de complemento se resumen en las tablas que siguen los resultados experimentales obtenidos de una amplia campaña de ensayos de laboratorio (UNI 11039) sobre vigas de concreto proyectado fibroreforzado, ejecutados en el INME (Instituto de Materiales y Ensayos) de la Universidad Central de Venezuela. Todas las vigas han sido confeccionadas con concreto proyectado de Clase 24/30 y para todas se han empleado fibras Wirand FS3, con dosificaciones de 30 Kg/m2 y 25 Kg/m2.

C o n cre to C 24 /3 0 D o s . 3 0 K g /m 3

E n sayo f 'If (M P a) D 0 D 1 D 0 x D1 feq (M P a)

V ig a 4 3 .3 64 7 0 .7 0 0 .6 9 0 .48 1 .6 3V ig a 6 3 .6 14 0 0 .7 5 0 .6 6 0 .49 1 .7 8V ig a 7 2 .2 31 6 0 .8 5 0 .5 5 0 .47 1 .0 4V ig a 8 2 .7 77 9 0 .6 4 0 .6 6 0 .42 1 .1 8V ig a 9 2 .5 21 8 0 .7 2 0 .7 4 0 .53 1 .3 5

V ig a 10 2 .6 04 3 0 .7 5 0 .7 8 0 .58 1 .5 2V ig a 11 2 .9 64 0 0 .7 6 0 .8 3 0 .63 1 .8 6V ig a 12 3 .3 91 6 0 .7 8 0 .8 3 0 .65 2 .2 0V ig a 13 2 .9 49 1 0 .7 5 0 .7 3 0 .55 1 .6 2V ig a 14 3 .5 62 8 0 .7 7 0 .8 2 0 .63 2 .2 5

V iga 1 3 .4 20 3 0 .7 5 0 .6 9 0 .52 1 .7 7V iga 2 3 .3 61 0 0 .8 2 0 .4 4 0 .36 1 .2 1V iga 3 3 .7 26 5 0 .8 7 0 .5 1 0 .44 1 .6 5V iga 4 3 .5 86 6 0 .7 2 0 .6 9 0 .50 1 .8 0V iga 5 2 .9 80 3 0 .7 2 0 .7 4 0 .53 1 .5 8V iga 6 2 .6 75 3 0 .7 4 0 .6 9 0 .51 1 .3 6V iga 7 3 .1 77 8 0 .8 0 0 .7 5 0 .60 1 .8 9V iga 8 2 .9 31 1 0 .8 4 0 .5 0 0 .42 1 .2 4V iga 9 2 .3 57 0 0 .7 9 0 .7 4 0 .59 1 .3 8

V ig a 10 2 .6 48 0 0 .7 9 0 .6 0 0 .47 1 .2 5V ig a 11 2 .6 93 9 0 .7 5 0 .5 7 0 .43 1 .1 6V ig a 12 3 .2 44 1 0 .6 6 0 .6 8 0 .45 1 .4 6

f 'Ifm (M P a) D 0m D 1m (D 0 x D1)m feq m (M P a)3 .0 35 6 0 .7 6 0 .6 8 0 .51 1 .5 5

F ib ra F S 3 (30 /0 .7 5 )

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Fibra FS3 (30/0.75)

Concreto C24/30

Dosificación 30 Kg/m3

Muestra Fecha Ensayo

Altura Viga (cm)

Ancho Viga (cm)

Ancho Ranura cm

Altura Ranura (cm)

Dosificación(Kg/m3)

VG_SANCHON_05_A 25/05/2004 14,8 15,1 4.3 5,5 30

VG_SANCHON_05_B 25/05/2004 15,0 15,3 3.5 5,4 30

VG_SANCHON_05_C 25/05/2004 14,6 14,2 3.5 5,5 30

VG_SANCHON_06_A 09/06/2004 14,9 15,1 4.3 6,0 30

VG_SANCHON_06_B 09/06/2004 15,0 14,8 4.5 4,6 30

VG_SANCHON_06_C 09/06/2004 14,6 14,2 4.5 5,0 30

Pila 4-2 27-8-04 01/10/2004 15,0 14,7 4,0 4,7 30

Pila 4-4 27-8-04 30/09/2004 15,0 15,1 4,0 4,7 30

Pila 1-2A 01-9-04 30/09/2004 15,2 14,2 3,0 4,5 30

Pila 1-2B 01-9-04 30/09/2004 15,1 15,0 3,5 4,8 30

Pila 1-2C 01-9-04 30/09/2004 15,2 15,2 3,5 4,5 30

Muestra CTODo (mm)

CTODo+0,6 (mm)

CTODo+3 (mm)

ƒlƒ (MPa) Do Dl

VG_SANCHON_05_A 0.0685 0.6685 3.0685 4,1 0,7286 0,4620

VG_SANCHON_05_B 0.8202 0.6820 3.0820 3,4 0,8090 0,7058

VG_SANCHON_05_C 0.0944 0.6944 3.0944 3,9 0,7394 0,4620

VG_SANCHON_06_A 0.1108 0.7108 3.1108 4,4 0,7600 0,3914

VG_SANCHON_06_B 0.0844 0.6844 3.0844 2,7 0,8351 0,4637

VG_SANCHON_06_C 0.0707 0.6707 3.0707 3,3 0,6957 0,6560

Pila 4-2 27-8-04 0,0508 0,6508 3,0508 2,8 0,7028 0,5522

Pila 4-4 27-8-04 0,0508 0,6508 3,0508 2,6 0,6208 0,6713

Pila 1-2A 01-9-04 0,0625 0,6625 3,0625 2,8 0,6376 0,6805

Pila 1-2B 01-9-04 0,0625 0,6625 3,0625 3,1 0,4170 1,0027

Pila 1-2C 01-9-04 0,0625 0,6625 3,0625 2,5 0,7317 0,7739

Promedio 3,24 0,70 0,62

Muestra Dosificación (Kg/m3)

D0 x D1

f(0-0,6) (MPa)

f(0,6-3) (MPa)

Dosificación (Kg/m3)

feqm (MPa)

VG_SANCHON_05_A 30 0,3366 2,99 1,38 30 1,70

VG_SANCHON_05_B 30 0,5710 2,75 1,94 30 2,10

VG_SANCHON_05_C 30 0,3416 2,88 1,33 30 1,64

VG_SANCHON_06_A 30 0,2975 3,34 1,31 30 1,72

VG_SANCHON_06_B 30 0,3872 2,25 1,05 30 1,29

VG_SANCHON_06_C 30 0,4564 2,30 1,51 30 1,66

Pila 4-2 27-8-04 30 0,4564 1,97 1,09 30 1,26

Pila 4-4 27-8-04 30 0,3881 1,61 1,08 30 1,19

Pila 1-2A 01-9-04 30 0,4167 1,79 1,21 30 1,33

Pila 1-2B 01-9-04 30 0,4339 1,29 1,30 30 1,30

Pila 1-2C 01-9-04 30 0,4181 1,83 1,42 30 1,50

Promedio 30 0,41 2,27 1,33 30 1,69

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Fibra FS3 (30/0.75) Concreto C24/30

Dosificación 25 Kg/m3

Muestra Fecha Ensayo

Altura Viga (cm)

Ancho Viga (cm)

Ancho Ranura cm

Altura Ranura (cm)

Dosificación (Kg/m3)

Sanchon_Prueb_1A 14/07/2004 14,8 15,1 4.2 5,5 25 Sanchon_Prueb_1B 14/07/2004 14,9 14,6 4.2 5,4 25 Sanchon_Prueb_1C 14/07/2004 14,5 14,8 4.5 5,5 25 Sanchon_Prueb_4A 15/07/2004 15,0 15,3 4.3 6,0 25 Sanchon_Prueb_4B 15/07/2004 15,3 14,9 4.2 4,6 25 Sanchon_Prueb_4C 15/07/2004 15,0 14,7 4.0 5,0 25 Corona_Prueb_3A 15/07/2004 15,0 15,3 4.3 6,0 25 Corona_Prueb_3B 15/07/2004 15,3 14,9 4.2 4,6 25 Corona_Prueb_3C 15/07/2004 15,0 14,7 4.0 5,0 25

Pila 1-1 19-8-04 30/09/2004 14,9 15,0 4,0 4,8 25 Pila 1-3 19-8-04 30/09/2004 15,0 15,0 6,0 4,8 25 Pila 4-1 25-8-04 01/10/2004 14,5 15,0 3,0 4,7 25 Pila 4-2 25-8-04 30/09/2004 15,0 14,5 4,0 4,5 25

Muestra CTODo (mm)

CTODo+0,6 (mm)

CTODo+3 (mm)

ƒlƒ (MPa) Do Dl

Sanchon_Prueb_1A 0.072353 0.672353 3.072353 4,5 0,6694 0,4648 Sanchon_Prueb_1B 0.072353 0.672353 3.072353 3,7 0,6685 0,3919 Sanchon_Prueb_1C 0.072353 0.672353 3.072353 4,3 0,8319 0,4646 Sanchon_Prueb_4A 0.048995 0.648995 3.048995 4,2 0,9258 0,44 Sanchon_Prueb_4B 0.048995 0.648995 3.048995 2,6 0,7511 0,4604 Sanchon_Prueb_4C 0.048995 0.648995 3.048995 3,0 0,7355 0,6007 Corona_Prueb_3A 0.087306 0.687306 3.087306 3,5 0,7199 0,4886 Corona_Prueb_3B 0.087306 0.687306 3.087306 2,7 0,3856 1,7442 Corona_Prueb_3C 0.087306 0.687306 3.087306 2,8 0,4703 0,7404

Pila 4-2 27-8-04 0,0508 0,6508 3,0508 2,8 0,7028 0,5522 Pila 4-4 27-8-04 0,0508 0,6508 3,0508 2,6 0,6208 0,6713

Pila 1-2A 01-9-04 0,0625 0,6625 3,0625 2,8 0,6376 0,6805 Pila 1-2B 01-9-04 0,0625 0,6625 3,0625 3,1 0,417 1,0027

Promedio 3,22 0,66 0,68 feqm

Muestra Dosificación (Kg/m3)

D0 x D1

f(0-0,6) (MPa)

f(0,6-3) (MPa)

Dosificación (Kg/m3) (MPa)

Sanchon_Prueb_1A 25 0,3111 3,01 1,40 25 1,72 Sanchon_Prueb_1B 25 0,2620 2,47 0,97 25 1,27 Sanchon_Prueb_1C 25 0,3865 3,58 1,66 25 2,04 Sanchon_Prueb_4A 25 0,4074 3,89 1,71 25 2,15 Sanchon_Prueb_4B 25 0,3458 1,95 0,90 25 1,11 Sanchon_Prueb_4C 25 0,4418 2,21 1,33 25 1,50 Corona_Prueb_3A 25 0,3517 2,52 1,23 25 1,49 Corona_Prueb_3B 25 0,6726 1,04 1,82 25 1,66 Corona_Prueb_3C 25 0,3482 1,32 0,97 25 1,04

Pila 4-2 27-8-04 25 0,3881 1,97 1,09 30 1,26 Pila 4-4 27-8-04 25 0,4167 1,61 1,08 30 1,19

Pila 1-2A 01-9-04 25 0,4339 1,79 1,21 30 1,33 Pila 1-2B 01-9-04 25 0,4181 1,29 1,30 30 1,30

Promedio 25 0,39 2,44 1,33 25 1,47

140

Conclusiones Las ventajas tecnológicas de la incorporación de las fibras metálicas al concreto estructural, bien sea proyectado así como vaciado en sitio, son múltiples y de distinta naturaleza y sin embargo puede afirmarse que lo más sobresaliente que tal incorporación conlleva desde el punto de vista estructural, es la capacidad que se le confiere al concreto de poder mantener una suficiente y confiable estabilidad estructural después de haberse alcanzado sea el pico de la resistencia a tracción y sea los niveles de solicitación de tracción que conllevan al inicio de la fractura. Gracias a lo anterior es posible, a frente de estructuras solicitadas a tracción por flexión, con magnitudes relativamente moderadas para tales solicitaciones de tracción, diseñar y construir oportunamente estas estructuras con concreto reforzado con fibras metálicas adecuadamente seleccionadas y dosificadas, en sustitución de las tradicionales barras metálicas y con ello aprovechar las ventajas y facilidades constructivas que derivan con tal sustitución. Un buen ejemplo de estructuras hiper-estáticas y moderadamente solicitadas a tracción, son los soportes de los túneles construidos en concreto proyectado y en este trabajo se ha podido observar como estas estructuras pueden ser diseñadas analíticamente mediante simple equivalencia estructural con los soportes tradicionalmente reforzados con malla metálica electro-soldada y como además, mediante modelación numérica se ha podido comprobar que con el uso de adecuadas fibras metálicas en un concreto de clase 24/30 (y naturalmente también de clase más alta), la dosificación de 25 Kg/m3 de fibras establecida como mínima por las principales normas para el concreto estructural, es en principio suficiente a conferir al concreto proyectado una resistencia característica a tracción (feq) de orden de magnitud (1.0÷1.5 MPa) compatible con las solicitaciones que normalmente se establecen en los soportes de los túneles en correspondencia de las más usuales condiciones geotécnicas, geométricas y de cobertura: En efectos, el valor medio de la resistencia a tracción equivalente por flexión (feq) obtenido sobre vigas de concreto proyectado 24/30, ha resultado ser de 1.47 MPa de 13 ensayos con una dosificación de 25 Kg/m3 de fibras FS3 y, para una dosificación de 30 Kg/m3, ha resultado ser de 1.69 MPa y de 1.55 MPa para dos diferentes series de 11 y 22 ensayos respectivamente. Bibliografía 1. Plizzari, G., Perri, G., Cominoli, L. & Perri R. Revestimientos de t úneles en concreto reforz ado con fibras

metálicas: Principios – Experiencias – Perspectiva. XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia. 2004. 2. Perri, R. Concreto reforzado con fibras metálicas: Soporte primario y revestimiento definitivo para los túneles

del tramo ferroviario Puerto cabello-Valencia Universidad Metropolitana. Caracas. 2004. 3. Perri, G. Proyectos de Túneles: Criterios de Diseño Boletín N° 81 Sociedad Venezolana de Geotecnia. 2002. 4. Plizzari, G. Fracture of fiber reinforced concrete slabs on grade 2001. 5. Bekaert, N.V. Tunnelling the World Tercera edición. Bekaert S.A. 1990. 6. Limit, T.Y., Paramasivam, P. & Lee, S.L. Shear and moment capacities of reinforced steel-fiber-concrete beam.

Magazine of Concrete Research. 1987. 7. Mangat, P.S. & Azari, M.M. Influence of steel fiber reinforcement on the fracture behaviour of concrete in

compression Int. J. Cement Composites and Lightweight Concrete. 1984. 8. Morgan, D.R. & Mowat, D.N. A comparative evaluation of plain mesh and steel fiber reinforced shotcrete. In

Fiber Reinforced Concrete International Symposium, ACI SP-81, American Concrete Institute, Detroit. 1984. 9. Hannant, D.J. Fiber Cements and Fiber Concretes John Wiley and Sons Ltd. Chichester. 1978.

141

Revestimientos de túneles en concreto reforzado con fibras metálicas:

Principios – Experiencias – Perspectivas

Prof. Giovanni Plizzari Ing. Luca Cominoli

Dipartimento di Progettazione e Tecnologie, Università di Bergamo - Italia

Email: [email protected]

Prof. Gianfranco Perri

Universidad Central de Venezuela - Caracas Email: [email protected]

Ing. Roberto Perri A.

Universidad Metropolitana Caracas - Venezuela

RESUMEN

Se introducen aspectos básico s de la tecnología y de la ingeniería del concreto reforzado con fibras m etálicas, con esp ecial énfasis a las caracterís ticas de deformación y resistencia de los materi ales, incluyendo una com paración entre resultados obtenidos de ensayos de laboratorio y resultados obtenidos de simulaciones numéricas con elementos finitos. Se resumen los resultados de análisis numéricos llevados a cabo para a nalizar los anillos de segmentos prefabricados en conc reto reforzado con fibras m etálicas que conforman el revestimiento de túneles excavados mecanizadamente con TBM. Se resumen los resultados de los anális is numéricos preliminares llevados a cabo para analizar la factibilidad de construi r con concreto vaciado fibro-ref orzado, el revestimiento de túneles excavados convencionalmente.

INTRODUCCIÓN Desde hace ya algunos años la tecnología del concreto reforzado con fibras m etálicas a integración o en sustitución del tradicional refuerzo con barras metálicas, ha pasado del campo de la experimentación iniciada en los años cin cuenta al campo de la aplicación industrial y actualmente, son numerosos los sectores de empleo rutinario de esta tecnología: los elementos prefabricados monolíticos, los pavim entos industriales, los soportes de excavaciones subterráneas y superficiales en concreto proyectado, los re vestimientos prefabricados y vaciados en sitio p ara túneles, constituyen ciertamente buenos ejem plos de las aplicaciones más ampliamente difundidas y de las con mayores perspectivas.

142



GIANFRANCO

Cuadro de texto

XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas, 9-11 Noviembre 2004

La presencia de fibras m etálicas de adecuad a resistencia y hom ogéneamente distribuidas dentro de un concreto, constituye una m icro-armadura la cual, por un lado se muestra eficaz para contrastar el m uy conocido fenómeno de la fisuración por retracción y por otro lado, confiere al concreto una ductilidad que puede llegar a ser considerable en la medida en que sea elevada la dosificación y la calid ad de las mismas fibras, confiriendo además al concreto una gran tenacidad (toughness) y la posibilidad que las estructuras confeccionadas puedan soportar niveles de tracción de gran interés aplicativo. Debido a que por dificultades operativas genera lmente no se re alizan sobre e l concreto ensayos de tracción d irecta, la evaluación d e tal propiedad de resisten cia, así como de la ductilidad y de la tenacidad del concreto fibr o-reforzado, se efectúan indirectam ente en laboratorio mediante pruebas de flexión sobre vigas o planchas. La Figura 1 ilustra cualita tivamente las posibles respuestas que se pueden obtener m ediante los referidos ensayos de flexión sobre elem entos de concreto fibro-re forzado, representadas gráficamente en términos de curvas cargas-desplazamientos para diferentes dosificaciones de fibras, expresadas por el peso de fi bras por volumen de concreto (Kg/m3), o por el porcentaje volumétrico de fibras por el mismo volumen de concreto (Vf).

L O A D P O IN T D IS P L A C E M E N T [µ m ]0 2 5 5 0 7 5 1 0 0 1 2 5 1 5 0

LOA

D [

daN

]

0

4 0 0

8 0 0

1 2 0 0

1 6 0 0

2 0 0 0

2 4 0 0

2 8 0 0

0%

0,38%

0,76%

1,0%

Incrudente

Plastica

Softening


LOA

D [

daN

]

0

4 0 0

8 0 0

1 2 0 0

1 6 0 0

2 0 0 0

2 4 0 0

2 8 0 0

0%

0,38%

0,76%

1,0%


LOA

D [

daN

]

0

4 0 0

8 0 0

1 2 0 0

1 6 0 0

2 0 0 0

2 4 0 0

2 8 0 0

0%

0,38%

0,76%

1,0%

0%

0,38%

0,76%

1,0%

Incrudente

Plastica

Softening

Incrudente

Plastica

Softening

Figura 1 Posibles comportamientos a flexión del concreto fibro-reforzado

Bajo cargas m oderadas, inferiores a la de cedencia del concreto, el com portamiento del material es siempre elástico y no se produce ninguna fisuración en la probeta bajo ensayo de flexión, independientemente de la presencia o ca lidad y cantidad de fibras. Por el contrario, comportamientos bastante distintos se pueden verificar continuando la prueba, incrementando la carga a partir del ”punto de primera fisuración”:

2143

- La curva Vf =0% esquematiza el comportamiento de un concreto simple (sin refuerzo) con el cual, tratándose de un m aterial rígido-plástico y siendo la estructura (la vigueta simplemente apoyada en sus extremos) iso-estática, una vez alcanzada la carga de prim era fisuración, se produce de inmediato el colapso.

- La curva Vf = 0.38% (30 Kg/m3) muestra alguna capacidad del concreto (fibro-reforzado) para absorber después de la punto de prim era fisuración cierta carga, aunque baja, con luego un colapso más lento (comportamiento softening).

- La curva V f = 0.76% en ca mbio es típica de un m aterial dúctil propia de un conc reto (fibro-reforzado) capaz de s oportar, a partir del punto de primera fisuración, un desplazamiento importante bajo carga constante, antes de un muy lento colapso.

- La curva V f =1,00% finalmente, evidencia inclusiv e un cierto increm ento de carga soportable, bajo un amplio desplazamiento después del punto de primera fisuración.

Para concluir esta breve intr oducción, a propósito de calidad y cantidad de fibras m etálicas a introducir en un concreto re forzado con fibras (SFRC: Steel Fibre Reinforced Concrete), se pueden avanzar las co nsideraciones cuantitativas generales y referenciales siguientes: La calidad mecánica de las fibras debe ser m uy elevada, con resistencias a la tracción típicas del orden de los 11000 Kg/cm 2. La relación de form a (longitud/ diámetro) debe también ser suficientemente elevada, entre 40 y 80. La dosificación no debe ser inferior a 25 Kg/ m3 y puede alcanzar, para las aplicaciones más exigentes, los 40 ó 80 Kg/m3.

CARACTERIZACIÓN ESTRUCTURAL DEL SFRC Existen numerosas propuestas para clasificar uni ficar y normar los concretos fibro-reforzados, objetivos a los cuales se han abogado varios países y organizaciones y por lo tanto aún no hay un criterio universalmente aceptado, pero es fá cil constatar como las diversas p ropuestas no difieren sustancialmente entre si, de manera tal que los varios métodos y ensayos pueden en la práctica usarse indistintamente sin mayores conflictos. Sustancialmente para clasificar un concreto fibr o-reforzado se deben definir y determ inar las siguientes tres principales propiedades:

* La resistencia flexional * La tenacidad (toughness) y ductilidad * La uniformidad

Ciertamente la prueba d e mayor significación técnica es la prue ba de flexión que s e realiza sobre una viga de concreto sim plemente apoyada y cargada en el cen tro, analizando sea la primera fisuración y sea luego, el com portamiento tenso-deformatorio post fisuración para determinar la resistencia a la primera fisuración (fIf) y los índices de ductilidad (D0 - D1). La norma italiana UNI 11039 (similar a la correspondiente norma ASTM C1018) se refiere al ensayo para determ inar la res istencia a la p rimera fisuración y los ín dices de ductilidad, a partir de la curva (Carga-Abertura de la fisura) obtenida cargando una viga prismática recta de base cuadrada de 150 mm de lado y larga 600 mm, en el centro de la cual hay una incisión a forma de V, profunda a0=0,3h (h la altura de viga) y ancha 3 a 5 mm (Figura 2).

3144

15

0 m

m

450 mm600 mm

A

A’

CMOD

CTOD

a0=0,3h

CMODCMOD

CTOD

a0=0,3h

Figura 2 Ensayo UNI 11039 de flexión sobre vigas de concreto fibro-reforzado

La resistencia a la p rimera fisuración (f If), medida en MPa, es la resis tencia a la flex ión convencionalmente calculada en correspondencia de la carga (P If), medida en newton, con la que se produce la fisura CTOD 0 (Crack Tip Opening Displacement), con l-b-h-a0 medidos en mm:

fIf = PIf l / b(h-a0)2

4145

Las resistencias equivalentes (feq(0-0,6)) y (f eq(0,6-3)) son los valores m edios de la resistencia a flexión, calculados en correspondencia de lo s intervalos de abertura de la fisura respectivamente comprendidos entre 0-0,6 mm y entre 0,6-3 mm:

feq(0-0,6) = (U1/0,6) l / b(h-a0)2 feq(0,6-3) = (U2/2,4) l / b(h-a0)2

Donde U1 y U2 son las áreas debajo de la curva (Carga -Abertura de la fisura), dentro de los respectivos intervalos de abertura de la fisura (0-0,6 mm y 0,6-3 mm). Finalmente, (Figura 3 ) los índ ices de ductilid ad, D0 y D 1, se calcu lan en base a las do s siguientes relaciones:

D0=feq(0-0,6)/fIf D1=feq(0,6-3)/feq(0-0,6)

LO

AD

CTOD0

LO

AD

CTOD

PIf

CTOD0

PIf

First Crack Load

CTOD

SFRCReference concrete

TEST SOBRE CONCRETO SIN FIBRAS TEST SOBRE CONCRETO CON FIBRAS

CTOD0

LO

AD

PIf

CTOD0 +0,6mm CTOD0+3 mm

U2U1

CTOD

[mm]CTOD0

U2U1

0,6 3

fIf

1,80,3

STR

ESS

Figura 3 Ensayos de flexión sobre vigas de concreto fibro-reforzado

5146

En el marco de una a mplia investigación aplicada, finalizada a analizar el posible uso de las fibras “Wirand - Macca ferri” para concreto estruc tural, el p rofesor G. Plizza ri ha sim ulado numéricamente, con el código por elem entos finitos Merlín de la Universidad del Colorado (Figura 4), el ensayo de flexión sobre vigas de concreto fibro-reforzado comparando luego los resultados numéricos con los obtenidos en laboratorio para dos diferentes tipos de fibras de 50 mm de largo (FF1 de 1 mm de diám etro y relación de form a de 50 y FF3 de 0.75 mm de diámetro y relación de forma de 67) y en cada caso para dos diferentes dosificaciones (35 y 45 Kg/m3 para FF1 y 25 y 35 Kg/m3 para FF3) y realizando para cada tipo de prueba un total de 6 idénticos ensayos sobre igual número de vigas idénticas.

Figura 4 Modelo por elementos finitos de las vigas ensayadas en laboratorio El objetivo de análisis num érico ha sido dete rminar el ligam en bi-lineal entre es fuerzo y abertura de la f isura que simulara satisfactoriamente el com portamiento real obtenido en laboratorio (Figura 5), de pre- y post-inicio fisura de los materiales fibro-reforzados. Para ello, el análisis numérico simuló el co mportamiento no lineal del pr oceso de fracturación considerando una fisura discreta y asum iendo que la energía de fracturación necesaria para inducir la formación de una fisura completa sea disipada a trav és de una superficie, y no en una banda (fisura difusa) de material.

Bilinear laws Wirand FF1

0

1

2

3

4

5

0 1 2 3 4 5 6

Crack opening [mm]

Nom

inal

str

ess

[MPa

]

Vf = 0,00%Vf = 0,45%Vf = 0,57%

Bilinear laws Wirand FF3

0

1

2

3

4

5

0 1 2 3 4 5

Crack opening [mm]

Nom

inal

str

ess

[MPa

]

Vf = 0,00%Vf = 0,32%Vf = 0,45%

(a) (b)

Figura 5 Relaciones Bi-lineales Esfuerzos Tracción – Abertura Fisura

6147

En los dos diagram as de la Figura 6 se il ustran los resultados finalm ente obtenidos numéricamente para la relación Esfuerzo Tracción - Ab ertura Fisura en función de la dosificación de fibras para ambos tipos de fibras considerados y, en la Figura 7, se confrontan los seis diagram as Esfuerzo Tracción - Abertu ra Fisura obtenidos en laboratorio para cada tipo y cada dosificació n de fibras, con los correspond ientes obtenidos en cada caso de la simulación numérica.

Figura 6 Diagramas Esfuerzos Tracción – Abertura Fisura obtenidos numéricamente

7

Nominal stress vs. CTOD curves Comparison Fibers FF1 - C50/60

0

1

2

3

4

5

6

7

0.0 0.7

Nom

inal

Stre

ss s

N [M

Pa]

0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6

CTODm [mm]

Vf=0,00%Vf=0,45%Vf=0,57%

Nominal stress vs. CTOD curves Comparison Fibers FF3 - C50/60

0

1

2

3

4

5

6

0.0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6

CTODm [mm]

Nom

inal

Str

ess

sN [M

Pa]

Vf=0,00%Vf=0,32%Vf=0,45%

148

R60

- FF

1 - 3

5 kg

/m3 -

V f=0

,45%

0123456 0.0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

CTO

Dm

[mm

]

Nominal Stress sN [MPa]

Expe

rimen

tal

Num

eric

al

R

60 -

FF1

- 45

kg/m

3 - V f

=0,5

7%

0123456789 0.0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

CTO

Dm

[mm

]


Expe

rimen

tal

Num

eric

al

R60

- FF

3 - 2

5 kg

/m3 - V

f=0,

32%

-6 -5 -4 -3 -2 -1 0 0.0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

CTO

Dm

[mm

]


Expe

rimen

tal

Num

eric

al

R

60 -

FF3

- 35

kg/m

3 - Vf=

0,45

%

0123456 0.0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

CTO

Dm

[mm

]


Expe

rimen

tal

Num

eric

al

Fi

gura

7 R

esul

tado

s de

los e

nsay

os a

flex

ión

(y d

e la

sim

ulac

ión)

par

a do

s tip

os d

e fib

ras y

dos

dife

rent

es d

osifi

caci

ones

149

REVESTIMIENTO DE TÚNELES EN SFRC PREFABRICADO

Una de las posibles y al m ismo tiempo quizás de las m as prometedoras aplicaciones estructurales del concreto reforzado con fibras metalicas, es ciertamente la que s e refiere a la construccion de los anillos, prefabricados en segmentos, para el revestimiento de túneles excavados con el em pleo de las m odernas máquinas excavadoras integralm ente automatizadas (Tunnel Boring Mashines). En efectos, el uso de las fibras metálicas en sustitucion parcial o total de la arm adura tradicional en es te tipo de e lementos estructurales, resulta especialmente conveniente en cuanto: • las condiciones típicas de terreno incoherente bajo agua dificúltan las previsiones de

las solicitaciones actuantes en las seccion es transversales y axiales d el túnel y en consecuencia muchas de las hipotesis que se asumen en el diseño del revestimiento de túneles contruídos con m áquinas de excav acion integral (TBM) se d eben aceptar aunque tengan un impacto negativo importante sobre la ejecución o sobre los aspectos económicos:

bajo este punto de vista poder contar sobr e las características de tenacidad de un material como el concreto reforzado con fibras de acero, resulta de im portancia fundamental ya que la com binación de lo s momentos flectores y de las fuerzas normales aplicadas en dirección tangencial resulta especialm ente favorable a la utilización del con creto reforzado con fibras de acero en sustitución (por lo menos parcial) de la armadura tradicional;

• el SFRC ofr ece una buena ductilid ad con relación a la fisu ración de splitting y una

buena resistencia al impacto; • el SFRC permite en general un mejor control de los posibles desprendimientos locales

de porciones del revestimiento. Schnütgen (2003) ha investigado diversas formas de carga para los segmentos del Metro de Essen en Alemania (Figura 8) y ha verif icado experimentalmente la positiva contribución de las fibras de acero en re lación con la fisuración d e splitting ya que, despues de producirse la fisura, la carga aplicada ha segui do aumentando hasta duplicar la de prim era fisuración. El m ismo autor ha verificado el co mportamiento de las llaves de corte y ha propuesto formulas de diseño basadas sobre el trabajo del TC 162-TDF de Rile m (2000, 2002). Otros estudios han sido efectuados por Mashimo y Otros (2002) e por Kooiman y Walraven (1999).

150

10

hydraulic jacks

test of in-plane actions(placing situation)

b

plastic deformablesupporting pads

bending test(transportation state)

a

splitting testc

hydraulicjacks

shear test

plastic deformablesupportingpads

d

hydraulic jacks


b

hydraulic jacks

Figura 8 Condiciones de cargas analizadas (Schnütgen, 2003)

En el presente capitulo se reportan los re sultados de un estudio num erico llevado a cabo sobre las principales condiciones de carga de interés para los segmentos prefabricados en SFRC para los tune les actualmente en construcción del Metro (L inea 9) de la ciudad de Barcelona en España. Con el objeto de favorecer la comparación en tre la arm adura tradicional y el concreto fibroreforzado, se han tomado en consideracion los siguientes casos:


b



a



a bending test(transportation state)



a

splitting testc

hydraulicjacks

splitting testc

hydraulicjacks

shear test


d shear test


d

1) Segmento con fibras Wirand FF1 y dosificación de 45 kg/m3; 2) Segmento con fibras Wirand FF1 y dosificación de 35 kg/m3;

3) Segmento con fibras Wirand FF3 y dosificación de 35 kg/m3;

4) Segmento con fibras Wirand FF3 y dosificación de 35 kg/m3;

5) Segmento sin fibras.

La Figura 9 m uestra las características geom étricas del seg mento típico utilizado para la realización de un anillo del revestimiento del tunel y la Figura 10 m uestra la condición de carga típica en correspondencia con la fase (muy crítica) de em puje que la TBM ejerc e para avanzar, actuando sobre el último anillo colocado.

151

Figura 9 Sección transversal y vista en planta del segmento

Figura 10 Esquema de carga durante el empuje de laTBM

11152

La Figura 11 m uestra una típica situacion de fa lta de concreto de relleno alrededor del anillo el cual resulta en consecuencia suje to a flexión. Esta situación ha sido m odelada experimentalmente en la Universidad Polit écnica de Catalogna (UPC) con ensayos de flexión en laboratorio (Gettu et Al., 2003; Figura 12).

Soil/Rock Inadequate

filling

Tunnel

Filling grout

Segmental ring

Figura 11 Flexión sobre el segmento debida al insuficiente relleno del espacio anular entre el anillo del revestimiento y el perimetro de la excavación (Gettu et Al., 2004)

Figura 12 Configuración de la prueba a flexión simple (Gettu et Al., 2004)

12153

La Figura 13 m uestra los resultados experim entales (limites superiores e inferiores) relativos a la carga en función del desplazam iento: del s egmento fibroreforzado y del segmento armado con fibras mas armadura tradicional (armadura mixta). Se puede observar el comportamiento ligeramente degradante del segmento con so lamente fibras y el comportamiento endureciente del segmento con armadura mixta. Los resultados experimentales han sido luego simulados con anális is de elementos finitos basados sobre la mecánica de la fracturación efectuados con el codigo Abaqus 6.4.1 (2003), obteniendo una buena aproxim ación (Figura 13) confirmándose asi la validez del modelo numérico asumido.

Tunnel Segments, Non Linear Analyses, Flexure Testing

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

1000

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2Deflection [mm]

Load

[kN

]

SFRC: Experimental ScatterSFRC+RC: Experimental ScatterSFRC (Fiber FF1-45)+RC: NumericalSFRC (Fiber FF1-35)+RC: NumericalSFRC (Fiber FF1-45): Numerical

Figura 13 Comparación entre las curvas Carga-Flecha experimetales y numéricas

Otros análisis numéricos han sido llevados a cabo con el objeto de evaluar las solicitaciones que se producen en corresponde ncia de situaciones de carga especialm ente significativas que interesan fases transitorias, durante la de manipulación de los segm entos y durante el montaje de los anillos. Especificamente las fases críticas analizadas con simulacion por elementos finitos, han sido las dos siguientes:

1) empuje sobre el segm ento central del arco in vertido de solera dur ante el avance de

la TBM;

2) carga sobre el segmento que sostiene otros 6, durante el apilamiento.

13154

En la fase de em puje, los gatos hidraulicos de la TBM aplícan presiones sob re áreas especificas de la secció n transversal del an illo recien ensamblado, las cuales resu ltan tan elevadas que pueden llegar a producir la fisuración del concreto, ya que el an illo mismo constituye el “contraste” necesario a perm itir la extens ión de los gatos hidraulic os que avanzan la TBM mientras está excavando. En el caso especifico d el Metro de Bracelona , los gatos hidraulicos de em puje son 4 por cada segmento y 2 para el segm ento de la lla ve, para un total de 30 (7 x 4 +2) gatos que actúan sobre el an illo. El em puje de cada gato varía en función de las caraterísticas del terreno y de la profundidad del túnel, alcanza ndo 3 MN cuando el eje del tunel de ubíca a unos 25 m de profundidad. Para el segmento central del arco invertido el modelo numérico se ha elaborado con una mesh de ele mentos 3D de dim ensión media igual a aproxim adamente 90 mm y para los análisis se han considerado las circunstancias siguientes (representadas en la Figura 14):

Figura 14 Esquemas de cargas y vínculos del segmento bajo empuje de los gatos

• el último anillo montado recive las solicitaciones de los gatos cuando aun no se ha

completado el relleno del espacio anular entre anillo y terreno (grouting), mientras el anillo inmediatamente anterior ya ha sido rellenado pero sin fraguar y finalmente, el anterior anillo ya ha sido rellena do y el relleno ha f raguado con lo cual puede considerarse que constituya un apoyo rígido en la dirección del eje del túnel;

• el apoyo del anillo se asum e uniforme, ya que al contacto entre an illos existen

paneles de polietilene (pad), y se lo cons idera deformable elasticamente porque es necesario considerar la deform abilidad axial del anillo anterior que ademas representa un vínculo unilateral que no resiste a tracción;

14155

• la rigidez unilateral de los resortes que sim ulan la deformabilidad del apoyo del anillo, o s ea la deformabilidad de los a nillos anteriores, ha s ido calibrada oportunamente mediante análisis a desplazamientos impuestos;

• la interacción del segmento con los segmentos adyacentes del mismo anillo también

resulta siempre unilateral, ya qu e los segm entos están simplemente a contacto y ensamblados con pernos;

• la fricción lateral que se puede generar entr e tales superficies laterales de segmentos

adyacentes se desprecia y se han posicio nado resortes que actúan a com presión normalmente a las sup erficies y tam bién la rigidez de estos resortes ha sido calibrada oportunamente para sim ular la def ormabilidad local de los segmentos adyacentes;

• los cuatros gatos actúan sobre el segmento por intermedio de planchas metálicas las

cuales pueden ser consideradas suficientem ente rígidas y luego distribuir la carga uniformemente sobre sus respectivas áreas de contacto.

Las Figuras 15 – 16 – 17 m uestran los tipicos resultados num éricos obtenidos de la simulación del comportamiento de un segmento con 45 kg/m3 de fibras Wirand FF1. En la Figura 15 se puede observar, sea la presencia de fisuras de splitting ya en correspondencia de la carga de ejercicio, sea el increm ento de carga (despues de la fisuración) posibilitado por las fibras y se puede observar tam bien la buena ductilidad del segmento fibro-reforzado. La Figura 16 muestra la distribución de los esfuerzos radiales en las cuatro zonas de carga (las cuatro planchas de los gatos) en correspondencia de las cargas de ejercicio. Finalmente en la Figura 17 se reporta la distribución de las tensiones radiales (σr) a lo largo de la profundidad del segm ento en la dir ección (z) del eje del tunel, siem pre en correspondencia de la carga de ejercicio. Se observa, bajo la zona de carga, un com portamiento del segmento similar al de una plancha sujeta a cargas concen tradas de gran magnitud: en fectos, despues de un trecho de aproximadamente 100 mm en donde estan pr esentes esfuerzos de com presión, se manifiestan tracciones a lo largo de apr oximadamente 300-400 mm que luego tienden a desaparecer para despues volver sobre el lado opuesto del segmento. El hecho que las tensiones radiales de tracc ión se m anifiesten tambien en el fondo del segmento es simplemente debído a la presencia en tal zona de los resortes longitudinales (que simúlan la deformabilidad axial del anillo ya construido, sobre el cual esta apoyado el anillo objeto del análisis) que , estando distribuídos uniform emente sobre toda la sección transversal posterior del segmento, generan esfuerzos longitudinales de compresión mucho mas limitados y tracciones locales radiales modestas.

15156

0

5000

10000

15000

20000

25000

0 0,5 1 1 ,5 2 2,5 3 3,5Displace m en t [m m ]

Load

[kN

]

S plitting behaviour:

First Cracks

S econd C racks

S econd Crack L d

S erv ice Load

M ax im um Load

Figura 15 Carga aplicada en función del desplazamiento horizontal

Figura 16 Esfuerzos radiales σr en correspondencia de la carga de ejercicio

-4 -3 -2 -1 0 1 2

0 200 400 600 800 1000 1200 1400 1600 1800

Distance [mm]

[MPa]

Service Load

Figura 17 Esfuerzos radiales σr a lo largo del eje del segmento

16157

Para analizar las solicitacion es que se inducen en los se gmentos durante la etapa de apilamiento, debe considerarse que generalmente luego del desencofrado los segm entos se colocan en grupos de tres despues del primer día y al séptimo día se completan las pilas con los remanentes segmentos del anillo (en total 7+1 clave), siempre por intermedio de apoyos de madera como se muesttra en la Figura 18.

Figura 18 Disposición de los segmentos apilados con il segmento crítico evidenziado

El segmento en la base de la pila se posiciona sobre un apoyo de madera constituido por dos amplias superficies de aproxim adamente 300 mm cada una, for madas por listones en madera que siguen la curvatura del segmento colocadas con un iter-eje de aproximadamente 2,80 m y conectadas inferiorm ente por listo nes que las m antienen distanciadas. Los segmentos que siguen se posicionan sobre vigue tas de madera con sección aproximada de 100 mm x 100 mm y profundidad igual a la de los segmentos que deberían ser posicionadas con inter-eje de 2,80 m de manera tal de quedar alineadas con los apoyos inferiores para así eliminar o cuanto m enos minimizar los efecto s flexionantes sobre los segm entos. En la práctica tal regla no es respectada y se verifícan excentricidades que pueden ser causa de elevados esfuerzos de flexión en los segmentos. Para analizar de m anera adecuada esta fase de carga, se han cons iderado disposiciones especialmente desfavorables de las viguetas de apoyo de los segmentos y una de éstas es la representada en la Figura 19 referida al segundo segmento (Gettu et Al., 2004) que se apoya sobre viguetas puestas c on un inter-eje de 2,80m +2ee (indicando con e e la excen tricidad externa), mientras el segm ento superior es ta dispuesto con viguetas a una distancia de 2,80m–2ei (indicando con e i la excentr icidad interna). En esta situación el peso de lo s segmentos por encima del critico, actúa concen trado a una distancia de los apoyos igual a ee+ei. Una vez completada la pila, el segundo segm ento resultará cargado por el peso total de 5 segm entos + 1 llave: 438 kN corresponden al peso de 6 segmentos enteros. Los análisis numéricos han sido desarrollados ad optando para la excentricidad los valores (Gettu et Al., 2004) reportados en la misma Figura 19.

17158

1) ee = ei = 250 mm 2) ee = ei = 500 mm

Figura 19 Configuraciones geométricas de los apoyos y de las cargas

Para la modelación con el programa de elementos finitos Abaqus 6.4.1, se han adoptado los mismos elementos 3D de la fase de em puje, pero con una dim ensión media de cerca de 90 mm. Las zonas de carga corresponden a las de las superficies de apoyo de las viguetas (aproximadamente 100 x 1800 mm) y sobre tales s uperficies si ha ap plicado una presión uniforme en dirección vertical con el fín de simular el peso de lo s segmentos superiores (Figura 20). Los apoyos laterales estan esqu ematizados con apoyos rígidos actuantes en dirección vertical, dispuestos a lo largo de toda la profundidad del segmento.

Figura 20 Mesh vínculos y cargas para el analisis del peso máximo de apilamiento

El fín de los analisis efectuados ha sido ev aluar cuantos segmentos pueden ser acumulados (apilados) sin inducir fenómenos de fisuración o colapso de los segm entos mas solicitados, ya que el control de la fisur ación es un aspecto de prim aria importancia para los segmentos del revestimiento de túneles en los que se debe garantizar una perfecta estanqueidad, resultando por lo tanto indispensable evitar la producción de fisuras también en las fases transitorias como por ejemplo la de apilamiento. Las elaboraciones numéricas han sido llevadas a cabo balo la hipotesis de presencia de excentricidad y haciendo crecer pro gresivamente la carga actuante sobre el segm ento hasta la formación de la prim erea fisura.. La fisuración es d etectada por la pres encia de deformaciones plásticas, ya que el codigo Aba qus se basa sobre un modelo a fi suración difundida). En la condición de carga simulada, despues de la formación de la fisura se produce también

18159

el colapso del segm ento ya que la estructura es isoestatica y el m aterial es repres entado como homogeneo a lo largo de la profundi dad del segm ento (la fisura se for ma instantaneamente a lo largo de toda la pr ofundidad del segm ento), lo cual im pide la resdistribución de las acciones internas. Los análisis han sido efectuados con referencia a las caraterísticas m ecánicas del concreto despues de dos distintos periodos de fraguado, iguales a 4 dias y 28 dias respectivam ente. La primera condición tiene el objeto de veri ficar el comportamiento en condiciones m uy similares a las reales y, ya que las caraterísticas del concreto fresco de 4 días no pueden ser determinadas directamente, éstas se estiman a partir de las correspondientes al concreto con 28 días de fraguado utilizando para ello las expr esiones correlativas previstas en las normas (UNI EN, 2003). La segunda condición tiene el fín de obtener resultados num éricos utilizando las caraterísticas del material determinadas experimentalmente.

Tunnel Segments: Non Linear Analyses, Stacking Test, e i=e e=250 mm

0 73

146 219 292 365 438 511 584 657 730 803

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4Deflection [mm]

kN

SFRC (28 days): SFRC (4days):

Service Load

1 st segment

2 nd segment

4 th segment

3 rd segment

5 th segment

6 th segment

7 th segment

8 th segment

9 th segment

10 th segment

D = 283 kN (0,65 S. Load)

Figura 21 Carga applicada-Flecha en el segundo segmento con excentricidad de 250 mm

En la Figu ra 21 se m uestran los diagramas en términos de carga applicada y de flecha evaluada en la mitad del segundo segmento con ee = ei = 250 mm. Se puede osbervar que ya con 4 días de fraguado il segundo segm ento está en capacidad de so stener la carga de ejercicio de 6 segmentos superiores. Despues de 28 días de fraguado, el segm ento muestra naturalmente una rígidez y una carga últim a superiores y está en capa cidad de soportar el peso de casi 10 segmentos apilados por encima. En conclusión, el segmento realizado con fibras Wirand FF1 con dosificación de 45 kg/m 3 permite, en presencia de excentricidades no ex cesivas y en todo caso contenidas dentro del limite de 250 mm, apilar los 6 segmentos necesarios para la conformación de un anillo.

19160

REVESTIMIENTO DE TÚNELES EN SFRC VACIADO EN SITIO Con el objetivo de verificar la factibilidad técnica de sustituir el refuerzo trad icional de barras metálicas con fibras metálicas, para el revestimiento definitivo de concreto vaciado en sitio previsto para los túneles del Ferrocarril Valencia - Puerto Cabello, Roberto Perri en su Tesis de Grado ha recu rrido a la m odelación numérica por m edio del código SAP (Structural Analisis Program) de la Universidad de California – Berkeley. El modelo numérico creado (Figura 22) está conformado por un total de 512 elementos, de grosor igual a ¼ del espesor del revestim iento (previsto de 20 - 40 y 50 cm ), de ancho aproximado 25 cm y profundidad de 12 m correspondiente a la longitud del encofrado deslizante previsto a ser utilizado para el vaciado.

Figura 22 Modelo numérico SAP para el revestimiento de los túneles

A los elem entos que constituyen el revestim iento se le asignan las propiedades de deformación del concreto y el terreno circundante al revestimiento se modela con elementos que reaccionan a compresión y se anulan a tracción y de rigid ez acorde con la características geomecánicas de los terrenos dentro de los cuales se excavarán los túneles. Se han diferenciado dos distintas situaciones de análisis y diseño en cuanto a los esquemas de cargas (Figura 23) y com binaciones de esta s a aplicar, según se tr ate de secciones de túnel poco o muy profundas, aunque los rangos de magnitud de las presiones de diseño de bóveda se mantienen para ambos casos entre 0.4 y 4.4 Kg/cm 2. Los análisis numéricos han sido llevados a cabo para am bas alternativas en cada uno de los tres espesores previstos para el revestimiento y para finalmente un total de 16 casos de carga analizados.

20161

Coberturas Bajas Coberturas Altas

Figura 23 Esquemas de cargas de Bajas Coberturas y de Altas Coberturas

Los resultados de todo el extenso análisis numérico llevado a cabo y que han sido obtenidos y reportados con detalle en térm inos numéricos y gráficos por R. Perri, se han resumido en la tabla anexa que reporta, para cada uno de los 16 casos simulados, los esfuerzos m áximos de tracción alcanzados en la clave de la bóve da y en am bos hastíales de la sección del revestimiento.

Esfuerzos máximos de tracción en el revestimiento obtenidos de los análisis numéricos

R E V E S T I M I E N T O S E N B A J A S C O B E R T U R A ST e r r e n o M á s R í g i d o T e r r e n o M e n o s R í g i d o R E V E S T .

C A S O S T r a c c i ó n T r a c c i ó n T r a c c i ó n T r a c c i ó nB o v e d a H a s t i a l e s B o v e d a H a s t i a l e s T ip o

( K g / c m 2 ) ( K g / c m 2 ) ( K g / c m 2 ) ( K g / c m 2 )

1 2 4 . 6 0 2 . 4 3 1 3 1 . 5 0 1 0 1 . 7 0 R F 2 - P c1 6 1 2 . 5 0 0 . 9 5 3 4 . 4 0 1 1 . 6 0 R F 2 - P c2 4 2 . 2 0 7 . 4 0 2 2 1 . 0 0 1 7 8 . 1 0 R F 2 - P d3 3 2 . 6 0 4 . 3 0 1 7 5 . 5 0 1 4 1 . 8 0 R F 2 - P d4 1 6 . 7 0 2 . 1 0 5 3 . 3 0 1 2 . 8 0 R F 2 - P d5 4 . 8 0 0 . 5 7 2 7 . 5 0 4 . 3 0 R F 2 - P c6 1 . 8 3 0 . 3 5 1 5 . 4 0 0 . 7 6 R F 17 4 6 . 6 0 1 1 . 6 0 2 7 6 . 3 0 2 5 0 . 0 0 R F 2 *8 4 4 . 9 5 1 0 . 8 0 1 6 5 . 3 0 2 1 6 . 7 0 R F 2 - P d

R E V E S T I M I E N T O S E N A L T A S C O B E R T U R A ST e r r e n o M á s R í g i d o T e r r e n o M e n o s R í g i d o

C A S O S T r a c c i ó n T r a c c i ó n T r a c c i ó n T r a c c i ó n R E V E S T .B o v e d a H a s t i a l e s B o v e d a H a s t i a l e s T ip o

( K g / c m 2 ) ( K g / c m 2 ) ( K g / c m 2 ) ( K g / c m 2 )

9 0 . 6 0 0 . 4 0 1 . 5 2 1 . 9 0 R F 11 0 1 . 2 0 0 . 7 0 6 . 6 0 0 . 8 3 R F 2 - P c1 1 0 . 2 9 0 . 1 6 0 . 7 0 0 . 7 5 R F 11 2 2 . 4 0 4 . 2 0 2 0 . 5 0 1 . 6 0 R F 2 - P d1 3 0 . 6 5 0 . 3 1 3 . 6 0 0 . 0 0 R F 2 - P c1 4 4 . 2 0 1 . 6 5 5 5 . 4 0 1 . 8 0 R F 2 *1 5 3 . 7 0 2 . 4 1 3 2 . 7 0 2 . 7 0 R F 2 - P d

21162

También se reporta, a manera de ejemplo, uno de los resultados obtenid os de los análisis numéricos representados gráficamente en términos de esfuerzos principales m áximos para la sección analizada del revestimiento del túnel (Figura 24).

Figura 24 Ejemplo gráfico de esfuerzos principales máximos en el revestimiento Para las secciones de túnel ubicadas en Bajas Coberturas, si se hace referencia a l as condiciones geotécnicas caracterizadas por terrenos poco rígidos, o sea de bajos módulos de reacción, con la excepción de unos pocos casos de carga los cuales representan una excepción poco frecuente de ocurrir en bajas coberturas, las tracciones que se establecen en correspondencia de la bóveda y en los ha stíales han resultado por lo general abundantemente incompatibles con las posibles resistencias equivalentes a tracción por flexión de un concreto fibro-reforzado, inde pendientemente de las posibles clases de concreto y también independientemente de las posibles dosificaciones de fibras metálicas.

22163

Si por el contrario se hace referencia a las condiciones geotécn icas caracterizadas po r terrenos relativamente rígidos, o sea de elevados módulos de reacción, las tracciones que se establecen en bóveda y hastíales resultan sustan cialmente más bajas, siempre menores de 5 MPa e inclusive en un tercio de los casos analizados son m enores de 3.5 MP (en los hastíales inclusive son máximo del orden de 1 MPa). Para las secciones de túnel ubicadas en Altas Coberturas, si se h ace referencia a las condiciones geotécnicas caracterizadas por terrenos relativamente rígidos, o sea de elevados módulos de reacción, las tracc iones que se establecen en bóveda y hastíales resultan siempre muy bajas y m enores de 0.5 MPa, y en consecuencia compatibles con una adecuada selección del tipo y dosificación de fibras metálicas. Siempre para las mismas secciones de túnel ubicadas en altas coberturas, si por el contrario se hace referencia a las condicion es geotécnicas caracterizadas por terrenos poco rígidos, o sea de bajos m ódulos de reacción, aunque las tr acciones que se establecen en los hastíales aun quedan ampliamente dentro limites perfect amente compatibles (menores de 0.3 MPa) con una adecuada selección del tipo y dosificación de fibras metálicas, las tracciones que se establecen en la bóveda, obligan a d iferenciar entre los tres di ferentes tipos de revestimientos previstos:

Para el revestimiento RF1 (de 30 cm de espesor), las tracciones en bóveda son m uy bajas (menores de 0.2 MPa) y en consecuencia ciertamente compatibles con una adecuada selección del tipo y dosificación de fibras m etálicas. Para el revestimiento RF2* (de 50 cm de espesor), las tracciones en bóveda son muy altas (mayores de 5 MPa) y en consecuencia incompatibles con las posibles resistencias equivalentes a tracción por flexión de un normal concreto fibro-reforzado. Para el revestimiento RF2 (de 40 cm de espesor), es necesaria una diferenciación adicional, según se trate de un revestimiento RF2 acopiado con un s oporte primario tipo P-c, o de un revestimiento RF2 acopiado con un soporte primario tipo P-d. En el primer caso del RF2, las traccion es que se establecen son relativamente bajas (del orden de 0.6 MPa), m ientras en el segundo caso del RF2, las tracciones son relativamente altas (mayores de 2 y 3 MPa). En el prim er caso ciertamente existe plena compatibilidad con las posibles resistencias equivalentes a tracci ón por flexión de un normal concreto fibro-reforzado, mientras en el segundo caso es necesario recurrir a calidad y dosif icación elevadas de las fibras m etálicas, para alcanzar resistencias equivalentes a tracción por flexión del concreto fibro-refo rzado suficientemente superiores a las referidas tracciones (de 2 y 3 MPa). A este punto es m uy importante señalar que la co rrecta interpretación de los resultados de los análisis comentados debe tomar en debida cuenta que los m ismos han sido llevados a cabo en campo lineal, asumiendo o sea para el material de la estructura un comportamiento homogéneo a compresión y a tracción, cuando es en cambio bien sabido que el concreto fibro-reforzado solicitado a tracción, una vez se haya alcanzado el esfuerzo pico, presenta un comportamiento plástico función de la ductilidad que le confiere la fibra y que le permite (sin colapsar de inm ediato como ocurriría para un concreto sim ple) seguir absorbiendo energía de defor mación, bien sea m anteniendo la tracción m áxima alcanzada (comportamiento plástico perfecto), o dism inuyéndola paulatinamente (comportamiento softening) o inclusive incrementándola ligeramente (comportamiento hardening).

23164

Por lo tanto los valores de tracción m uy elevados que se han obtenido en algunos de los casos de anális is, no son obviam ente alcanzables y solamente han permitido cons tatar las claras condiciones de inestabilidad estructural que han sido oportunamente señaladas para aquellos casos. Por otro lado en cambio, los valores de tracción bajos (iguales o m enores a los valores típicam ente alcanzables para la resistencia a tracción de u n concreto fibro-reforzado) obtenidos en otros de los cas os analizados, han per mitido constatar la factibilidad técnica de l uso de la s fibras para alcanzar la estab ilidad estructural del revestimiento fibro-reforzado, para aquellos casos. Finalmente, se han podido también evidenciar aquellos casos de análisis para los cuales las solicitaciones obtenidas representan magnitudes poco superiores a las típicas resistencias a tracción de un concreto fibro-re forzado, con lo cual solam ente análisis más detallados que tomen en cuenta el ef ectivo comportamiento plástico de post-pico del concreto fibro-reforzado, podrían determinar su efectiva aplicabilidad. Tales análisis no lineales aunque son m uy complejos son perfectam ente realizables y, a manera de ejemplo, R. Perri en su Tesis de Grado ha analizado uno de los casos de carga s del proyecto recurriendo a la modelación no lineal con el programa ABAQUS. El modelo ABAQUS para representar el revestimiento de los túneles, ha sido elaborado con una mesh tridimensional (Figura 25) conformada por un total de 3072 elementos, cada uno de grosor igual a 1/2 del espesor del re vestimiento, de ancho aproxim ado 25 cm y profundidad de 1 m , resultando necesarios 12 elem entos a lo largo del eje del túnel para simular la longitud de los tramos de revestimiento de cada vaciado.

Figura 25 Mesh tridimensional de 3072 elementos del modelo ABAQUS del revestimiento El caso de cargas analizado, corresponde a una sección de túnel de Bajas Coberturas con un revestimiento espeso 40 c m, con 1 Kg/c m2 de presión vertical en bóveda y con presión horizontal en los hastíales de 0.4 Kg/cm 2 a 0.6 Kg/cm 2 y finalm ente, con el objetivo de simular las condicion es más criticas a espe rar, se consideró un m ódulo de reacción del terreno muy bajo, de 1000 t/m3.

24165

Los valores asumidos para la resistencia a compresión (fc) y para el modulo elástico (Ec) del concreto, así com o también para el m ódulo de Poisson y la dens idad, han sido los correspondientes a un concreto de la Clase 30/37 (300 Kg/cm2 de resistencia sobre muestras cilíndricas) y para la curva de co mportamiento σ-ε se ha asum ido la reportada en el Eurocódigo 2 (2001) para tal Clase de concreto la cual, para considerar la presencia de las fibras de acero, ha sido com plementada a tracción con una ley bi-lin eal (Figura 26) basada sobre los resultados de las pruebas a flexión sobre vigas de concreto reforzado con fibras de acero (específicamente con 30 Kg/ m3 de W irand® FF1 Maccaferri), realizadas en laboratorio y luego simuladas numéricamente mediante el programa MERLÍN (Figura 27).

0.00

5.00

10.00

15.00

20.00

25.00

30.00

0 0.0005 0.001 0.0015 0.002 0.0025 0.003

Strain [-]

Stre

ss [N

/mm

2 ]

EC2

0.0

1.0

2.0

3.0

0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 3.0 3

Crack opening [mm]

Stre

ss [M

Pa]

.5

Figura 26 Comportamientos a compresión y a tracción del concreto fibro-reforzado

Hooked steel fibers-C30/37-30 kg/m3

0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

3.0

3.5

4.0

4.5

0.0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5

CTODm [mm]

Nom

inal

Stre

ss s

N [M

Pa]

Figura 27 Pruebas y simulación numérica de flexión sobre vigas fibro-reforzadas

25166

Se reproduce en las figuras 28 - 29, com o ejemplo de los resultados gráficos del análisis numérico no lineal del código ABAQUS, la distribución tridimensional de las solicitaciones principales máximas en el revestim iento fibro-reforzado, mientras los resultad os más representativos son los diagramados en la Figura 30.

Figuras 28 - 29 Solicitaciones principales máximas en el revestimiento fibro-reforzado

26167

Los dos diagram as muestran, para el con creto simple y para el concreto fibro-reforzado respectivamente, la relación entre la presió n vertical de bóveda y el correspondiente desplazamiento vertical en la clave de la m isma bóveda al incrementarse la presión hasta el colapso, y pasando por todas las fases de com portamiento de la estructura: la fase lineal, la de pico, la de inicio fractura y la de post-pico o post-fractura, hasta la fase final del colapso.

Figura 30 Presión de bóveda Versus desplazamiento en la clave del revestimiento Aunque una primera diferencia que se observa es que la carga de pico, punto a partir del cual se considera que el análisis deja de ser lineal, aumenta ligeramente con la presencia de las fibras, la principal y más ventajosa diferencia ligada a la presencia de las fibras es la que se observa en las etapas post-pico ya que es debi do a tal diferencia que “ mientras en el revestimiento de concreto simple habría que considerar la carga pico como máxima teórica posible de ser soportada por la estructura y en consecuencia no útil para ser admitida en el diseño estructural por no poderse garantizar la estabilidad de la estructura bajo su solicitación, con la introducción de las fibras es perfectamente posible aprovechar toda la energía que el concreto está en grado de absorber hasta la car ga pico en la fase elástica y en parte de la plástica, pues gracias a la ductilidad adquirida con las fibras, la estructura continúa siendo estable”.

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http://civil.colorado.edu/~saouma/Merlin

TÚNELES EXCAVADOS CONVENCIONALMENTE: GEOMECÁNICA SOPORTES Y REVESTIMIENTOS

La Experiencia Italiano-Venezolana

Gianfranco Perri

Ingeniero Consultor y Profesor de la Universidad Central de Venezuela - Caracas [email protected]

INTRODUCCIÓN

Debido a un conjunto de favorables circunstancias de distinta naturaleza, concurridas durante los últimos diez años en Venezuela, se ha producido un interesante auge en las construcciones subterráneas, específicamente de túneles para el transporte ferrocarrilero y metropolitano: Las Líneas 3 y 4 del Metro de Caracas, el Metro de Valencia, el Metro de Los Teques, el Ferrocarril Caracas-Cúa y el Ferrocarril Puerto Cabello-La Encrucijada, son las obras de infraestructura para las cuales se han proyectado y en su mayor parte ya construido un total de casi 100 Kilómetros de túneles: Casi todos estos túneles y especialmente todos los kilómetros de túneles construidos con las más modernas técnicas convencionales de excavación soporte y revestimiento, han sido proyectados y construidos con la directa participación y asistencia técnica del autor de este trabajo, permitiéndose así una muy importante y valiosa acumulación de experiencias la cual ha redundado en la continua actualización de los criterios de diseño, en la optimización de los proyectos y en la mayor eficiencia y seguridad en las construcciones. Por otro lado, la casi totalidad de estos mismos túneles han sido construidos por empresas constructoras de tradición italiana, las cuales han inicialmente transferido su acerbo tecnológico para luego, a lo largo de los años y de las nuevas experiencias, enriquecerlo, modificarlo y adaptarlo a la experiencia venezolana en aras del avance tecnológico y de su optimización técnico económica. En este trabajo se pretende resumir el estado actual de los conocimientos alcanzado a través de todas las sucesivas evoluciones de los criterios y métodos de análisis y diseño, todos los cuales siempre han sido publicados y presentados por el autor (ver la bibliografía anexa) con miras a compartir y difundir dentro del ambiente profesional de la ingeniería de túneles, todas las valiosas experiencias acumuladas a lo largo de todas estas importantes y numerosas obras subterráneas planificadas, diseñadas y realizadas en Venezuela.

VI Congreso Suramericano de Mec§nica de Rocas. Cartagena ï Colombia, 8-13 Octubre 2006

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COMPORTAMIENTO GEOMECÁNICO DE LA SECCIÓN

Así como se detallará ampliamente al comentar lo relativo a las ¨Clases de comportamiento de la Excavación¨, son ciertamente muy numerosos y de naturaleza compleja todos los factores que en una específica sección subterránea concurren a determinar el comportamiento geo-estático de la cavidad que se abre para la construcción de un túnel, siendo la profundidad misma del túnel uno de estos factores y sin embargo, para cada túnel es por lo general posible definir un rango de coberturas (de profundidad del túnel) dentro del cual tal factor geométrico incide en el comportamiento geomecánico de la sección solamente de manera no relevante y por lo tanto prácticamente despreciable. Se trata de un concepto obviamente no nuevo y sobre cuya aceptación se basaron bien sea métodos muy antiguos y bien sea métodos más recientes, en unos casos para estimar las cargas actuantes sobre el soporte de un túnel y en otros casos hasta para definir la estructura misma del soporte a aplicar: Bierbaumer 1913, Terzaghi 1946, Protodyakonov 1960, Wickham 1972, Bieniawsky 1973, Barton 1974, son solamente los ejemplos más importantes y los que más han sido aplicados en la practica ingenieril. Todos estos métodos en efectos, aunque siguiendo criterios procedimientos y formalidades distintas entre si, para determinar el soporte de un túnel hacen solamente directa referencia, por un lado a las dimensiones de la sección y por el otro, a las características geomecánicas del medio dentro del cual se ejecuta la excavación. Pero, este mismo fundamento conceptual se ha muy a menudo revelado ser absolutamente una limitante de cada uno de los referidos métodos, ya que las evidencias prácticas en cada vez más numerosos casos han reiteradamente y a menudo contundentemente demostrado que las características geomecánicas del medio excavado, aunque ciertamente constituyen un, o el, elemento fundamental en el gobierno del comportamiento geo-estático de una sección de túnel, no siempre resultan suficientes por si solas a cumplir cabalmente con tal objetivo. En otras palabras, en un túnel pueden existir importantes circunstancias debido a las cuales el comportamiento geo-estático resulta evidentemente diferente a igualdad de características geotécnicas del medio excavado, con lo cual queda demostrado que hay otros factores que pueden incidir: dentro de estos factores, ciertamente son importantes las condiciones tensiónales naturales existentes en el medio previamente a la misma excavación, o las eventuales muy próximas condicionantes geométrico-topográficas de la superficie. De hecho en cada determinado túnel pueden y deben definirse dos coberturas límites, una inferior y otra superior y dentro del rango de coberturas así delimitado, que a menudo puede resultar bien amplio y posiblemente dominante para un normal túnel, es en principio aceptable asumir que el comportamiento geomecánico de la sección y en consecuencia también las cargas a soportar y finalmente el soporte requerido, puedan ser considerados ser esencialmente función de las características geomecánicas del medio a excavar, con lo cual es en principio más sencillo definir cada específica situación y luego también diseñar el soporte necesario para cada sección geo-mecánicamente individualizada y suficientemente caracterizada (ver más adelante el tema específico de la caracterización geomecánica de los macizos rocosos).

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Por el contrario, afuera de estas coberturas límites, afuera o sea de las secciones intermedias, intervienen también otros aspectos a incidir contundentemente sobre el comportamiento geomecánico de la excavación: los elementos tensiónales y deformatorios ligados al estado de tensión natural pre-existente a la excavación para las coberturas elevadas (secciones profundas) y los equilibrios rígido-cinemáticos ligados a la proximidad de la sección a la superficie topográfica externa para las bajas coberturas (secciones superficiales). Finalmente, es importante desde ya anticipar que en cuanto a los valores absolutos de las referidas coberturas límites, no pueden avanzarse dimensiones precisas ni universalmente valederas ya que para ambos casos, estos valores pueden cambiar en cada túnel porque a su definición efectiva concurren, además de la forma y dimensiones de la excavación misma, también y nuevamente las específicas características geomecánicas del medio a excavar: cuanto más mecánicamente competente resulta ser el medio a excavar, tanto más baja puede resultar la cobertura límite inferior y tanto más elevada puede resultar la cobertura límite superior, o sea, tanto más amplio puede resultar el rango práctico de las coberturas intermedias donde el comportamiento mecánico de las secciones resulta ser controlado esencialmente por las solas características geomecánicas del medio (ver más adelante el tema específico de la determinación de las cargas actuantes sobre el soporte). Caracterización geomecánica de los macizo rocosos La identificación y caracterización de los terrenos que estarán afectados por las excavaciones, es el punto de partida del complejo proceso por el cual transita el proyecto de un túnel y tal identificación está directamente ligada a los resultados de lo que se denomina tradicionalmente estudio geológico, o levantamiento geológico, o sencillamente geología del área de emplazamiento de la obra subterránea. Tal referida identificación y eventual agrupación de los terrenos, es importante que sea realizada también con criterio ingenieríl y no solamente geológico, en el sentido de considerar en todo momento las condiciones y las propiedades físicas y mecánicas de los materiales y del conjunto. Ya que el túnel será finalmente excavado y construido dentro del macizo rocoso a su escala natural, será este medio el objetivo final de la caracterización geomecánica, aunque la misma pasará en secuencia, por la caracterización del o de los materiales (rocas intactas) que conforman al macizo y luego por la caracterización de las estructuras (discontinuidades) que interrelacionan entre ellos los mismos materiales componentes del macizo. El macizo rocoso, en función de la densidad de fracturas y de la orientación de las mismas (grado de anisotropía), puede ser esquematizado con un modelo continuo, discontinuo, o continuo equivalente. En los casos de aplicación de un modelo discontinuo, el objetivo fundamental de la caracterización es individuar las características geométricas y de resistencia de las discontinuidades específicas, utilizando para ello alguna de las metodologías que se han propuesto para tal fin, por ejemplo por Barton (1973) entre otros autores disponibles. Para los casos de macizos rocosos representables con un modelo continuo o con uno continuo

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equivalente de acuerdo con la metodología propuesta por Hoek y Brown (1997), para estimar los parámetros geomecánicos de resistencia y deformación de los macizos rocosos que puedan ser considerados macroscópicamente isótropos en relación con la escala de la aplicación especifica, se requiere el conocimiento de los tres siguiente parámetros básicos, dos de ellos relativos a los materiales rocosos que conforman el macizo y el tercero relativo a la macro-estructura del macizo:

- La resistencia a la compresión uniaxial de la roca intacta ¨σci¨ - La constante ¨mi¨ que define el carácter friccionante de la roca - El Geological Strength Index ¨GSI¨ del macizo rocoso.

Se anexan dos tablas que resumen los posibles rangos numéricos correspondientes a cada uno de los dos primeros parámetros referidos, las cuales pueden ser utilizadas en primera aproximación para estimar los valores de estos dos parámetros para una determinada roca, en ausencia o a complemento de ensayos de laboratorio. Luego también se anexan las tablas de Hoek relativas a la definición y determinación del tercer parámetro, el GSI. El siguiente paso es la estimación de las cuatro características geomecánicas básicas de resistencia y deformación del macizo rocoso:

- El ángulo de fricción del macizo rocoso ¨ϕm¨ - La cohesión del macizo rocoso ¨cm¨ - La resistencia a la compresión uniaxial del macizo rocoso ¨σcm¨ - El módulo de deformación del macizo rocoso Ëm¨.

Para ello Hoek y Brown indican las siguientes fórmulas empíricas: ϕm = sen-1[(6amb(s+ mb σ3n)a-1)/(2(1+ a)(2+ a)+ 6amb(s+ mb σ3n)a-1)] cm = σci[(1+2a)s+(1-a)mb σ3n](s+ mb σ3n)a-1/(1+a)(2+a)[1+(6amb(s+mb σ3n)a-1)/((1+a)(2+a)]0.5

σcm = σci [(mb+4s–a(mb–8s))*(mb/4+s)a-1]/[2(1+a)(2+a)] Em = 1000(σci/100)1/210(GSI-10)/40 (enMPa) Siendo: σ3n = σ3max/σci (σ3max/σcm) = 0.47(σcm/γH)-0.91

39100exp

1428100exp ⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛

−−

=⎟⎠⎞

⎜⎝⎛

−−

=D

GSIsD

GSImimb a = 0.5+ (e - GSI/15 – e - 20/3)/6

Con ¨H¨ profundidad del túnel y ¨D¨ factor de perturbación constructiva: igual a ¨0¨ para condiciones no disturbadas e igual a ¨1¨ para voladuras no bien controladas.

Se debe recalcar que se trata de formulas empíricas que deben ser utilizadas con extremo cuidado y en todos los casos, cada uno de estos siete parámetros geomecánicos es recomendable sea cuantificado en términos estadísticos, asignando a cada uno de ellos una distribución probabilística en función de su naturaleza y unos índices y rangos estadísticos en función de los conocimientos específicos de los cuales sobre ellos se dispone en cada caso.

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EL GEOLOGICAL STRENGH INDEX (GSI) DE HOEK PARA ROCAS METAMORFICAS

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CLASE DE COMPORTAMIENTO DE LA EXCAVACIÓN El comportamiento geo-estático de una excavación subterránea o, aún más esquemáticamente, la ¨Clase de comportamiento de la excavación¨, depende de la combinación de un conjunto de numerosos factores que, con el máximo de la simplificación, pueden identificarse como: el estado de solicitación natural preexistente en el medio a excavar y la resistencia geomecánica del mismo. El estado de solicitación natural, en primera aproximación, puede (a falta de elementos adicionales como por ejemplo mediciones directas o indirectas en sitio) asociarse directamente con la profundidad o cobertura (H) de la excavación y la geomecánica del medio a excavar puede, también con una cierta aproximación, asociarse por un lado con la resistencia de los materiales dominantes en el medio y por el otro lado, con la macro-estructura geomecánica del macizo (fracturas, alteraciones, anisotropías y morfologías de las superficies de las discontinuidades, entre otros) para identificar y sintetizar la cual se pueden usar diferentes índices de calidad geomecánica (por ejemplo el RMR de Bieniawsky, el Q de Barton, el RSR de Wikham, etc.) y en especial el ya comentado GSI de Hoek. En condiciones de solicitaciones naturales que resulten considerablemente elevadas en relación con la resistencia del macizo natural y simplificando un poco mas, puede hacerse directamente referencia a la resistencia a la compresión no confinada del macizo rocoso (σcm) y ponerla directamente en relación con el estado de solicitación natural (γH), siendo (γ) la densidad del macizo rocoso, introduciendo para tal correlación el importante concepto de ¨Índice de competencia de la excavación¨ (IC=σcm/γH) el cual resultará de gran utilidad al momento de discriminar la clase de comportamiento de la excavación en las circunstancias descritas, mientras para condiciones de valores elevados del referido índice (IC), así como generalmente ocurre a coberturas moderadas donde las condiciones de solicitaciones naturales resultan naturalmente bajas, podrá resultar suficientemente condicionante y discriminante de la clase de comportamiento de la excavación, la calidad geomecánica del macizo (GSI) por sí sola, según se detallará más adelante. Dentro de este orden de ideas, las posibles clases de comportamiento de la excavación pueden, para fines prácticos, agruparse en las cinco siguientes:

• Clase de comportamiento “A”

Comportamiento a frente y cavidad estables. Tal clase de comportamiento se produce cuando el estado de solicitación, que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio no superan las características de resistencia del mismo y la relación de movilización entre resistencia y solicitaciones es por lo general siempre mucho mayor de la unidad (FS>2.5). Los fenómenos de deformación que consiguen a la excavación evolucionan manteniéndose en campo elástico, son inmediatos y son por lo general de modesto alcance, limitados al orden de pocos centímetros. Las deformaciones axiales del núcleo, presentes bajo la forma de extrusiones, son despreciables. La deformación radial libre de la cavidad (relación porcentual entre el desplazamiento radial y el

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radio de la galería: Ro) es muy baja (ε<1%); aún menor es la deformación radial al frente (εo<<0.5%); la plastificación (expresada en términos de extensión del radio plástico, Rp) es prácticamente inexistente (Rp/Ro=1) y el índice de competencia de la excavación resulta ser muy elevado (IC>>0.45). El GSI, principal controlador del comportamiento de la excavación cuando las coberturas son moderadas, es elevado (GSI>60). La eventual presencia de agua, también en régimen hidrodinámico, generalmente no influencia la estabilidad del túnel, a menos que se trate de terrenos alterables o, que gradientes hidráulicos demasiado fuertes provoquen un lavado tal de reducir drásticamente la resistencia al corte a lo largo de los planos de discontinuidad presentes en el terreno. Toda la excavación es globalmente estable y se pueden eventualmente producir solamente inestabilidades muy localizadas en términos de caída de bloques aislados, debido a localmente desfavorables circunstancias geo-estructurales en un macizo algo discontinuo. Las intervenciones de estabilización son por lo general mínimas y están principalmente dirigidas a evitar localizados desprendimientos del terreno potencialmente peligrosos para las personas y al mismo tiempo a mantener un perfil de excavación regular. En lo que específicamente se refiere al soporte a preseleccionar en esta clase, se considera suficiente la eventual puesta en obra de pernos aislados con además una eventual capa poco espesa de concreto proyectado fibroreforzado.

• Clase de comportamiento “B”

Comportamiento a frente estable y cavidad estable a corto plazo. Tal clase de comportamiento se produce cuando el estado de solicitación, que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio se acercan a las características de resistencia elástica del mismo y la relación de movilización entre resistencia y solicitaciones es: aún mayor de la unidad (FSf≈2) en el frente y próxima a la unidad (FSc≈1) en el contorno de la cavidad a cierta distancia del primero. Los fenómenos de deformación que consiguen a la excavación evolucionan en campo elástico en el frente y en campo elasto-plástico sobre el contorno de la cavidad, son algo diferidos y son por lo general de limitado alcance, en el orden de centímetros. Las deformaciones axiales del núcleo, presentes bajo la forma de extrusiones, son limitadas y no condicionan la estabilidad del túnel ya que el terreno está aún en condición de movilizar una suficiente resistencia residual. Bajo coberturas elevadas, la deformación radial libre de la cavidad vale (1%<ε<2.5%); la deformación radial al frente vale (εo <=0.5%); el radio de plastificación vale (1<Rp/Ro<2) y el índice de competencia vale (0.3<IC<0.45). El GSI, principal controlador del comportamiento de la excavación cuando las coberturas son moderadas, es relativamente alto (40<GSI<60). La eventual presencia de agua, especialmente si bajo un régimen hidrodinámico, reduciendo la capacidad de resistencia al corte del terreno, favorece la extensión de la plastificación y aumenta por lo tanto la importancia relativa de los fenómenos de inestabilidad. Es por esto necesario prevenir la presencia del agua, sobretodo en la zona del frente de excavación, desviándola para

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mantenerla en lo posible hacia el exterior del núcleo. Los fenómenos de inestabilidad, bajo la forma de desprendimientos localizados presentes en el frente y contorno de la cavidad, dejan en general el tiempo de actuar después de un relativamente limitado alejamiento del frente, mediante el utilizo de intervenciones tradicionales de contención radial. Las intervenciones de estabilización son generalmente de tipo conservativo basadas en técnicas de contraste pasivo, o sea dirigidas a evitar el completo de-confinamiento del macizo rocoso en el contorno de la cavidad y entonces su descompresión hasta mucho más allá del mismo contorno. En lo que específicamente se refiere al soporte a preseleccionar en esta clase, se considera apropiada la puesta en obra de un sistema compuesto por la integración de una capa de concreto proyectado fibroreforzado de moderado espesor, con pernos y eventuales costillas metálicas livianas, capaz de contrastar con adecuado margen de seguridad las cargas radiales.

• Clase de comportamiento “C”

Comportamiento a cavidad inestable. Tal clase de comportamiento se produce cuando el estado de solicitación que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio superan por poco las características de resistencia elástica del mismo y la relación de movilización entre resistencia y solicitaciones es: próxima a la unidad (FSf≈1) en el frente y menor a la unidad (FSc<1) en el contorno de la cavidad a cierta distancia del primero. Las deformaciones se desarrollan lentamente en relación a las normales velocidades de avance de la excavación y aunque no se producen evidentes derrumbes del frente debido al moderado desequilibrio tensional, las deformaciones axiales del núcleo, presentes bajo la forma de extrusiones, pueden condicionar la estabilidad del túnel. Además, debido al producirse ya en el mismo frente de deformaciones plásticas, las condiciones de la cavidad lejos del frente resultan algo críticas y la franja plástica se desarrolla en sentido radial en una extensión superior al radio del túnel, con una consecuente convergencia radial importante y con deformaciones axiales en el frente. Bajo coberturas elevadas, la deformación radial libre de la cavidad vale (2.5%<ε<5%); la deformación radial al frente vale (0.5<εo<1%); el radio de plastificación vale (2<Rp/Ro<4) y el índice de competencia vale (0.2<IC<0.3). El GSI, principal controlador del comportamiento de la excavación cuando las coberturas son moderadas, es reducido (30<GSI<50). La eventual presencia de agua, reduciendo la capacidad de resistencia al corte del terreno, favorece la extensión de la plastificación y aumenta por lo tanto la importancia relativa de los fenómenos de inestabilidad. Es por esto necesario prevenir la presencia del agua, sobretodo en la zona del frente de avance, desviándola para mantenerla en lo posible hacia el exterior del núcleo. En lo que específicamente se refiere al soporte a preseleccionar en esta clase, las acciones de estabilización en general es probable que puedan concretizarse con la sola aplicación de una adecuada estructura de contraste constituida por costillas y concreto proyectado fibroreforzado,

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pero suficientemente pesada para soportar las cargas de equilibrio y solo eventualmente, complementada con una armadura del frente mediante elementos de vidrio resina con el objeto de rigidizarlo lo suficiente para permitir un equilibrio temporal de la cavidad hasta tanto, a distancia del orden de un radio, entre a actuar el soporte primario después de haberse desarrollado una limitada y por lo tanto aún beneficiosa convergencia de la cavidad. Sin embargo, para las condiciones más críticas de esta misma clase, las intervenciones pueden llegar a ser dominantemente mejorativas y a tal fin la consolidación del frente mediante elementos de vidrio resina se podrá inclusive extender en el inmediato estrados del perímetro de la excavación, mediante la colocación de una serie de elementos de vidrio resina periféricos y algo inclinados respecto al eje del túnel para de tal manera afectar, con la acción mecánica de la armadura de pre-consolidación, una corona de roca inmediatamente externa al perímetro de excavación, contribuyendo de tal forma a limitar la extensión del radio de plastificación de la roca alrededor de la excavación y en consecuencia limitar las cargas finales de equilibrio sobre el soporte seleccionado.

• Clase de comportamiento “D”

Comportamiento a frente inestable. Tal clase de comportamiento se produce cuando el estado de solicitación que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio superan las características de resistencia del mismo y la relación de movilización entre resistencia y solicitaciones es: menor a la unidad (FSf≈<1) en el frente y mucho menor a la unidad (FSc<<1) en el contorno de la cavidad a cierta distancia del primero. Los fenómenos de deformación resultan inaceptables ya que evolucionan rápidamente en campo de ruptura dando lugar a graves manifestaciones de inestabilidad tales como la caída del frente y el colapso de la cavidad, sin dejar el tiempo de actuar con intervenciones de contención radial: las deformaciones axiales del núcleo, presentes bajo la forma de extrusiones o colapsos, condicionan la estabilidad del túnel. En la zona del frente el desequilibrio tensional es tal de producir altos gradientes deformativos, resultando críticas las condiciones de estabilidad del frente para las normales velocidades de avance. Además, las condiciones de la cavidad lejos del frente resultan aún más críticas y la franja plástica se desarrolla en sentido radial en una extensión superior al diámetro del túnel, con una consecuente convergencia radial muy importante: se requieren por lo tanto intervenciones de pre-consolidación a monte del frente de avance para desarrollar acciones de pre-contención y capaces de inducir artificialmente los efectos de arco. Bajo coberturas elevadas, la deformación radial libre de la cavidad vale (5%<ε<10%); la deformación radial al frente vale (εo>1%); el radio de plastificación vale (Rp/Ro>4) y el Índice de competencia vale (0.15<IC<0.2). El GSI, principal controlador del comportamiento de la excavación cuando las coberturas son moderadas, es bajo (20<GSI<40). La eventual presencia de agua, en régimen hidrostático, reduce aún más la capacidad de resistencia al corte del terreno favoreciendo una mayor extensión de la plastificación e

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incrementando la magnitud de los fenómenos de deformación. La misma agua, en régimen hidrodinámico, se traduce en fenómenos de arrastre de materiales y de sifonamiento absolutamente inaceptables y peligrosos para la estabilidad global de la excavación. Por lo tanto, es necesario prevenir la presencia del agua, sobretodo en la zona del frente de avance, desviándola para mantenerla en todo lo posible hacia el exterior del núcleo. Para contener el desarrollo de la plastificación, sea más allá del frente de la excavación y sea en sentido radial, es muy útil una densa intervención mejorativa de consolidación preventiva del núcleo con elementos resistentes de vidrio resina conectados al macizo rocoso mediante inyecciones de mezclas de cemento. El soporte primario debe ser preseleccionado pesado y estar constituido por una espesa capa de concreto proyectado fibroreforzado y pesadas costillas metálicas eventualmente integradas con la aplicación de elementos radiales de mejora del macizo rocoso cuya densidad y longitud dependerán esencialmente del comportamiento deformacional del macizo rocoso alrededor de la excavación. Tales elementos radiales mejorativos podrán ser constituidos por vidrio resina, o podrán ser cables o pernos estructuralmente equivalentes, dependiendo de la factibilidad práctica de su construcción, en relación con la densidad y longitud que resulten necesarias.

• Clase de comportamiento “E”

Comportamiento inestable. Tal clase de comportamiento se produce cuando el estado de solicitación, que se establece al frente y al contorno de la cavidad como consecuencia de la redistribución de los esfuerzos naturales que sigue a la excavación misma, es tal que los esfuerzos en el medio superan ampliamente las características de resistencia del mismo y la relación de movilización entre resistencia y solicitaciones es mucho menor a la unidad (FS<<1) sea en el frente y sea en el contorno de la cavidad. Esta clase se distingue por una inestabilidad a corto plazo del frente con derrumbes inmediatos en el mismo como consecuencia de las operaciones de avance y en presencia de la convergencia libre de la cavidad muy acentuada. Tal comportamiento es, por ejemplo, típico de los terrenos incoherentes, de macizos rocosos cataclasados, como en las zonas de fallas, o en presencia de fuertes gradientes hidráulicos, o de todos modos en los casos en donde desequilibrios tensionales elevadísimos determinan el derrumbe inmediato del frente al momento de la abertura de la cavidad. En el caso de cruce de fallas o en los tramos que de todos modos se caractericen por una inestabilidad a corto plazo del frente con condiciones de colapso inmediato, se evaluará en función de las características geo-estructurales y hidrogeológicas, la necesidad de intervenciones de pre-confinamiento, pre-soporte o de mejoramiento en avance, o de eventualmente una oportuna combinación de dichos métodos. Bajo coberturas elevadas, la deformación radial libre de la cavidad vale (ε>10%); la deformación radial al frente vale (εo >>1%); el radio de plastificación vale (Rp/Ro>>4) y el Índice de

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competencia vale (IC<0.15). El GSI, principal controlador del comportamiento de la excavación cuando las coberturas son moderadas, es muy bajo (GSI<20). La eventual presencia de agua, reduce drásticamente la capacidad de resistencia al corte del terreno favoreciendo una mayor extensión de la plastificación e incrementando la magnitud de los fenómenos de deformación, dando posiblemente lugar a fenómenos de arrastre de materiales y de sifonamiento absolutamente inaceptables y peligrosos para la estabilidad global de la excavación. Por lo tanto, es indispensable prevenir la presencia del agua, desviándola para mantenerla en todo lo posible hacia el exterior. Debido a la reducida capacidad portante de los terrenos, el sistema de contraste de primera fase además de resultar lo suficientemente pesado y debidamente integrado como en la clase anterior, contemplará también adecuadas soluciones técnicas complementarias (por ejemplo, costillas con apoyo aumentado, tratamiento mejorativo del terreno de fundación de las costillas, arco invertido provisional, arco invertido definitivo en avance, arcos de pre-soporte de la excavación, etc.). El soporte primario debe ser preseleccionado muy pesado y estar constituido por una muy espesa capa de concreto proyectado fibroreforzado y pesadas costillas metálicas integradas con la aplicación de densos elementos radiales de mejora del terreno. Tales elementos radiales mejorativos podrán ser constituidos por vidrio resina, o podrán ser cables o pernos estructuralmente equivalentes, dependiendo de la factibilidad práctica de su construcción, en relación con la densidad y longitud que resulten necesarias.

Strain ε % Geotechnical issues Support types

A Less than 1 Few stability problems and very simple tunnel support design methods can be used. Tunnel support recommendations based upon rock mass classifications provide an adequate basis for design.

Very simple tunnelling conditions, with rockbolts and shotcrete typically used for support.

B 1 to 2.5 Convergence confinement methods are used to predict the formation of a ‘plastic’ zone in the rock mass surrounding a tunnel and of the interaction between the progressive development of this zone and different types of support.

Minor squeezing problems which are generally dealt with by rockbolts and shotcrete; sometimes with light steel sets or lattice girders are added for additional security.

C 2.5 to 5 Two-dimensional finite element analysis, incorporating support elements and excavation sequence, are normally used for this type of problem. Face stability is generally not a major problem.

Severe squeezing problems requiring rapid installation of support and careful control of construction quality. Heavy steel sets embedded in shotcrete are generally required.

D 5 to 10 The design of the tunnel is dominated by face stability issues and, while two-dimensional finite analyses are generally carried out, some estimates of the effects of forepoling and face reinforcement are required.

Very severe squeezing and face stability problems. Forepoling and face reinforcement with steel sets embedded in shotcrete are usually necessary.

E More than 10 Severe face instability as well as squeezing of the tunnel make this an extremely difficult three-dimensional problem for which no effective design methods are currently available. Most solutions are based on experience.

Extreme squeezing problems. Forepoling and face reinforcement are usually applied and yielding support may be required in extreme cases.

Approximate relationship between strain and the degree of difficulty associated with tunnelling through squeezing rock. This strain is for tunnels with no support.

Hoek & Marinos Tunnels and Tunnelling International November 2000-December 2000

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CLASES DE COMPORTAMIENTO Y PRESELECCIÓN DEL SOPORTE

CLASE

COMPORTAMIENTO

PRESELECCIÓN DEL COBERTURA

SOPORTE

(Túnel de apr. 10m de diámetro) ALTA BAJA

IC GSI Estabilidad al frente Estabilidad en la cavidad

Eventuales inestabilidades Concreto Proyectado (5-10 cm) (cinematismos de bloques) > 0.45 > 60 A + Pernos L = 4 m (eventuales) FSf > 2.5 FSc >2.5

ε<1% εo<<0.5% (Rp/Ro = 1)

B

Estabilidad al frente

Cavidad algo inestable

FSf ≈ 2 FSc ≈ 1 1%<ε<2.5% εo<=0.5%

(1 <Rp/Ro< 2)

Concreto Proyectado (10-15 cm)

+ Pernos (L= 4 - 6 m)

40 - 60 (densidad 0.25/m2) 0.3 - 0.45o, Costillas livianas @ 1.5 m

Concreto Proyectado (15-20 cm) Frente próximo al

equilibrio + Pernos (L= 6 m) Cavidad inestable C 0.2 - 0.3

FSf ≈ 1 FSc < 1

2.5%<ε<5% 0.5%<εo<1% (2 <Rp/Ro< 4)

30 - 50 (densidad 0.5/m2) o, Costillas medianas @ 1m + Refuerzo del frente (eventual)

Concreto Proyectado (20-25 cm) Frente inestable + Costillas pesadas @ 1m Cavidad inestable

o, Pernos (L=6-9 m) D

(grandes deformaciones) (densidad 1/m2) 0.15 - 0.2 20 - 40 FSf <1 FSc << 1 + Refuerzo del frente y extradós 5%<ε<10% εo>1% + Pernos de integración (Rp/Ro > 4) (eventuales)

E

Inestabilidad generalizada (macizo muy débil y/o zona de fallas)

FSf << 1 FSc << 1

Concreto proyectado (20-30 cm)

+ Costillas muy pesadas @ 1m

ε>10% εo >>1% (Rp/Ro >> 4)

< 0.15 < 20 + Refuerzo del frente y extradós + Pernos de integración

+ Pre-soporte (eventual)

185

Efectivamente, de acuerdo con la cobertura de una determinada sección del túnel, las cargas actuantes sobre el soporte se estiman generalmente siguiendo dos diferentes metodologías: la metodología del ¨sólido de cargas¨ en los casos de coberturas moderadas, inferiores a Hs, y la metodología de las ¨líneas características¨ en los otros casos, de coberturas altas, superiores a Hs. Además, también se aplica un esquema distinto de distribución para las cargas actuantes: sobre el revestimiento definitivo, cargas gravitacionales verticales en bóveda y horizontales en los hastíales para las secciones bajo coberturas moderadas y cargas radiales solo en bóveda para las secciones más profundas. Sobre el soporte primario, se aplica por lo general indistintamente el modelo simplificado de cargas radiales en bóveda y hastíales. - Para las secciones de excavación con coberturas bajas y clasificables como “superficiales” (H <= Hi), la carga de equilibrio de contraste sobre el soporte primario y las cargas verticales actuantes sobre el revestimiento definitivo serán las mismas y serán iguales a las cargas gravitacionales (γH) correspondientes a un sólido de altura coincidente con la cobertura específica. Sobre el revestimiento definitivo de estas secciones, las cargas horizontales de diseño serán iguales a las que se deriven de la aplicación de la teoría clásica de empujes sobre estructuras de contención de tierra y además actuarán también las acciones sísmicas. - Para las secciones de excavación bajo coberturas moderadas y clasificables como “intermedias” (Hi < H <= Hs), la carga de equilibrio de contraste actuante sobre el soporte primario será radial e igual a la carga gravitacional correspondiente a un sólido de altura: Hp=α(b+h), siendo ¨α¨ un coeficiente de proporcionalidad lineal (de Terzaghi) función de las características geomecánicas del terreno y siendo ¨b¨ el ancho y ¨h¨ la altura de la sección del túnel. El coeficiente de proporcionalidad (α) es función de ¨GSI¨ y ¨mi¨, según se refleja en el gráfico anexo y que responde aproximadamente a la fórmula (Perri, 2000):

α = 1244 mi-1,433 GSI (mi 0,0004 mi-0,0046 mi-1,2344)

En estas secciones clasificadas como intermedias, para estimar las cargas verticales actuantes sobre el revestimiento definitivo se podrá eventualmente asumir una oportuna disminución del coeficiente ¨α¨, de entre el 25% y máximo el 50% del valor obtenido de la fórmula, dependiendo de las condiciones geomecánicas de la excavación y de los lapso de tiempo previstos a transcurrir antes del comienzo de la construcción del revestimiento definitivo del túnel. Efectivamente, la referida reducción de la carga de diseño actuante sobre el revestimiento podrá ser tanto más acentuada cuanto más se pueda con certeza asumir que el soporte primario se haya efectivamente cargado por efecto del sólido de cargas antes de la construcción del revestimiento, el cual a su vez y en consecuencia deberá recibir solamente toda aquella porción de la carga no previamente absorbida por el soporte primario.

186

DETERMINACIÓN DE LAS CARGAS Y DIMENSIONADO DEL SOPORTE

Una vez preseleccionado cualitativamente el soporte necesario a la adecuada estabilización el túnel, basado en la determinación de la clase de comportamiento de la excavación de acuerdo con las pautas establecidas con anterioridad, para elaborar un detallado diseño estructural es luego necesario proceder con los correspondientes análisis y cálculos, para lo cual el elemento básico lo constituye la determinación de las cargas actuantes sobre la estructura del soporte, además obviamente de la calibración de la rigidez de los terrenos que acogerán la misma estructura del soporte a diseñar. Así como ya comentado y reiterado con anterioridad, también para la determinación práctica de las cargas actuantes sobre el soporte de una sección de túnel, es conveniente y necesario diferenciar las secciones de excavación de acuerdo con su correspondiente rango de coberturas (H): ¨bajas – intermedias – altas¨. La anteriormente identificada cobertura límite inferior, representa para un determinado túnel aquel valor (Hi) que delimita las secciones bajas de las intermedias y la anteriormente identificada cobertura límite superior, representa para el mismo túnel aquel valor (Hs) que delimita las secciones intermedias de las altas. La experiencia hasta ahora acumulada en el diseño y construcción de los muchos kilómetros de túneles excavados convencionalmente en ambientes geológicos venezolanos de distinta naturaleza, desde aquellos caracterizados por macizos rocosos constituidos por rocas metamórficas foliadas en condiciones físicas muy variables entre descompuestas y frescas hasta aquellos caracterizados por rocas masivas con igual variabilidad de sus condiciones físicas y pasando también por terrenos residuales y sedimentarios, ha permitido identificar para las referidas coberturas límites dimensiones comprendidas entre 75 y 150 metros para Hs y dimensiones comprendidas entre 10 y 25 metros para Hi. En cada caso particular, el valor específico de la cobertura límite depende de las dimensiones de la sección (por ejemplo del ancho, o diámetro equivalente ¨b¨) y de las características geomecánicas del terreno (por ejemplo del grupo geomecánico de pertenencia ¨GGi¨, dentro de un rango de í´ estimable de 1 a 5 y asociable en primera instancia al índice de calidad geomecánica de Hoek ¨GSI¨). En primera aproximación, se ha estimado que en general los valores correspondientes a las dos coberturas límites responden bastante aceptablemente a las siguientes relaciones:

Hi = b (75/GSI) Hs = b (GSI/5) Se observa que, así como ya comentado en ocasiones anteriores, con el aumentar de la calida geomecánica del macizo a excavar se amplía el rango de las coberturas intermedias (disminuyendo Hi y aumentando Hs) para las cuales resulta prácticamente inmediato asociar, sea el comportamiento geomecánico de la sección, sea la clase de comportamiento de la excavación y sea finalmente el soporte a instalar, a solamente las características geomecánicas del macizo rocoso a excavar: el GGi, o en primera instancia el solo GSI, para la específica dimensión de la sección del túnel.

187

ESQUEMAS DE CARGAS SOBRE SOPORTES Y REVESTIMIENTOS

Esquema de Cargas

Soporte Primario

Esquema de Cargas Revestimiento Definitivo Coberturas Moderadas

Esquema de Cargas Revestimiento Definitivo

Coberturas Elevadas

188

189

Sobre el revestimiento definitivo de estas secciones intermedias, las cargas horizontales de diseño serán iguales a las que se deriven de la aplicación de la teoría clásica de empujes sobre estructuras de contención de tierra, o serán simplemente las que se deriven de la reacción elástica de confinamiento ofrecida por el terreno sobre el revestimiento deformable, según indique el modelo de análisis que se aplique en cada caso específico. Las acciones sísmicas se aplicarán solamente donde explícitamente lo recomienden los estudios geológicos y geotécnicos. - Para las secciones clasificables como “profundas” (H > Hs), las cargas de equilibrio de contraste actuantes sobre el soporte primario serán las radiales que resulten de un análisis de interacción por líneas características. Sobre el revestimiento definitivo, las cargas de diseño serán radiales, aplicadas solamente en la zona de bóveda y de magnitud proporcional a la extensión del radio de plastificación establecido en correspondencia del equilibrio alcanzado con el soporte primario o del radio que luego se pueda eventualmente alcanzar hasta la efectiva entrada en actuación del revestimiento, mientras las cargas horizontales actuantes serán las resultantes de la reacción elástica de confinamiento ofrecida por el terreno sobre el revestimiento deformable. Las acciones sísmicas se aplicarán solamente donde explícitamente lo recomienden los estudios geológicos y geotécnicos. Todos los elementos anteriores, relativos a los criterios para calcular las cargas actuantes sobre los soportes, deben luego ser empleados para un detallado diseño estructural sobre la base de la capacidad estructural misma de los posibles soportes a emplear, disponibles en cada caso específico. Selección y diseño estructural del soporte En la moderna tecnología de túneles, los soportes colocados durante la excavación se componen de un conjunto de elementos resistentes, el principal de los cuales es el concreto proyectado fibroreforzado eventualmente complementado con marcos y pernos metálicos los cuales, según sea el caso, podrán ser colocados en diferentes combinaciones, así como a manera de ejemplo en la tabla que sigue, se indica para cinco típicos soportes primarios los cuales (SP-a; SP-b; SP-c; SP-d; SP-e) en el caso de la tabla están referidos a un túnel de aproximadamente 10 metros de ancho (b), o de similar diámetro equivalente.

CARACTERÍSTICAS GEOMÉTRICAS Y ESTRUCTURALES DE SOPORTES BÁSICOS

Tipo de Soporte

Concreto CapacidadCostillas Metálicas Pernos Metálicos 20 t Proyectado (Kg/cm 2)

SP-a 10 cm - - 1,5 2 IPN140 @ 150 cm 2 x 4 m @ par de costillas

SP-b 14 cm 2,5 o, alternamente 7 pernos x 4m @ 150 cm (sin costillas)

2 IPN160 @ 125 cm 4 x 6 m @ par de costillas SP-c 16 cm 3,5

o, alternamente 11 pernos x 6m @ 125 cm (sin costillas)

SP-d 20 cm 2 IPN200 @ 100 cm 6 x 6 m @ par de costillas

4,5 o, alternamente 15 pernos x 6m @ 100 cm (sin costillas)

SP-e 20 cm 6,5 2 IPN200 @ 075 cm 10 x 6 m @ par de costillas

190

En la referida tabla puede observarse que, con la excepción de las dos situaciones extremas, para las cuales en un caso ciertamente se trata de situaciones geomecánicas en las que no es necesario integrar el soporte con marcos metálicos y en el otro caso se trata de situaciones geomecánicas en las que es en cambio prácticamente inevitable tal uso, en todas las situaciones intermedias y más recurrentes en las practica tunelera, es siempre posible optar por lo menos entre dos alternativas tecnológicas de soporte: una basada sobre el uso de los marcos metálicos para integrar el concreto proyectado y la otra basada en cambio sobre el uso sistemático y extensivo de los pernos metálicos para integrar el mismo concreto proyectado. Efectivamente, desde un punto de vista estrictamente estructural, es ciertamente posible alcanzar el mismo objetivo en cuanto a capacidad estructural o capacidad de contraste del soporte, con ambas alternativas tecnológicas y en consecuencia, la selección práctica finalmente depende en cada caso de factores tales como, por ejemplo: la disponibilidad en obra de los mismos elementos, la disponibilidad de los equipos para la colocación en obra de los elementos, el costo comparativo de los elementos en el mercado específico, las condiciones contractuales, los rendimientos productivos, la experiencia y tradición del constructor. Naturalmente podría además mencionarse toda una larga serie de distintas ventajas o desventajas técnicas comparativas entre ambas alternativas, pero en este aspecto entraría fácilmente en juego con mucha fuerza la subjetividad de cada quien, con lo cual se terminarían invalidando con facilidad las respectivas posiciones al respecto. Finalmente, sobre la base de las posibles alternativas de soporte previstas o disponibles en cada proyecto, se debe proceder a la selección específica de este para cada sección de diseño, confrontando los valores de la presión que se espera deba actuar (las cargas) de acuerdo con las coberturas y las posibles condiciones geomecánicas de los terrenos a encontrar (representadas estas por ejemplo por el Geological Strengh Index de Hoek) con los valores de la capacidad (las resistencias) de los soportes disponibles. Siguiendo tal procedimiento para, por ejemplo, un túnel de aproximadamente 10 metros de ancho ó similar diámetro equivalente, se han obtenido preliminarmente los soportes indicados en la tabla que se reporta.

PRESELECCIÓN DE SOPORTES BÁSICOS EN FUNCIÓN DE GSI Y COBERTURA Cobertura:

Geomecánica del Terreno:

H (m) 5-10

H (m) H (m) H (m) H (m) H (m) 10-20 20-100 100-150 150-250 250-500

GSI <= 20 SP-e SP-e SP-e SP-e SP-e SP-e 20 < GSI < 40 SP-e SP-d SP-d SP-d SP-d SP-e 30 < GSI < 50 SP-d SP-c SP-c SP-c SP-c SP-d

40 < GSI <= 60 SP-c SP-b SP-a SP-a SP-b SP-c GSI > 60 SP-c SP-b SP-a SP-a SP-a SP-a

191

Por otro lado, se dispone de metodologías de análisis y cálculo estructural que bien pueden ser adoptadas y adaptadas al diseño de elementos estructurales resistentes en concreto fibroreforzado, desde algunas analíticas aún sencillas hasta otras numéricas más sofisticadas y más versátiles, tales como son las que hacen uso de códigos tan poderosos y ya tan difundidos como el SAP 2000®, o de otros códigos aún más complejos, con algoritmos de diferencias finitas y elementos finitos, en campo bi y tri-dimensional. Se comentan a continuación los resultados obtenidos de los análisis efectuados para soportes de túneles de 10 m de ancho, recurriendo a la modelación numérica por medio del código SAP (Structural Analisis Program), relativos a tres de los espesores de concreto proyectado ya considerados (14cm para P-b, 16cm para P-c, 20cm para P-d/e), mientras el soporte primario P-a de 10 cm de espesor no se ha analizado ya que su uso está generalmente limitado a los casos de cargas estáticas nulas o muy bajas y su función es esencialmente de protección contra los posibles desprendimientos locales accidentales de pequeños bloques rocosos del techo y paredes de la excavación. Los resultados más representativos de los análisis numéricos efectuados están representados por las máximas tracciones en las dos zonas críticas de la sección estructural del soporte (bóveda y hastíales) y son función, sea de los niveles de rigidez del terreno y sea de los esquemas de cargas considerados en los análisis: el de una presión normal uniforme sobre todo el perímetro del arco del soporte y el, más crítico, de una presión aún normal pero diferente entre la bóveda y los hastíales, con finalmente una presión lateral gradualmente reducida a solo una fracción hacia los pies del arco. Las tracciones más elevadas, se obtienen en correspondencia de los análisis que simulan cargas del terreno sobre el soporte con una presión lateral reducida y las más bajas por el contrario, corresponden a los análisis con presiones uniformes sobre todo el perímetro del soporte. Las zonas más críticas del soporte, en cuanto a presencia y magnitud de las tracciones, son las de los hastíales a contacto con el terreno: para los análisis con presiones uniformes sobre todo el perímetro del soporte, no se producen tracciones en las zonas de bóveda, mientras para los análisis con presión lateral reducida, las tracciones que se producen en las zonas de bóveda resultan siempre inferiores a las correspondientes de los hastíales. Las referidas tracciones en las zonas de los hastíales, que se producen también con presiones uniformes sobre todo el perímetro del soporte, resultan siempre más elevadas cuando se simula una menor rigidez para el terreno. La máxima tracción obtenida es de 9.0 Kg/cm2 (0.9 MPa), siguiéndole otros valores elevados (8.2; 7.3; 5.7 y 3.9 Kg/cm2). Todas las demás tracciones máximas obtenidas son de 2.8 Kg/cm2 (0.3 MPa), o menores. En suma, todos los casos analizados, incluyendo los correspondientes a las condiciones más desfavorables de magnitud y esquema de cargas así como de rigidez del terreno, muestran que las tracciones a esperar en todos los soportes resultan inferiores a 1 MPa y por lo tanto en principio, siempre compatibles con las resistencias características equivalentes a tracción por flexión que se pueden generalmente alcanzar con un concreto proyectado de clase

192

C24/30 y con una dosificación mínima de fibras metálicas (25 Kg/m3): aproximadamente unos 1.5 MPa, de acuerdo con los numerosos ensayos. Se anexa a continuación la tabla de diseño del soporte primario recabada de la síntesis de todos los análisis llevados a cabo según hasta ahora comentados, la cual puede ser diligentemente utilizada para fines de un inmediato prediseño del soporte de túneles con diámetro equivalente en el orden de los 10 metros.

La primera parte de esta tabla permite seleccionar el soporte sobre la base de la clase de comportamiento de la excavación, la cual es referible: al GSI (Geological Strengh Index) para las secciones de túneles bajo coberturas moderadas (H<=Hs) y, para las secciones de túneles bajo coberturas elevadas (H >Hs), al Índice de Competencia:

IC = σcm/γH = (0.0034mi0.8)σci[1.029+0.025e(-0.1mi)]GSI/γH.

La segunda parte de la tabla describe las características geométricas y estructurales básicas de los soportes referidos, para los cuales en relación con el principal elemento estructural que los identifica, cual es el concreto proyectado fibroreforzado, se indica su mínima resistencia equivalente a tracción por flexión (feq) referencialmente recomendada para cada caso.

DISEÑO DEL SOPORTE PRIMARIO: Túneles de ancho ~ 10 m

TIPO DE SOPORTE

Concreto Proyectado Fibroreforzado

Costillas Metálicas Pernos Metálicos 20 t

SP-a 10 cm (feq >=1 MPa) - -

SP-b 14 cm (feq =1-1.25 MPa)

2 IPN140 @ 150 cm 2 x 4 m @ par de costillas


SP-c 16 cm (feq =1-1.25 MPa)



SP-d 20 cm (feq =1-1.25 MPa)



SP-e 20 cm (feq =1.25-1.5 MPa) 2 IPN200 @ 075 cm 10 x 6 m @ par de costillas

COBERTURAS <= Hi

Hi < COBERTURAS <= Hs COBERTURAS > Hs

SP-e SP-e GSI <= 20 GSI <= 20 IC<=0.15 SP-e

SP-e SP-d 20< GSI <= 40 20< GSI <= 40 0.15< IC<= 0.20 SP-d

SP-d SP-c 30< GSI <= 50 30< GSI <= 50 0.20< IC<= 0.30 SP-c

SP-c SP-b 40< GSI <= 60 40< GSI <= 60 0.30< IC<= 0.45 SP-b

SP-c SP-a GSI > 60 GSI > 60 IC > 0.45 SP-a

193

CL

ASE

DE C

OM

PORT

AMIE

NTO

DE

LA E

XCAV

ACIO

N EN

FUN

CIO

N DE

: GSI

- H

- σci

H/σ c

i 7

89

1011

1213

1415

1617

1819

2023

2528

3035

4045

5060

7080

(m/M

Pa)

mi

INDI

CE D

E CO

MPE

TENC

IA (I

C = σ

cm/ γ

H)

50,

110,

090,

080,

080,

070,

060,

060,

050,

050,

050,

040,

040,

040,

040,

030,

030,

030,

030,

020,

020,

020,

020,

010,

010,

017,

50,

150,

130,

110,

100,

090,

080,

080,

070,

070,

060,

060,

060,

050,

050,

050,

040,

040,

030,

030,

030,

020,

020,

020,

010,

0110

0,18

0,16

0,14

0,12

0,11

0,10

0,10

0,09

0,08

0,08

0,07

0,07

0,07

0,06

0,06

0,05

0,05

0,04

0,04

0,03

0,03

0,02

0,02

0,02

0,02

GSI

<=2

015

0,24

0,21

0,19

0,17

0,15

0,14

0,13

0,12

0,11

0,10

0,10

0,09

0,09

0,08

0,07

0,07

0,06

0,06

0,05

0,04

0,04

0,03

0,03

0,02

0,02

200,

290,

260,

230,

210,

190,

170,

160,

150,

140,

130,

120,

110,

110,

100,

090,

080,

070,

070,

060,

050,

050,

040,

030,

030,

0325

0,35

0,30

0,27

0,24

0,22

0,20

0,19

0,17

0,16

0,15

0,14

0,13

0,13

0,12

0,11

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,05

0,05

0,04

0,03

0,03

300,

400,

350,

310,

280,

250,

230,

210,

200,

190,

170,

160,

150,

150,

140,

120,

110,

100,

090,

080,

070,

060,

060,

050,

040,

0335

0,45

0,39

0,35

0,31

0,28

0,26

0,24

0,22

0,21

0,20

0,18

0,17

0,16

0,16

0,14

0,13

0,11

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,05

0,04

0,04

50,

170,

150,

130,

120,

110,

100,

090,

080,

080,

070,

070,

060,

060,

060,

050,

050,

040,

040,

030,

030,

030,

020,

020,

020,

017,

50,

220,

190,

170,

150,

140,

130,

120,

110,

100,

090,

090,

080,

080,

080,

070,

060,

060,

050,

040,

04E

0,03

0,03

0,02

0,02

100,

260,

230,

200,

180,

170,

150,

140,

130,

120,

110,

110,

100,

100,

090,

080,

070,

070,

060,

050,

050,

040,

040,

030,

030,

02G

SI =

(20-

40)

150,

330,

290,

260,

230,

210,

200,

180,

170,

160,

150,

140,

130,

120,

120,

100,

090,

090,

080,

070,

060,

050,

050,

040,

030,

0320

0,40

0,35

0,31

0,28

0,26

0,24

0,22

0,20

0,19

0,18

0,17

0,16

0,15

0,14

0,13

0,11

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,06

0,05

0,04

0,04

250,

470,

410,

370,

33D

0,27

0,25

0,24

0,22

0,21

0,19

0,18

0,17

0,16

0,15

0,13

0,12

0,11

0,09

0,08

0,07

0,07

0,05

0,05

0,04

300,

540,

470,

420,

380,

340,

310,

290,

270,

250,

230,

220,

210,

200,

190,

170,

150,

140,

130,

110,

090,

080,

080,

060,

050,

0535

0,60

0,53

0,47

0,42

0,38

0,35

0,32

0,30

0,28

0,26

0,25

0,23

0,22

0,21

0,19

0,17

0,15

0,14

0,12

0,11

0,09

0,08

0,07

0,06

0,05

50,

260,

230,

200,

180,

160,

150,

140,

130,

120,

110,

110,

100,

090,

090,

080,

070,

070,

060,

050,

050,

040,

040,

030,

030,

027,

50,

320,

280,

250,

230,

210,

190,

170,

160,

150,

140,

130,

130,

120,

110,

100,

090,

080,

080,

060,

060,

050,

050,

040,

030,

0310

0,38

0,33

0,29

0,26

0,24

0,22

0,20

0,19

0,18

0,17

0,16

0,15

0,14

0,13

0,12

0,11

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,05

0,04

0,04

0,03

GSI

= (3

0-50

)15

0,47

0,41

0,37

0,33

0,30

0,27

0,25

0,24

0,22

0,21

0,19

0,18

0,17

0,16

0,15

0,13

0,12

0,11

0,09

0,08

0,07

0,07

0,05

0,05

0,04

200,

560,

490,

430,

390,

350,

320,

300,

280,

260,

240,

230,

220,

200,

190,

170,

160,

140,

130,

110,

100,

090,

080,

060,

060,

0525

0,64

0,56

0,50

0,45

0,41

0,37

C0,

320,

300,

280,

260,

250,

240,

220,

200,

180,

160,

150,

130,

110,

100,

090,

070,

060,

0630

0,72

0,63

0,56

0,51

0,46

0,42

0,39

0,36

0,34

0,32

0,30

0,28

0,27

0,25

0,22

0,20

0,18

0,17

0,14

0,13

0,11

0,10

0,08

0,07

0,06

350,

800,

700,

630,

560,

510,

470,

430,

400,

380,

350,

330,

310,

300,

280,

250,

230,

200,

190,

160,

140,

130,

110,

090,

080,

075

0,43

0,38

0,34

0,30

0,28

0,25

0,23

0,22

0,20

0,19

0,18

0,17

0,16

0,15

0,13

0,12

0,11

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,05

0,04

0,04

7,5

0,52

0,46

0,41

0,37

0,33

0,30

0,28

0,26

0,24

0,23

0,22

0,20

0,19

0,18

0,16

0,15

0,13

0,12

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,05

0,05

100,

590,

520,

460,

410,

380,

350,

320,

300,

280,

260,

240,

230,

220,

210,

180,

170,

150,

140,

120,

100,

090,

080,

070,

060,

05G

SI =

(40-

60)

150,

710,

620,

550,

490,

450,

410,

380,

350,

330,

310,

290,

270,

260,

250,

220,

200,

180,

160,

140,

120,

110,

100,

080,

070,

0620

0,81

0,71

B0,

570,

520,

470,

440,

410,

380,

360,

340,

320,

300,

280,

250,

230,

210,

190,

160,

140,

130,

110,

090,

080,

0725

0,92

0,81

0,72

0,65

0,59

0,54

0,50

0,46

0,43

0,40

0,38

0,36

0,34

0,32

0,29

0,26

0,23

0,22

0,18

0,16

0,14

0,13

0,11

0,09

0,08

301,

030,

900,

800,

720,

660,

600,

560,

520,

480,

450,

420,

400,

380,

360,

320,

290,

260,

240,

210,

180,

160,

140,

120,

100,

0935

1,14

1,00

0,89

0,80

0,73

0,67

0,62

0,57

0,53

0,50

0,47

0,44

0,42

0,40

0,36

0,32

0,29

0,27

0,23

0,20

0,18

0,16

0,13

0,11

0,10

50,

940,

820,

730,

660,

600,

550,

510,

470,

440,

410,

390,

370,

350,

330,

290,

260,

240,

220,

190,

160,

150,

130,

110,

090,

087,

51,

070,

940,

830,

750,

680,

630,

580,

540,

500,

470,

440,

420,

400,

380,

330,

300,

270,

250,

210,

190,

170,

150,

130,

110,

0910

1,16

1,02

0,90

0,81

0,74

0,68

0,63

0,58

0,54

0,51

0,48

0,45

0,43

0,41

0,36

0,33

0,30

0,27

0,23

0,20

0,18

0,16

0,14

0,12

0,10

GSI

> 6

015

1,30

1,14

1,01

0,91

0,83

0,76

0,70

0,65

0,61

0,57

0,54

0,51

0,48

0,46

0,41

0,36

0,33

0,30

0,26

0,23

0,20

0,18

0,15

0,13

0,11

201,

441,

261,

121,

010,

920,

840,

780,

72A

0,63

0,59

0,56

0,53

0,51

0,45

0,40

0,37

0,34

0,29

0,25

0,22

0,20

0,17

0,14

0,13

251,

601,

401,

241,

121,

020,

930,

860,

800,

750,

700,

660,

620,

590,

560,

500,

450,

410,

370,

320,

280,

250,

220,

190,

160,

1430

1,76

1,54

1,37

1,23

1,12

1,03

0,95

0,88

0,82

0,77

0,73

0,69

0,65

0,62

0,55

0,49

0,45

0,41

0,35

0,31

0,27

0,25

0,21

0,18

0,15

351,

941,

701,

511,

361,

231,

131,

040,

970,

910,

850,

800,

750,

710,

680,

600,

540,

490,

450,

390,

340,

300,

270,

230,

190,

17

194

FUNCIÓN Y DIMENSIONADO DEL REVESTIMIENTO

Antes de pasar a tratar de la experiencia venezolana específica relativa al diseño estructural del revestimiento definitivo, se considera útil resumir a continuación los aspectos más sobresalientes de la filosofía como ahora se la está adoptando a base de todo el proceso de diseño y construcción de los túneles excavados convencionalmente, donde entre otro se hace directa y explicita referencia a la función del revestimiento definitivo del túnel: • Un túnel es una cavidad que debe ser estabilizada a corto y a largo plazo, desde su apertura hasta toda la vida útil establecida para la obra. • Los factores de seguridad de la cavidad y de la obra, serán diferentes según se trate del corto plazo (durante la construcción), o del largo plazo (durante el ejercicio). Mas que de factores de seguridad deberá tratarse de márgenes de seguridad, o de confiabilidad, o de probabilidad de falla de la cavidad u de la obra. A corto plazo se aceptará una probabilidad de falla relativamente elevada (por ejemplo 5%), mientras que a largo plazo se impondrá una probabilidad de falla muy baja (por ejemplo 0.01%), compatible con el carácter de obra vital y de infraestructura fundamental que posé un ferrocarril. • Las rocas y los macizos rocosos que las albergan, son elementos naturales intrínsecamente heterogéneos y anisótropos y, sin embargo, en determinadas circunstancia, dependiendo del factor escala de la aplicación específica, pueden ser considerados razonablemente homogéneos e isótropos. En estos casos pero, su caracterización física y mecánica (geomecánica) es recomendable que sea expresada en términos estadísticos mediante la adopción de adecuadas distribuciones probabilísticas que permitan reflejar fehacientemente la naturaleza variable de cada una de las propiedades consideradas numéricamente dentro de los algoritmos empleados en los análisis y cálculos del diseño. • El comportamiento geo-estático de una excavación subterránea depende, entre otros tantos factores, de las características geomecánicas del medio natural en el que se opera, de las solicitaciones naturales preexistentes en el medio, del proceso y procedimiento constructivo adoptados incluyendo la naturaleza misma del eventual soporte instalado y de las circunstancias específicas de tal instalación. Lo anterior se puede reflejar suficientemente en la oportuna definición de “clase de comportamiento de la excavación”, que pasa, entre otros factores, a través de la caracterización geomecánica del medio (geomecánica del macizo rocoso a excavar) así como de la definición del estado de solicitaciones naturales (función en primera instancia de la profundidad del túnel y de la densidad del macizo). • El soporte primario, o de primera fase, debe garantizar la seguridad de los trabajadores y la estabilización (posiblemente total) de la cavidad a corto plazo y se pone en obra en condiciones ambientales que pueden llegar a ser incómodas, hostiles y hasta peligrosas, por lo cual los controles de su calidad son normalmente limitados y pueden llegar a ser deficientes, recomendándose en consecuencia no asignar a tal soporte una confiabilidad estructural formal de largo plazo, sino solamente una tarea de colaboración, limitada a algunas funciones y aspectos de algunos de sus componentes específicos. El soporte primario conservativo (como concreto proyectado reforzado con fibras metálicas, costillas

195

metálicas y pernos de costura o trabadura) deberá ser integrado con elementos de refuerzo mecánico (de mejora) del macizo rocoso (tales como por ejemplo, pernos metálicos, vidrio resinas, inyecciones, etc.) o de pre-soporte (tales como por ejemplo, arcos troncocónicos de concreto en precorte, o de jet grouting o de micropilotes) toda las veces que tal integración resulte necesaria o beneficiosa a los fines de la seguridad y de un adecuado control de la estabilización de la cavidad a corto plazo y que al mismo tiempo redunde en el establecimiento de condiciones estáticas de mayor eficiencia para las funciones del revestimiento definitivo. • La deformación del núcleo de avance de la excavación representa un elemento fundamental de control de la estabilidad de la excavación misma y por lo tanto, el controlar y limitar la deformación del núcleo de avance (extrusión) incrementando adecuadamente su rigidez, juega un rol determinante sobre la estabilidad misma del túnel, a corto y largo plazo. Lo anterior deriva de la comprobada existencia de un ligamen estrecho entre el fenómeno de extrusión del núcleo al frente de avance y los fenómenos de pre-convergencia y convergencia de la cavidad con dependencia cronológica entre los fenómenos de deformación de la cavidad y los que afectan previamente al núcleo del frente de excavación, así como de un ligamen igualmente estrecho entre la inestabilidad o el colapso del frente o núcleo de avance y la consecuente inestabilidad o colapso de la cavidad, aún si previamente estabilizada. • Las formas de la excavación, del soporte y del revestimiento, deben ser seleccionadas en manera tal que resulten estáticamente eficientes, constructivamente factibles y económicamente optimas, para lo cual en principio estarán caracterizadas por una forma de herradura, o por un único arco de circulo, menos que en la solera, la cual podrá ser seleccionada para cada sector de túnel, desde plana hasta curva con el mismo radio que el resto del perímetro de la sección, a medida en que la calidad geomecánica de la sección de excavación vaya pasando de optima a extremadamente precaria. • El revestimiento definitivo, debe garantizar el adecuado factor de seguridad o la confiabilidad establecida para la obra, absorbiendo las cargas que se estime le sean aplicadas a largo plazo, según los criterios definidos al respecto. En tales cargas, en principio, no se incluirían las acciones sísmicas, a menos que se trate de secciones específicas correspondientes a circunstancias consideradas en estos criterios especialmente sensibles a las acciones sísmicas, tales como por ejemplo ocurre en secciones de túnel muy superficiales o en secciones de túnel excavadas en sectores geológicos especialmente desfavorables (brechas de falla, etc.). En las secciones de revestimiento en que no resulte requerido acero de refuerzo para absorber solicitaciones estáticas, se deberá colocar acero para controlar el agrietamiento por retracción o alternativamente, se podrá eliminar tal acero y eventualmente sustituirlo con una adecuada cuantía de fibras, dependiendo todo de las limitaciones que se impongan a la aceptabilidad de desarrollo de las referidas grietas. Cuando el revestimiento no resulte directamente de exigencias estructurales, sus funciones serán entre otras, facilitar la ventilación natural, garantizar la regularidad geométrica de la sección, contribuir a la impermeabilización; en estos casos su espesor será el mínimo compatible con las exigencias tecnológicas (del orden de los 30 cm).

196

Finalmente, con apoyo sobre las bases filosóficas apenas expuestas en relación con la función del revestimiento definitivo del túnel excavado convencionalmente y sobre los criterios anteriormente descritos relativos a la determinación de las cargas actuantes sobre el revestimiento, diferentes según se trate de túneles superficiales intermedios o profundos, el cálculo estructural se lleva a cabo de manera rutinaria siguiendo la común práctica de la ingeniería estructural, apoyándose cuando necesario en el empleo de los códigos para el análisis numérico y siguiendo la teoría de los estados límites y las normas ACI para las estructuras de concreto armado. Más específicamente: El análisis estructural del revestimiento final se realiza a partir de los Valores Medios y Desviaciones Estándar de las tres variables geomecánicas aleatorias independientes: ¨GSI¨, ¨σci¨ y ¨mi¨. La presión característica actuante se determina mediante procedimientos probabilísticos y su valor corresponde al asociado a una probabilidad de no ser excedida del 95%. Se considera en el análisis, la vulnerabilidad ante la Acción Sísmica en aquellos sectores del túnel donde la cobertura vertical o lateral sea igual o menor que el ancho del sólido de cargas (B), y donde explícitamente lo recomienda el específico estudio geotécnico. El coeficiente de reacción característico del macizo rocoso se determina mediante procedimientos probabilísticos y su valor corresponde al asociado a una probabilidad de ser excedida del 95%. El Estado Límite de Agotamiento Resistente se evalua para la siguiente combinación de las Acciones: U = 1.2*PP + 1.3*CB siendo PP el Peso Propio y CB la Carga de Bóveda. Cuando se considera la Vulnerabilidad ante la Acción Sísmica, se aplica además la combinación que incluye tal acción sísmica (SU): U = PP + CB + SU. En aquellos tramos de túnel, para los cuales no se consideran las acciones sísmicas, y las cargas de roca actuantes sobre el revestimiento final resulten nulas o despreciables, se evalúa el Estado Límite de Agotamiento Resistente para las condiciones impuestas por el peso propio (PP) y el decremento de temperatura (DT) que afecta el cambio de volumen a temprana edad del concreto. La combinación de las acciones a ser empleada es la siguiente: U = 1.2*PP + 1.2*DT. Finalmente, cuando eventualmente lo implique explícitamente el modelo de análisis que se adopte en cada caso específico, según comentado a propósito de los criterios para la determinación de las cargas actuantes, en los casos superficiales e intermedios se aplican las combinaciones que incluyen también a la Carga de Hastíales (CH):

U1 = 1.2*PP + 1.3*CB + 1.3*CH U2 = 1.2*PP + 1.3*CB + 0.8*CH U3 = 0.9*PP + 0.8*CB + 1.3*CH U4 = 1*PP + 1*CB + 1*CH + SU

197

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24. G. PERRI A. & G. SICILIANO "Los Túneles del Metro de Valencia en Venezuela". GEAM-SIG Politecnico di Torino, 16-19 Noviembre 2004, Torino - Italia.

199

EL METRO DE VALENCIA La Línea 1 del Metro de Valencia, en su primer tramo actualmente en construcción, se inicia al Sur con la estación Monumental, de allí se extiende a lo largo de la Avenida Bolívar hasta la estación Miranda, con un recorrido de doble vía de aproximadamente 5 km de longitud. El tramo entre las estaciones Monumental y Las Ferias está construido en trinchera cubierta y la parte restante, a partir del portal Norte de estación Las Ferias, está siendo construida en subterráneo, mediante el uso de una máquina de excavación integral escudada, tipo EPBS, con diámetro de excavación de 9.519 metros. Entre las estaciones Las Ferias y Miranda, del tramo en construcción, están previstas otras 5 estaciones (Palotal – Santa Rosa – Michelena – Lara – Cedeño), las cuales han sido construidas previamente a la excavación del túnel, con el sistema Cut and Cover invertido. La Línea 1 se completará en segunda etapa con otras 5 estaciones, hasta Guaparo (figura 1).

Los Túneles del Metro de Valencia en Venezuela Gianfranco Perri a, Giuseppe Siciliano b

a Profesor de la Universidad Central Venezuela – Ingeniero Consultor – Caracas Venezuela [email protected] b Ghella Sogene C.A. – Caracas Venezuela [email protected]

Riassunto Si riassume l’ esperienza maturata durante la costruzione della prima tappa della Linea 1 della Metropolitana della citta’ di Valencia in Venezuela. I circa 5 Km di galleria in doppio binario con diametro interno di 9.42 metri, sono stati scavati con EPBS Lovat e rivestiti con conci (6+1) universali in calcestruzzo armato spessi 40 cm e lunghi 150 cm. I terreni scavati sotto falda e sotto coperture comprese tra i 7 ed i 20 metri erano costituiti da depositi alluviali e lacustri essenzialmente fini, composti da argille sabbiose con intercalazioni frecuenti di orizzonti piú incoerenti di sabbie argillose. Si presentano dati riguardanti le caratteristiche della TBM e d i p arametri di scavo, poi della produzione in fase di scavo e di rivestimento, quindi informazioni sugli assestamenti rilevati durante gli scavi.

La Moderna Tecnología “EPBS” en la Construcción de los Túneles de gran diámetro de la Línea 1 del “Metro de Valencia”

Gianfranco Perri - Profesor de Proyecto de Túneles Universidad Central de Venezuela

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GIANFRANCO

Cuadro de texto

International Congress on Mechanized Tunneling - Torino Italia, 16 al 19 Noviembre 2004

MIRANDA

E.MIRANDA

Figura 1: Línea 1 en construcción y futura Línea 2 del Metro de Valencia

201

EL SUBSUELO La ciudad de Valencia se desarrolla en la llanura del lago que lleva su mismo nombre y en general, los terrenos interceptados por la excavación del túnel están constituidos por sedimentos cuaternarios de granulometría media-fina, compuestos por intercalaciones de arcillas, arcillas limosas, arenas de arcillosas a limosas, con esporádicos niveles de arenas limpias. Los niveles arcillo-limosos son los más representativos a lo largo del trazado, mientras que las otras unidades están presentes en geometría a lentes. El nivel freático de los acuíferos superficiales presentes en los depósitos cuaternarios a lo largo del alineamiento, es recargado en parte por las lluvias y en parte por los cursos de agua presentes en el área y los datos deducidos de piezómetros instalados a lo largo del trazado muestran que la tabla de agua se encuentra a una profundidad entre 2 y 10 m a lo largo de los tramos de línea en construcción . Dentro del marco geotécnico descrito, ha sido bastante natural seleccionar la metodología de excavación mecanizada según el método EPBS el cual efectivamente posee el principal campo de aplicación en terrenos de limitada a ninguna capacidad de auto soporte, con granulometrías típicas de limos y arcillas con arenas, iguales a los que caracterizaban al subsuelo a excavar. Por otro lado, problemas geotécnicos (contraindicaciones) que se podían presentar durante la fase de excavación con EPBS estaban los ligados a una eventual tendencia al comportamiento viscoso (sticky behaviour) y en este caso, los terrenos no presentaban tendencia a la viscosidad según lo que se ilustra en la figura 2.

Carta della collosità per terreni argillosi

0

5

10

15

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25

30

35

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0 20 40 60 80 100 120 140 160Wn/WP*100

IP (%

)

Comportamento colloso

Comportamento non colloso

Tendenza al comportamento

colloso

Figura 2: Carta del comportamiento stickyness de lo terrenos a ser afectados por el trazado

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EL TÚNEL

El túnel de 4221 mm de radio interno neto (figura 2) está siendo construido de manera totalmente mecanizada, mediante el uso de una maquina TBM de fabricación LOVAT, escudada y con la posibilidad de controlar las presiones en el frente de excavación mediante la adecuada aplicación de presiones de estabilización y control (EPBS). El túnel esta siendo soportado y revestido mediante secuencia única integrada a la excavación, con anillos prefabricados en concreto armado largos 1.5 m, compuestos de 7 (6+1 clave) elementos de espesor igual a 40 cm y diámetro interno igual a 8.442 m. El confinamiento del terreno circundante la excavación está garantizado en general por el escudo de acero de la TBM, luego al frente por la presión ejercida por la cabeza de la TBM en presión (EPB) y en la cola, a través de una inyección a presión de mezcla de cemento que se ejecuta contemporáneamente con el avance de la máquina a la salida de cada anillo con el propósito de garantizar el llenado del vació anular existente entre la parte externa del anillo de revestimiento y el perfil de excavación logrando al mismo tiempo el confinamiento total del anillo de revestimiento. La impermeabilidad del revestimiento se garantiza mediante sellos plásticos ubicados en los alojamientos dispuestos para este fin sobre el contorno, en proximidad de la cara externa, de cada elemento de los anillos.

Figura 3: Datos geométricos básicos de la sección del túnel

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LA TECNOLOGÍA EPBS

La tecnología EPBS permite además que mantener la estabilidad del frente de excavación, minimizar los asentamientos que se pueden producir en superficie durante la excavación con escudos a cabeza rotante, estabilizando el frente por la contrapresión transmitida por parte de la tierra ya excavada, previamente acondicionada y mezclada en el mismo frente de la excavación en una cámara de presión, desde la cual se va evacuando por medio de un tornillo sin fin, solo en la misma cantidad que se excava, manteniendo dentro de la cámara de tierra al frente un volumen prácticamente constante. Para evitar los asentamientos en la cola del escudo, esta tecnología está además complementada con un sistema continuo de inyección a presión del espacio anular que se forma durante el avance, entre la excavación y el revestimiento prefabricado instalado en la cola misma del escudo. Si en el frente de excavación está presente un terreno que contiene un porcentaje mayor o igual a aproximadamente un 30% de “finos” (pasantes al tamiz 200), es suficiente añadir solo la cantidad de aguas, si hiciera falta, necesaria para obtener una mezcla de suelo excavado que sea: suficientemente impermeable y suficientemente viscosa, y por ende capaz de transmitir la presión al frente sin perdidas por excesiva penetración en los estratos más permeables y/o por filtración de agua en presión hacia el tornillo sin fin de la salida. En la práctica siempre se utilizan aditivos para acondicionamiento y para así corregir los cambios en la humedad y en la granulometría del terreno excavado en el frente y a tales efectos, se utilizan espumas para sustituir los finos faltantes y el agua intersticial, mientras que, en los casos de frentes con predominio absoluta de arenas y/o gravas, se añadirán polímeros para aumentar la viscosidad del agua intersticial y así disminuir la permeabilidad en el frente y en la cámara. Durante cada avance del escudo, se deben inyectar al frente y en la cámara los aditivos necesarios para: mantener estable la presión de equilibrio y minimizar el torque en la cabeza de corte y en el sinfín, ya que el terreno acondicionado correctamente deberá ser lo suficiente fluido con escasa resistencia a la mezcolanza y a la extracción. El control de los dos parámetros (torque y presión) permite excavar con correcto balance. El operador debe para esto modificar oportunamente la velocidad de avance de los cilindros de empuje y el flujo y la dosificación de los aditivos inyectados. Por ejemplo, si el torque en la cabeza aumenta manteniéndose la presión en la cámara y el torque en el sinfín se debe aumentar la inyección en el frente. Si al contrario, con un bajo torque en la cabeza disminuye la presión en la cámara, se deberá aumentar la velocidad de avance y/o disminuir la rotación del sinfín de extracción y viceversa, aumentando la presión en la cámara se deberá disminuir la velocidad de avance. Para una correcta operación con el sistema EPBS, en principio se deberá poder controlar, durante la excavación:

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La presión de tierra en el frente de excavación (arriba, al centro y abajo), adecuadamente señalada por celdas instaladas en la cámara de presión - El torque en la rueda de corte - El torque en el sinfín - La dosificación y el flujo de los aditivos inyectados al frente - La velocidad de penetración del escudo y el flujo teórico de extracción de tierra el cual se compara con el volumen realmente extraído (numero de vagonetas) - La presión de inyección en el trasdós del revestimiento y la cantidad inyectada del relleno en la cola del escudo. Finalmente, para la instalación del anillo, se deberá controlar la posición del escudo respecto al anterior anillo instalado y por ende cual secuencia de instalación de las dovelas se debe implementar para corregir las eventuales distorsiones angulares entre ejes del anillo y escudo.

CARACTERÍSTICAS DE LA TBM La máquina excavadora (TBM) de escudo completo Lovat, utilizada para el proyecto, tiene un diseño de su cabeza cortadora (figura 4) para trabajar con frente cerrado y está equipada para la extracción del material mediante un tornillo sin fin, ubicado en posición baja dentro de la sección para permitir la excavación en modo de presión balanceada en el frente (EPB). La estructura básica de la cabeza cortante prevé aberturas que son capaces de cerrarse a través de una válvula que controla las puertas de entrada permitiéndose al operador ajustar la cantidad de abertura de la cabeza cortadora dependiendo de las condiciones del terreno: en arenas bajo el nivel freático, las aberturas pueden ser reducidas para controlar el flujo entrante del terreno, mientras que en arcillas las aberturas pueden ser agrandadas para facilitar la entrada libre de material dentro de la cámara de la cabeza cortadora.

Figura 4: Cabeza cortadora de la TBM - EPBS

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Dentro del perímetro cortante están alojadas las diferentes herramientas cortantes, distribuidas para maximizar la efectividad de excavación: 228 dientes de rastrillos y 88 escarificadores. Adicionalmente a los dientes de rastrillos y a los dientes escarificadores se pueden alojar discos cortadores intercambiables que pueden ser instalados en las mismas aberturas que se usan para los dientes escarificadores. Estos discos serían usados para romper los eventuales cantos (no previstos a ser encontrados en esta obra) hasta dimensiones que puedan ser “digeridos” por el tornillo sin fin. Tan importante como las herramientas que cortan el terreno, son los agentes acondicionadores que son agregados al terreno en la cámara del frente para aplicar y mantener la presión necesaria y para ello es fundamental la presencia y el buen funcionamiento de la junta para el fluido de rotación cuya función es transferir este fluido desde el escudo fijo a la cabeza cortadora rotante. El operador puede inyectar a presión y dosificar: espuma, polímeros, agua, o cualquier combinación de acondicionadores del terreno, a cualquiera o todos los puertos de inyección. El adecuado uso del acondicionamiento del terreno es la llave al éxito de la operación de EPB en la TBM ya que mediante la regulación de la inyección de los agentes acondicionadores del terreno en el frente, el operador puede mantener un mayor tiempo de mezclado el cual asegurará que habrá una buena distribución de los agentes a través de la masa terrosa recién excavada. También se puede acondicionar el terreno a lo largo de la longitud del sinfín. Otra fundamental variable de control de la operación de la TBM es la velocidad de rotación (de 0,0 rpm a 2,07 rpm). El torque de la cabeza cortadora es constante para velocidades desde 0,0 rpm a 1,03 rpm a una rata de 2542 toneladas metro. El torque a la velocidad máxima de la cabeza cortadora de 2,07 rpm es 1271 toneladas metro. Se puede obtener un pico máximo de torque inicial de 3050 toneladas metro. Un centro de control automático (PLC) de las operaciones de la TBM está localizado dentro del equipo, próximo a la cabeza rotante. Monitorea y suministra toda la información relativa a la mecánica hidráulica y electricidad del equipo y a la geometría y volumetría de la excavación, en tiempo real y gravando de manera digitalizada para conformar un detallado registro histórico de todo el proceso. Todos los datos monitoreados están disponibles a la vista del operador el cual, coadyuvado por todo un sistema de señalaciones de umbrales y de alarmas, puede intervenir instantáneamente en el control de las operaciones y del proceso mismo. El operador está asistido por otros pocos técnicos (3 a 4) que intervienen esencialmente durante las etapas del montaje de los segmentos del anillo de revestimiento (unos 20 minutos a cada ciclo de aproximadamente 1 hora), esencialmente para el izado e impernado temporal de los 7 elementos de concreto armado que conforman cada anillo. Se reporta una tabla algunas de las especificaciones básicas mas características de la TBM y la figura 5, muestra la sección longitudinal del conjunto: Cabeza–escudo–Backup de la TBM.

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Especificaciones Básicas de la TBM LOVAT (EPBS)

Diámetro excavación 9.519m

Longitud del escudo + Backup 180 m

Peso de la TBM + Backup 990 ton est.

Velocidad de avance de diseño 8 cm/min

Mínimo radio de curvatura 300 m

Conicidad del escudo 13mm

Potencia total instalada 5 100 kw

Torque de la cabeza cortadora 1 022 t.m @ 1,97 rpm

Máximo torque de la cabeza cortadora 2 043 t.m @ 0,98 rpm

Torque pico de la cabeza cortadora 2 452 t.m

Presión de diseño sello estático 8 Kg/cm2

Potencia de la cabeza cortadora 2 700 kw

Diámetro de tornillo sin fin 1,1 m

Potencia del tornillo sin fin 300 kw

Numero gatos de empuje 30

Empuje por gato a 340 Kg/cm2 180 t/gato

Empuje máximo total a 340 Kg/cm2 5400 t

Empuje por gato a 408 Kg/cm2 215 t/gato

Empuje máximo total a 408 Kg/cm2 6450 t

Carrera de los gatos 2.250 m

Dimensiones zapatas de empuje 813 mm * 311 mm

Area zapatas de empuje 2445 cm2

Radio cilindro de empuje 4437 mm

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A

A

Figura 5: Cabeza – Escudo – Backup (parcial) de la TBM EPBS LOVAT

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EL REVESTIMIENTO El revestimiento del túnel del Metro de Valencia está constituido por un anillo de concreto armado de espesor igual a 40 cm, compuesto por 7 elementos prefabricados (segmentos, o dovelas) ensamblados para configurar anillos de longitud 1.5 metros. Ya que la TBM avanza y excava apoyándose en la secuencia de anillo ya montada, el dimensionado y la verificación de los segmentos que conforman los anillos, dependen en gran parte de las condiciones de interacción con el sistema de empuje de la máquina (gatos). El anillo diseñado es de tipo universal, es decir idóneo ya sea para seguir el curso de las curvas verticales y horizontales eventualmente presentes a lo largo del trazado (hasta con un Rmin = 300 m), ya sea para continuar la excavación en línea recta, con la posibilidad también de corregir eventuales desviaciones propias de la máquina de excavación. Una secuencia de anillos universales, en efectos, cada uno de los cuales rotado oportunamente en torno al propio eje respecto al anillo precedente ya instalado y sin incluir ningún anillo especial, permite seguir cualquier trazado manteniendo sobre una única superficie plana la zona de contacto entre anillos sucesivos (figura 6).

Figura 6: Esquema conceptual del anillo universal Es necesario también tener presente que no se puede instalar una secuencia indefinida de anillos con juntas longitudinales alineadas porque se debilitaría estructuralmente el revestimiento en dirección longitudinal y por tal motivo hay una rotación permitida para obviar tal inconveniencia. La característica geométrica fundamental de un anillo universal se basa en el hecho que las dos secciones terminales del mismo no son paralelas; en consecuencia los segmentos que componen el anillo tienen longitudes diferentes entre ellos, variables a lo largo del perímetro. La propiedad geométrica es su conicidad, o sea la diferencia entre su longitud máxima y su longitud mínima (figura 7).

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Figura 7: Características geométricas del anillo universal

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La definición de tales medidas deriva de la exigencia de minimizar en cada sección el alejamiento que se crea durante la construcción entre el eje teórico y el eje real del túnel, correspondiente a la secuencia de los ejes de los anillos instalados en modo tal que garanticen el respeto del galibo limite con referencia al eje teórico del túnel (figura 8).

Figura 8: Esquema la secuencia de anillos universales en curva de radio mínimo (R=300m) Tal secuencia es teórica porque asegura exclusivamente que el anillo proyectado estará en grado de seguir el trazado con la precisión requerida. No obstante, durante la fase de instalación en obra la secuencia podrá ser diversa en función de las exigencias ligadas al avance real de la máquina de excavación. Los datos de ingreso requeridos y que definen la geometría del anillo universal, al igual que las reglas para su posicionamiento en secuencia, son: radio interno del anillo (4221 mm); radio externo del anillo (4621 mm); longitud media del anillo (1500 mm); diferencia entre la longitud media y la longitud mínima o máxima del anillo igual a 56 mm. Los datos de egreso están constituidos por la secuencia teórica de los anillos que permiten seguir la curva indicada y de la distancia entre el eje teórico y aquel real para cada nuevo anillo instalado y los valores máximos, medio y mínimo de tal distancia a lo largo de toda la curva definida. La selección de la rotación adecuada, que un anillo debe tener respecto al precedente, resulta de la simulación de todas las posibles rotaciones de los tres anillos sucesivos (una simulación de previsión). Se selecciona como rotación aquella que minimiza el máximo valor de desplazamiento de los tres anillos hipotéticamente instalados. Tal proceso permite elegir no sólo sobre la base del desplazamiento entre eje teórico y eje real con la instalación de un anillo, sino también en base a la influencia que tal elección tendrá en la sección sucesiva, reduciendo así los desplazamientos a lo largo de toda la curva y por lo tanto garantizando con mayor seguridad el respeto de la línea límite. La curva estará teóricamente mantenida con la precisión definida por los siguientes parámetros estadísticos del alejamiento del eje real del teórico: Valor máximo < 12.6 mm; Valor mínimo < 0.96 mm; Valore medio ≈ 5.5mm. Los valores reales del desplazamiento dependerán de la secuencia real de los anillos rotados que será aplicada en función de las exigencias de avance de la máquina.

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LOS ASENTAMIENTOS EN SUPERFICIE

Cuando se excava en ambiente urbano con bajas coberturas y con grandes diámetros, uno de los problemas técnicos más importante a tratar y resolver en el proyecto y construcción del túnel, es ciertamente el del control de las deformaciones del terreno alrededor de la excavación y en especial del control de los asentamientos en superficie. Las deformaciones del terreno están principalmente ligadas a la descompresión en el frente de excavación y al cierre del espacio anular que en la cola del escudo se forma al momento de la extrusión de cada anillo de revestimiento: espacio anular ocupado por el espesor del escudo mismo (15 cm en este caso). La tecnología EPBS constituye un gran apoyo para el control del primer componente, mientras el control del segundo de los componentes de las deformaciones del terreno se apoya en el adecuado e inmediato relleno del espacio anular, mediante las inyecciones de mortero que, con aceleradores de fraguado, se ejecutan con continuidad durante todas las fases del proceso de avance de la excavación y montaje de los anillos. El primer tramo excavado (entre Las Ferias y Palotal) ha representado de alguna manera la ocasión para calibrar los procesos de definición y control de presión EPB en el frente y de presión de inyección en la cola del escudo, de manera que los resultados logrados en términos de control de las deformaciones, no han podido ser considerados totalmente satisfactorios, habiéndose registrado en superficie asentamientos máximos localizados del orden de los 10 cm y en general del orden de los 5 cm, en correspondencia del eje del túnel. También pudo observarse que los asentamientos iniciaban a producirse en coincidencia con el paso del frente de excavación (no antes) incrementándose luego durante los 2-3 días inmediatamente siguientes al paso del frente y manteniéndose luego estabilizados, pareciendo lo anterior una clara señal de un buen control del frente mediante la presión del EPB y de un mas deficiente control en la cola mediante las inyecciones del relleno anular. En todos los casos sin embargo, los asentamientos registrados en correspondencia de los dos puntos extremos de las secciones monitoreadas en superficie (ubicados aproximadamente a unos 15 metros desde el eje del túnel), nunca han superado los 2-3 mm. A partir del segundo tramo excavado (entre Palotal y Santa Rosa), los resultados logrados han mejorados decididamente, registrándose, mediante el sistemático monitoreo superficial, asentamientos máximos del orden de los 3 cm, con valores más frecuentes inferiores al centímetro, en correspondencia del eje del túnel. Finalmente, en correspondencia del los primeros dos tramos, ninguna estructura superficial o sub-superficial ha sufrido daño alguno, incluyendo un tubo enterrado de gas-ducto, de 30 cm de diámetro, interceptado seudo-transversalmente por la excavación del túnel con una distancia entre la clave del túnel y la base del tubo del orden de los 3 metros. REFERENCIAS Perri, G., 2004. Proyecto y Construcción de Túneles con “EPBS” para el Metro deValencia – Venezuela. 1° Congresso Brasileiro de Túneis e Estruturas Subterráneas. Sao Paulo Nenna, A., 2004. Scavo meccanizzato della metropolitana di Valencia in Venezuela: Analisi della risposta all’avanzamento dello scudo EPB sulla base di dati di monitoraggio.Universitá degli Studi di Roma “Tor Vergata”.

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Historia y actualidad de los túneles en Venezuela

Gianfranco Perri

Universidad Central de Venezuela.

Caracas - Venezuela Email: [email protected]

RESUMEN

Tomando como referencia temporal al Metro de Caracas, se presenta la evolución histórica de la ingeniería de los túne les en Venezuela, recordando desde los túneles ferrocarrileros construidos en el siglo XVIII h asta los túne les de las autopistas extra-urbanas y urbanas, c onstruidos en Venezuela después de la segunda guerra mundial. La historia presenta luego un quiebre con el inicio de la construcción del Metro de Caracas en la segunda m itad de los años setenta, para continuar con los nuevos túneles viales construidos en los años ochenta. El presente de la ingenier ía de túneles en Venezuela, aún tiene como protagonista al Metro d e Caracas, pero este p rotagonismo debe ser com partido con otros sistemas metropolitanos de transporte, como los de la ciudad de Valencia y de Los Teques, y luego y sobre todo, con los modernos ramales ferrocarrileros en construcción desde Caracas h asta Puerto Cabello con casi una treintena d e kilómetro de túneles ya excavados a lo largo de los últimos diez años. Finalmente, al Metro de Caracas, al de Va lencia y al Ferrocarril a Pu erto Cabello estará íntimamente ligado también el futuro próximo de la ingeniería de túneles de Venezuela.

INTRODUCCIÓN Cuando se habla de túneles y m ás en general de obras subterráneas en Venezuela, es prácticamente inevitable tomar como referencia general el Metro de Caracas y en consecuencia, se entenderá por “Pasado del tunneling” todo hecho transcurrido hasta finales de los años 80, cuando se com pletó la construcción de las Líneas 1 y 2 del Metro de Caracas; diferenciando un pasado remoto hasta la primera mitad del siglo XX, luego un pasado próximo a partir del post segunda guerr a mundial y finalmente, un pasado reciente después de la mitad de los años 70, cuando se dio inicio a la construcción de los túneles del Metro de Caracas.

213

GIANFRANCO

Cuadro de texto

XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas, 9 al 11 Noviembre 2004

Por “Presente del tunneling” se entenderá luego todo hecho re lativo a los túne les actualmente en construcción, para la Línea 4 del Metro de Ca racas; para la Línea 1 del Metro de Valencia, recién completados y aún no en servicio; pasando por los tú neles del Ferrocarril Caracas-Cúa y por los del Metro de Los Teques, que están en las etapas finales de su construcción y terminando con los prim eros túneles del Ferrocarril Puerto Cabello-L a Encrucijada, que se encuentran en plena construcción. En cuanto al “Futuro del tunneling” finalmente, se hará referencia a los proyectos y a las obras aún por iniciarse como, entre otros, los largos túneles ferrocarrileros que sin solución temporal de continuidad con los ya construidos se ex cavarán para el Ferroca rril Puerto Cabello-La Encrucijada, o los túneles de la prolongación de la Línea 3 del Metro de Caracas que llevarán a interconectar próx imamente el Sistem a Metro con el Sistem a Ferrocarril y tam bién se mencionarán algunos proyectos viales previstos para ser ejecutados en el mediano plazo. Finalmente, debe precisarse que a continuación se hará referencia es encialmente a los túneles ferrocarrileros y a los túnele s viales, mientras los túneles hidr áulicos venezolanos si bien numerosos y largos, se om itirán, sin dejar s in embargo de hacer aquí la debida m ención al internacionalmente famoso túnel de Yacam bú, para el cual por cierto, bien podrían aplicarse indistintamente todas las tres colocaciones temporales de “Pasado - Presente y Futuro”.

PASADO

Los ferrocarriles con trenes traccion ados por locomotoras de vapor construidos en Venezuela entre finales del siglo X IX y comienzos del si glo XX, rep resentaron la inevitable y primera buena ocasión para la construc ción de num erosos túneles a lo largo y ancho de variados sectores del territorio nacional, la m ayoría próximos a la región capital aunque algunos, también importantes, más alejados hacia en la región andina. Se trató en todos los num erosísimos casos, de túneles de dimensiones modestas, sea por sección (generalmente en herradura recta, con anchos de 3 a 4 m etros y altos de 4 a 5 m etros) que por longitud (generalmente de pocas decenas de metros). Los ferrocarriles: Caracas-La Guaira, el prim ero de Venezuela inaugurado en 1883; Valencia-Puerto Cabello, inaugurado en 1888; Caracas-Los Teques, abierto en 1891 como primera etapa del Gran Ferrocarril de Venezuela entre Caracas-Valencia-Puerto Cabello y completado en 1894; Caracas-Petare-Santa Lucia, el Ferrocarril Central de Venezuela, completado por etapas entre 1888 y 1916; eran todos ferrocarriles de m ontaña, ya que salvaban los importantes desniveles que separan las ciudades de Caracas y Valencia de sus respectivos puertos (casi 800 metros en un caso y aproximadamente 500 metros en el otro), así como Caracas de Los Teques (aproximadamente +200 metros) con el “tren del encanto” y Petare de Santa Lucia, tramo en el cual se construyeron 14 túneles. El ambiente geo-litológico dentro del cual s e excavaron todos estos túneles, es el que corresponde a las for maciones metamórficas de la Cordillera de la Costa Central de Venezuela, constituidas en el caso de La Guaira y Petare-Santa Lucia por esquistos calcáreos y

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filitas cuarzo-micáceas y constituidas por esquistos cuarzo-micáceos, gneises y filitas, para el caso de Los Teques y f inalmente constituidas por gneises granitos y anfibolitas, para el caso Valencia-Puerto Cabello. Las condiciones físicas de los m acizos rocosos excavados eran las típic as correspondientes a rocas meteorizadas, debido a la general baja cobertura de los túneles casi siempre parietales, lo cual sin embargo, no evitó que se hiciera am plio uso de explosivos para las excavaciones y lo cual tampoco generó condiciones de particular precariedad en cu anto a la estabilidad de las excavaciones que en la mayoría de los casos resultaron ser totalmente auto-estables. Muchos de estos túneles, prácticamente todos aún abiertos y en algunos casos aún visitables, se han mantenido estables sin s oporte alguno y solam ente pocos fueron revestidos con concreto masivo, casi siem pre por tram os y principalm ente en coincidencias con los sectores de los portales. Al mismo contexto histórico geológico y tecnológico puede ser adscrito el Túnel El Calvario, el más antiguo de los p resentes en la ciudad de Caracas, ubicado en la vecindad de la cen tral Plaza El Silencio, fue construido an tes de 1896 para comunicar el Ferrocarril Central con la Estación Caño Am arillo del Ferrocarril Caracas- La Guaira, pasando debajo del cerro El Calvario. El túnel tiene una longitud de 100 m etros aproximadamente, bajo una cobertura máxima del orden de los 20 m etros y actualmen te aún alberga un canal am plio de tránsito vehicular. Otro y más largo túnel de 250 m etros debajo de El Calvario, para conectar el Gran Ferrocarril de Venezuela con la mism a Estación Caño Am arillo del Ferroca rril Caracas-La Guaira, fue planificado pero nunca construido. En el Plano de Caracas del ingeniero R. Razetti de 1919, se le puede adivinar el trazado, punteado. Otro muy antiguo túnel aún presente en la ciudad de Caracas, es el Túnel El Portachuelo el cual fue excavado en 1902 para el p aso del, desde hace ya muchos años desaparecido, tranvía que cubría la ruta extra urbana El Valle-E l Cementerio y en la actualidad sirve com o paso peatonal. El túnel fue excavado en las colinas de Roca Tarpeya, inmediatamente al sur del Río Guaire, en un m acizo rocoso m uy fracturado d e esquistos calcáreos d uros, con u na sección ovoidea y fue revestido en concreto. Cerrado el pasado remoto de los tún eles venezolanos con el cier re del capitulo de los túneles ferrocarrileros, el cual en la Venezuela m oderna ha permanecido totalmente cerrado hasta la era del Metro de Caracas, se debe p asar al pasado próximo de los túneles venezolanos y con ello, a los túneles viales construido s en las aut opistas urbanas de Caracas y en las autopistas extra-urbanas venezolanas a partir del segundo post guerra mundial. A lo largo de las autopistas de Caracas, c onstruidas entre 1950 y 1975, se han excavado varios importantes túneles, to dos gemelos y caracter izados por la m isma sección geo métrica de herradura recta con aproximadamente 10 metros de ancho.

215

F.A. TARGET CONTRATISTA

1890

Ferrocarril Caracas-Los Teques: Un Túnel del “ Tren del encanto”

216

Los Túneles La Planicie , terminales de hecho de la Auto pista La Guaira- Caracas y paso obligado de entrad a y s alida para Caracas, de sde y hacia el puerto y el aero puerto, fueron construidos entre Catia y San Martín en 1959. Los Túneles El Valle y los Túneles El Paraíso , fueron construidos en la Autopista Francisco Fajardo, la principal de Caracas, entre 1967 y 1968. Los Túneles La Trinida d, al final de la Autopista P rados del Este, comuni can el valle de Caracas con la ciudad satélite Baruta y fueron construidos entre 1972 y 1974.

Túnel El Paraíso - Portal El Paraíso Túnel La Trinidad

Túnel La Planicie - Portal San Martín Túnel El Valle - Portal El Valle

217

Comenta el ingeniero Roberto Centeno, “... se trataba de un época para la cual era u na aventura

muy arriesgada el construir túneles para tres c anales de 3.60 m etros cada uno, pues se trataba de

excavaciones cuyo frente supera los 105 metros a ser realizadas en rocas blandas, muy fisuradas, con

numerosos planos de debil idad y en las que generalm ente hay fil traciones de aguas. La presencia de

populosas barriadas de viviendas humildes (ranchos) que recubren las co linas que rodean al Valle de

Caracas introduce un factor de riesgo adicional, pues por no tener las viviendas servicios de cloacas,

todas las aguas servidas son dispuestas en sumideros c onstruidos en forma rústica en la superficie del

terreno y hasta profundi dades de dos a dos y med io metros. L os constructores de los ra nchos no

conocen nada de geología, como es obvio pensar, pero sí saben que el agua se infiltra rápidamente por

el fondo de l os sumideros y que ello les resuel ve el problema de la disposició n de sus aguas negras o

servidas, pues como ellos mismos lo expresan, ‘el su elo cuela bi en el agua, y por ello el t erreno es

bueno para construir el rancho’. E n tales condiciones, la gran mayoría de los expertos en túneles,

quienes intervinieron en el proyecto de las autopist as de la ciudad de Caracas, consideraron que las

características geomecánicas desfavorables de las ro cas blandas de las u nidades 1ito1ógicas de la

ciudad, en la mayor parte de los casos desmejoradas por la presencia de las filtraciones de aguas

servidas de los ranchos, hacían extremadamente riesgoso y demasiado costoso el d iseño y la

construcción de una secci ón de túne1 que pudiera al ojar tres canales de circulación vehicu1ar. Por

este motivo, principalmente, los túne1e s de la ciudad solo permiten el paso de dos canales de tránsito

vehicu1ar...”.

En efectos, la sección transversal de todos estos túneles de las autopistas urbanas de Caracas, y también de los de las autopistas extra urbanas que se citan m ás adelante, construidos hasta el 1975, fue rigurosamente estandardizada por el Ministerio de Ob ras Públicas. Cada uno de los dos tubos siempre presentes, tiene un ancho ne to de 9,25 metros, con dos canales de transito vehicular de 3,60 m etros y dos ace ras de ancho asimétrico con 1,50 y 0,55 m etros; el arco de calota tiene un radio neto de 5 metros y la altura libre al centro del arco es de 7,20 metros.

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El arco del revestimiento de calota y hastiales es en concreto de 40 a 60 centímetros de espesor y el pavimento no integra estructuralm ente el revestimiento. El drenaje ha sido originalm ente confiado únicamente a un subdren longitudinal central que corr e inmediatamente debajo del pavimento pero, algunos de estos túneles, específicamente los de La Planicie y los de El Valle, han presentado muy graves problemas de filtraciones que han requeridos de sucesivos trabajos de captación y evacuación de las aguas de percol ación (las ya citadas por el ingeniero R. Centeno) por m edio de vari as series de geo-drenes sub-horizontales colocados transversalmente en los hastiales, con lo cual sin em bargo, los problemas han sido controlados y resueltos solo parcialmente y solo temporalmente.

Sección típica de cada tubo de los túneles gemelos de autopista, construidos entre 1950 y 1975

Los túneles El Valle, ubicados entre la urbanización del m ismo nombre y la barriada El Cementerio, con una longitud m edia aproximada de 1.200 metros, dibujan un alineamiento en forma de “S” atravesando casi perpendicularm ente una fila de cota m áxima 1075 m.s.n.m. y alcanzándose allí una cobertura del orden de los 155 metros.

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El macizo rocoso excavado se compone de es quistos cuarzo-grafitosos calcáreos y calizas lenticulares en condiciones físicas de rocas meteorizadas a fres cas fracturadas y m uy fracturadas, con frecuentes presencias de aguas de precolación. Existen tres cámaras transversales que conectan los túneles gem elos, cada una larga unos 30 metros en sección de herradura recta de 4,50 m etros de ancho y 5,60 m etros de alto, las cuales fueron originalmente soportadas de forma muy deficiente, con un mínimo espesor de concreto proyectado y revestidas con concreto solo en algunos sectores de los hastiales, lo cual dio lugar a incipientes y recurrentes fenómenos de inestabilidad en todas la s tres cámaras, durante los varios años de operación. Finalmente, hacia el año 1995 en la cám ara N.1, del lado El Cem enterio donde opera una subestación de transformación, se produjo una importante chimenea derrumbándose unos 150 m3 de rocas lo cual oblig ó a ejecutar una estabilización radical llevada a cabo en muy difíciles condiciones ambientales, sin que se interrumpiera el tránsito vehicular diurno dentro de los túneles. Para ello los operadores del concreto proyect ado y de las perforadoras para los pernos, elementos con lo cual se estabi lizó la cámara, tuvieron que trabajar con máscaras y bombonas de oxigeno, de las utilizadas por los buzos.

Cámaras de comunicación N.1 de los Túneles El Valle – Sección original y chimenea La excavación de los túneles El Paraíso, ubicados entre la urbanización del mismo nombre y la barriada de El Cementerio, fue sistemáticamente seguida por geólogos muy detallistas, quienes levantaron cuidadosamente el fren te de excav ación y una m uestra de aquello se reporta a continuación.

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Túnel El Paraíso - Levantamiento geológico del frente

Durante la excavación de los túneles La Trinid ad, de casi 200 metros lineales de longitud, que se realizó toda en un m acizo rocoso de es quistos cuarzo m icáceos bastante alterados, s e presentó un problem a de inestabilidad de cierta magnitud en proxim idad del portal La Trinidad, produciéndose un macro-deslizamiento, cuyo control inclusive obligó a m odificar el proceso constructivo previsto.

Túnel La Trinidad – Portal La Trinidad – Deslizamientos en superficie durante la construcción

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En cuanto a los túneles viales de las autopistas extra-urbanas venezolanas, construidos entre los años 50 y la m itad de los 70, al igual de lo s de Caracas son todos g emelos y con sección geométrica a herradura recta: lo s Túneles Boquerón1 y Boquerón2 en la Autopista Caracas-La Guaira construidos en 1953, los Túneles Los Ocumitos de la Autopista Caracas-Maracay construidos en 1959 y finalm ente los Túneles La Cabrera en la Autopista Maracay-Valencia, también construidos en 1959. Los túneles Boquerón 1 son aún hoy en día lo s más largos viales de Venezuela, con aproximadamente 1.800 metros lineales, mientras los Boquerón 2 son largos aproximadamente 500 metros lineales. L as coberturas m áximas alcanzan los 200 m etros. Ambos túneles, en realidad los 4, fueron ventilados con un sistem a forzado de vangua rdia para la época de su construcción, con los ductos de aire en calot a y, los largos de Boquerón 1, con adem ás una potente estación de ventilación intermedia. Los túneles Los Ocumitos, dentro del parque homónimo ubicado próximo a la salida occidental de Caracas hacia Maracay, son relativamente cortos, casi 400 metros lineales, y están excavados bajo coberturas máximas que no alcanzan los 100 metros. Los túneles La Cabrera están ubicad os más hacia occidente, en la Autopista Caracas-Valencia, entre Maracay y Valencia; es tán constituidos por dos tubos, cada uno de cerca de 520 m de longitud, aproximadamente 10 m etros de ancho y 8 m etros de altura m áxima, hastiales verticales, techo abovedado circ ularmente (R=5,225m) y solera plana, con separación entre tubos de aproximadamente 9 metros pared a pared; la cobertura es gradualmente variable hasta 140 metros hacia el sector central del desarrollo longitudinal. Fueron construidos alrededor del año 1955 si guiendo el, para la época m uy novedoso, NATM (Nuevo Método Austriaco para Túneles) que preveía estabilizar las excavaciones esencialmente con el us o combinado de concre to proyectado y pernos m etálicos. La sección típica estuvo estabilizada con un recubrimiento de medianamente 5 cm de concreto proyectado en hastiales y bóveda, más 9 pernos de 1" de diámetro y 3 metros de largo colocados en el tope de los hastiales y bóveda, con 2 m etros de separación transversal y a cada metro de separación longitudinal. Para conformar un tubo de ventilación forzada c on la bóveda, en cada túnel se construyó una concha curva (falso techo) con placas de unos 50 cm de flecha negativa, en concreto armado de medianamente 10 cm de espesor y em potradas de manera continua al recubrim iento de concreto proyectado en la intersección de la bóveda con los hastiales, a una altura desde el piso de aproximadamente 4 metros. Los túneles fueron excavados en un m acizo rocoso constituido por esquistos cuarzo-grafitosos y esquistos cuarzo-calcáreos, con frecuentes len tes de calcita cristalina o m ármol. El rum bo general de la foliación es casi p aralelo al eje de los túneles y el buzam iento es muy elevado hasta seudo vertical, debiéndose ad emás señalar la presencia de procesos tectónicos de cierta relevancia ya que el área de emplazamiento de los túneles está comprendida entre la gran Falla de La Victoria, que pasa al Sur, y la Falla de La Cabrera, que pasa al Norte, ambas con rumbo seudo paralelo con el de los túneles.

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Existen varios documentos profesionales los cual es muestran que después de pocos años de haber entrado en funcionam iento los túneles, se comenzaron a manifestar claros y num erosos indicios de inestabilidades, con fisuras en el concreto proyectado del soporte, especialm ente hacia los sectores centrales del tubo norte, bajo las mayores coberturas. Adicionalmente, importantes deformaciones en el pavimento de concreto habían ocasionado que vehículos pesados chocaran repetidamente con sus abundantes cargas en el falso techo, dañándolo seriamente principalmente en coincidencia con los sectores su jetos al agrietamiento del concreto proyectado del revestimiento estructural.

Túneles La Cabrera – Sección típica de cada uno de los dos tubos Existen también varios indicios que hacen pres umir que a la situación ilustrada concurrieron probablemente un conjunto de num erosos factores, incluyendo algunos de índole político-administrativa debido a los cua les es posible que un revestimiento definitivo complementario, de alguna manera previsto por el proyecto, no fue luego completamente aplicado. También es probable que a tal hecho hayan concurrido falsos entusiasmos y falsas expectativas ligadas al aún demasiado novedoso método constructivo, cuya cautivante filosofía se basaba en la utilización de la res istencia del terreno para formar con este una estructura anular en buena parte autoportante alrededor del túnel, y el soporte era por lo tanto aplicado solam ente para facilitar y permitir tal formación.

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Totalmente cierto es en todo caso, que los túneles entraron en servicio con una clara insuficiencia estructural y finalmente, hacia mitad de los años 90 se encomendó la reparación y refuerzo estructural de los túneles y los trabajos, ejecutados lentamente y penosamente durante las horas nocturnas para no interrumpir el trans ito vehicular, se prolongaron a lo largo de casi una década. Estos trabajos de reparación consistieron acerta damente en el refuerzo del pila r central, mediante la aplicación de ancla jes post-tensados pasantes, al i gual que de las paredes de los hastíales externos. También se aumentó sustancialmente el espesor del concreto proyectado de todos los hastiales mientras, en cuanto a la bóveda, una infeliz m al concebida y peor aún realizada solución, llevó a la construcción d e una nue va bóveda absolutam ente ineficaz, im plicando además la eliminación del falso techo original y por consecuencia desmantelando por completo el sistema original de ventilación forzada. Finalmente, un proyecto de drástico y definitivo refuerzo estructural integral, diseñado para las secciones centrales más afectadas por las inestabilidades y consistente en la construcción de un nuevo revestimiento integrado a un arco de contra-bóveda, no fue e jecutado por razones económicas y por no enfrentar las inevitables e impopulares interrupciones tem porales del tránsito vehicular. A partir de la segunda mitad de lo s años 70, se inicia la construcción de los túneles de la Línea 1 del Metro de Caracas, entrando con ello en el pasado reciente de los túneles venezolanos y revolucionando para siem pre la ingeniería de túneles en Venezuela, pero paralelam ente continúa extendiéndose la red vi al de autopistas ex tra-urbanas y se construyen nuevos túneles gemelos, ahora con una más amplia sección de herradura curva con capacidad para tres canales y con aproximadamente 13 metros de ancho. Los Túneles Los Totumos en la Autopista Caracas-Guarenas en 1976, los Nuevos Túneles La Planicie en 1981 en C aracas, y los Túneles La Vuelta G rande en la Autopista Guarena-Barcelona en 1987. Los primeros de estos túneles gem elos, Los Totumos, se construyeron con éxito en rocas blandas esquistosas muy fisuradas, empleando un reves timiento provisional cons tituido por concreto proyectado y un sistema de impermeabilización muy novedoso para la época, con el empleo de láminas continuas de PVC conectadas mediante soldadura al calor, a unas arandelas de PVC sos tenidas por clavos de aceros fijado s al concreto proyectado; com o paso final se construye el revestimiento definitivo de concreto armado el cual queda protegido por la lámina impermeabilizante continua contra las f iltraciones del agua proveniente de la m asa de roca blanda. Las aguas retenidas por la membrana son evacuadas a través de sub-drenajes ubicados al pie de los hastiales.

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Túneles Los Totumos - Impermeabilización

Los dos túneles nuevos La Planicie, se cons truyeron empleando el m étodo Bernold el cual, como una especie de variante del NATM, se caract eriza por recurrir al uso de chapas metálicas flexibles a m anera de entibado en tre costillas. En la construcción de estos túneles, se quiso emplear una rozadora a objeto de evitar las molestias de las vol aduras a las densas pobladas que cubrían el cerro de La Plan icie: el intento funcionó solam ente a mitad ya que f inalmente, frente a la presencia de sectores m uy competentes de un macizo rocoso anfibólico, se tuvo que hacer abundante uso de explosivos.

Nuevos Túneles La Planicie - Geología y ubicación relativa a los túneles viejos

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Para el proyecto de estos importantes túneles, de aproximadamente 1 Km de longitud y hasta unos 200 metros de cobertura, por primera vez se investigó integralmente el subsuelo mediante la construcción de dos túneles exploratorios de 2,40 x 2,70 metros a todo lo largo del trazado previsto, se ejecutaron perfiles geo-sísmicos, perforaciones exploratorias y ensayos de caracterización en laboratorio.

Nuevos Túneles La Planicie - Sección principal y galerías exploratorias Los túneles La Vuelta Grande f inalmente, también gemelos y con aproxim adamente 350 metros de longitud, fueron construidos bajo una cobertura máxima del orden de los 120 metros, con una sección de casi 13 metros de ancho neto definitivamente revestida en concreto armado, incluido la solera completamente plana. Fueron excavados con avance a m edia sección en un m acizo rocoso m etamórfico de rocas esquistosas en condiciones físicas medianamente meteorizadas y el soporte prim ario previó el uso de costillas metálicas y concreto proyectado para el arco de bóveda, mientras los hastiales, durante la fase de excavación del banco, fuer on temporalmente soportados con solamente una capa de concreto proyectado.

Túneles La Vuelta Grande - Soporte primario y revestimiento definitivo

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Adicionalmente y para com pletar el cuadro actual de los túneles viales existentes en todo el territorio de Venezuela, debe m encionarse que en la región andina se construyó, entre 1981 y 1991 en la autopista Mérida-El Vigía, una seri e de cuatro túneles: Estanques – Cañabrava – Mocotíes – Santa Teresa, agrupando luego con el revestimiento definitivo los últimos dos e n uno solo, mediante la construcción de un falso túnel que cubrió la marcada incisión topográfica natural que los separaba. El túnel Estanques, con un ancho neto de 9,4 m etros, es largo 1.484 metros y se excavó dentro de un m acizo sedimentario constituido por la clásica alternancia de areniscas y lutitas, con predominio de las primeras. El túnel Cañabrav a, con 14,2 m etros de ancho (dos canales en subida y uno en bajada, para sa lvar una muy fuerte pendiente de l orden del 8%), es largo 538 metros y los túneles Mocotíes-Santa Teresa, con 1.662 y 1.548 metros de longitud, nuevamente son anchos 9,4 metros. El proyecto vial de la autopi sta preveía en cada caso la constr ucción de tubos de tres canales de tránsito, pero luego del inic io de la excavación del túnel Es tanques, se optó por reducir la sección a dos canales, conservando el esquema original solamente para el túnel Cañabrava. El macizo rocoso en que se excavaron los dos túneles centrales son graníticos poco fracturados y, bajo las coberturas extremadamente elevadas en las se excavaron, la resistencia del material rocoso alcanzaba picos de hasta 2.000 Kg/cm 2. La porción m edia final del Santa Tersa, nuevamente se excavó en la form ación sedimentaria, pero esta vez con franco predo minio de las lutitas sobre las areniscas.

EL METRO DE CARACAS

En 1978 se iniciaron finalm ente, después de a ños de planificación y proyectos, las obras subterráneas de la Línea 1 del Metro de Caracas en el Oeste de la ciud ad y desde entonces el avance no se ha prácticam ente detenido hasta todo el 1994: El 2 de enero 1983 se inauguró el (primer) tramo Pro Patria-L a Hoyada y en m arzo del m ismo año el (segundo) tram o La Hoyada-Chacaío de la L ínea 1. Para 1988 se completaron las Líneas 1 y Línea 2 y el 18 de diciembre de 1994 se inauguró el tramo Plaza Venezuela-El Valle de la Línea 3. Todo, para un total de 45 kilómetros de línea y 40 estaciones, en un lapso de aproximadamente 15 años. Los túneles excavados y en operación sum an 15 Kilómetros y sobre aquellos, sobre su proyecto y su construcción, ciertamente se pueden escribir libros enteros: sobre los record de producción, las dificultades, los in convenientes, los fracasos y las m il maneras exitosas de cómo aquellos se enfrentaron y resolvieron. Los túneles excavados con escudos de varias ge neraciones, de frente abierto sem iabierto y cerrado, han sido los m ás numerosos y representativos de todos, constituyendo aún hoy en día un icono del Metro de Caracas: con sus anillos de revestimiento prefabricados de (6+1) segmentos en concreto arm ado envigado de altísim a resistencia, de 5,16 m etros de diámetro interno, 22 cm de espesor y largos inicialmente 0,80 metros y luego también 1,20 metros.

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Metro de Caracas – Túnel gemelo estándar – Líneas 1 - 2 –3

Metro de Caracas – Anillo estándar – Líneas 1 - 2 –3

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Metro de Caracas – Estadísticas de las obras y Operaciones para el año 1995

Metro de Caracas – Entrada y salida de los túnel gemelos estándar

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El control de los as entamientos en superf icie en correspondencia de coberturas lim itadas y condiciones críticas del subsuelo aluvial arcillo-arenoso con nivele s de falda sub-superficiales, ha constituido en todos los fren tes de excavación una prioridad absoluta y para ello se han implementado sofisticadas campañas de monitoreo, sistemáticas en unos casos y puntuales en otros casos, desde el subterráneo, a la superficie, a las estructuras adyacentes. La investigación del subsuelo, abundante, sist emática y m eticulosa, ha incluido tam bién pruebas en laboratorio y en situ para la carac terización geotécnicas de los terrenos a excavar y hasta para la m odelación a escala de las ob ras a realizar, como ocurrió en el caso de la denominada fosa Capuchinos en la Línea 2, la cual incluyó 2 galerías experimentales, todo completamente instrumentado y monitoreado con mediciones de asentamientos en superficie, presiones sobre los soport es de galerías y fosa, convergencias en las galerías y en las paredes de la fosa, entre otros.

Metro de Caracas - Línea 2 – Fosa experimental de instrumentación y monitoreo

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La presencia de gasolina en el subsuelo durante las exploraciones y luego las excavaciones con escudo, fue un hecho imprevisto y luego recurrente y tal circunstancia estim uló interesantes estudios, investigaciones y soluci ones ingeniosas con las cuales se pudo finalm ente reducir y controlar una problemática potencialmente en extremo grave. La gasolina en el subsuelo del Metro de Cara cas ha sido detectada esencialm ente a todo lo largo de la Línea 1. Durante la s investigaciones del subsuelo en la fosa de la Estación California donde se m anifestaron emanaciones gaseosas e incendios, luego durante las excavaciones subterráneas se midieron hasta 28.000 ppm y finalmente, durante las operaciones en proximidad de las E staciones Parque del E ste y Gato Negro. En las Líneas 2 y 3 se manifestaron presencias gaseosas únicam ente durante las exploraci ones del subsuelo, en coincidencia con la ejecución de perforaciones y de la instalación de piezómetros. En la Línea 3 se midieron en una ocasión hasta 6.000 ppm. Pero las innovaciones tecnológicas no se lim itaron a las sofisticadas m aquinas de excavación integral (TBM) empleadas, sino se extendieron por ejemplo a la preservación de los servicios, edificaciones y estructuras en general, presente en superficie y en el subsuelo en proximidad de las excavaciones. La cuadra histórica en pleno centro de Caracas , también fue escenario p ara las excavaciones subterráneas de un túnel especial de gran diámetro construido, entre las estaciones La Hoyada y Capitolio, por etapas con dos galerías m ineras para alojar el pie de los hastiales prim ero y luego con un amplio semi-escudo abierto, bajo coberturas limitadas a muy pocos metros. Se protegieron con éxito las ed ificaciones coloniales de la ig lesia de San Francisco, de la Universidad y de la Corte Suprem a y para e llo se construyó una pantalla enterrada de micropilotes para cuyo proyecto se em pleó la novedosa metodología de los elem entos finitos (FEM).

Metro de Caracas - Línea 1 - Túnel Cuadra Histórica - Protección con micropilotes

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Metro de Caracas - Línea 1 – Ejemplos de empleo de la tecnología jet grouting

Se experimentó con éxito y luego se hizo casi ru tina la tecnología del “jet grouting”, desde e l mismo comienzo de las labores subterráneas en el Oeste de la Línea 1, y luego en el Este y luego en la Línea 2 y en la 3. Pa ra controlar los asentamientos en superficie, para controlar el frente de introducción del topo en el fondo de las estaciones una vez abatido el diafragm a de muros colados soporte de las profundas excavacione s a cielo abierto, para recalzar estructuras de varia naturaleza y, hasta desde el mismo subterráneo, para controlar la estabilidad durante la excavación del banco del túnel minero de gran diámetro para las maniobras de la Línea 2.

Metro de Caracas - Línea 2 - Túnel de Maniobras - Consolidación con jet grouting

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También hubo fracasos: Para excavar el ya m encionado túnel minero de gran diám etro de la Línea 2, se com praron dos m aquinas cortadoras de sierra y una rozadora, las cuales no pudieron excavar sino pocos m etros cada cuna, debido a la presencia de cantos rodados duros dentro del terreno.

Metro de Caracas - Línea 2 - Túnel Minero: Equipos Sierra y Rozadora Se abrieron algunas chim eneas importantes en el frente y en la cola de los escudos y, aunque solo localmente, los problemas serios alcanzaron también la superficie, obligando al desalojo y demolición de algunas edificaciones humildes, ubicadas adyacentes a los túneles más al Sur en la misma Línea 2. También ocurrió un episodio si milar hacia el extremo Este de la Línea 1, pero esta vez en coincidencia c on el inicio de la excavación de un túnel minero de doble vías, en proximidad de Palo Verde.

Metro de Caracas - Saneamiento de chimeneas hasta la superficie

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Pero el Metro de Caracas hab ía restablecido la continuidad con el pasado remoto de la ingeniería de túneles en Venezuela y habí a llegado para quedarse y para mantener la continuidad con el futuro: con las nuevas líneas del mismo Metro de Caracas, con el Metro de Valencia, con el Metro de Los Teques, con el Ferrocarril Caracas -Valencia-Puerto Cabello, etc., etc..

Pasado Remoto y Pasado Reciente: Túneles del Calvario y del Metro de C.en Caño Amarillo

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PRESENTE El Metro de Valencia La Línea 1 del Metro de Valencia, en su primer tramo actualmente en construcción, se inicia al Sur con la estación Monum ental y se extiende hacia el Norte a lo largo de la Avenida Bolívar hasta la estación Miranda, con un recorrido de aproxim adamente 6 km de longitud. El tram o entre las estaciones Mo numental y Las Ferias está construido en tr inchera cubierta y la pa rte restante, a p artir del portal Norte de estación Las Ferias, ha sido construida en subterráneo, mediante el uso de una m áquina de excavación integral escudada, tipo EPBS, con diámetro de excavación de 9,519 metros, para el transito de trenes en doble vía férrea. Entre las estaciones Las Ferias y Miranda, están pres entes otras 5 estaciones (Palotal – Santa Rosa – Michelena – Lara – Cedeño), las cuales han si do construidas previamente a la excavación del túnel, con el sistema “Cut and Cover” invertido. La Línea 1 se completará en segunda etapa con otras 5 estaciones, hacia el Norte hasta la ciudad Guaparo, sede de la Universidad de Carabobo. Debido a que la ciudad de Valencia se desarrolla en la lla nura del lago que lleva su mismo nombre, lo s terrenos interceptados por la excavación de los túnel están constituidos por sedimentos cuaternarios de granulom etría media-fina, compuestos por intercalaciones de arcillas, arcillas lim osas, arenas de arcillosas a lim osas, con es porádicos niveles de arenas limpias. Los niveles arcillo-lim osos son los más representativos a lo largo del trazado, mientras que las otras unidades están presentes en geometría de lentes. El nivel freático de los acuíferos superficiales presentes en los depó sitos cuaternarios a lo larg o del alineamiento, es recargado en parte por las lluvias y en parte por los cursos de agua presentes en el área y los datos deducidos de piezómetros instalados a lo largo del trazado muestran que la tabla de agua se encuentra a una profundidad entre 2 y 10 m.

Metro de Valencia - Datos geométricos básicos de la sección del túnel

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Dentro del marco geotécnico descrito, ha sido ba stante natural seleccionar la metodología de excavación mecanizada según el método EPBS el cual efectivamente posee el principal campo de aplicación en terrenos de lim itada a ninguna capacidad de auto-soporte, con granulometrías típicas de limos y arcillas con ar enas, iguales a los que caracterizaban al subsuelo a excavar. Por otro lado, problemas geot écnicos (contraindicaciones) que se podían presentar durante la fase de excavación con EPBS estaban los ligad os a una eventual tend encia al comportamiento pegajoso “sticky behaviour” y en este caso, los terrenos no presentaban tal tendencia.

Metro de Valencia – Maquina EBBS de aproximadamente 10 metros de diámetro El túnel de 4.221 mm de radio interno neto, ha sido construido de m anera totalmente mecanizada mediante el uso de una maquina TBM escudada con la posibilidad de controlar las presiones en el frente de excavación m ediante la adecuada aplicación de presiones de estabilización y control (EPBS) y ha sido soportado y revesti do mediante secuencia única integrada a la excavació n, con anillos prefabrica dos en concreto arm ado largos 1,5 m etros y compuestos de 7 elementos de espesor igual a 40 cm y diámetro interno igual a 8,442 metros. El confinamiento del terreno ci rcundante la excavación ha si do garantizado por el escudo de acero de la TBM, luego al frente por la presi ón ejercida por la cabeza de la TBM en presión (EPBS) y en la cola, a través de una inyección a presión de m ezcla de cemento que se ejecuta contemporáneamente con el avance de la m áquina a la salida de cada anillo con el propósito de garantizar el llenado del vacío anular ex istente entre la parte externa del anillo de revestimiento y el perfil de excavación logrando al mismo tiempo el confinamiento total del anillo de re vestimiento. La im permeabilidad del revestimiento ha si do garantizada m ediante sellos plásticos ubicados en los alojam ientos dispuestos para este fin sobre el contorno, en proximidad de la cara externa, de cada elemento de los anillos.

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La tecnología EPBS, adem ás de m antener la estabilidad del frent e de excavación, perm ite minimizar los asentam ientos que se pueden produc ir en superficie durante la excavación, estabilizando el f rente con la con trapresión transmitida por parte de la tier ra ya excavada previamente acondicionada y mezclada en el mismo frente de la excavación en una cám ara de presión desde la cual s e va evacuando, por medio de un torn illo sin fin, en la misma cantidad que se excava, manteniendo así dentro de la cámara de tierra al frente un volumen constante. En cuanto al referido acondicionamiento de la tierra, si el terreno contiene un porcentaje mayor o igual a aproximadamente un 30% de “finos”, es suficiente añadir solo la cantidad de aguas, si hiciera falta, necesaria para ob tener una m ezcla de suelo excavado q ue sea suficientem ente impermeable y viscosa para transmitir la presión al frente sin pérdidas por excesiva penetración en los estratos más permeables y, o, por f iltración de agua en presión hacia el tor nillo sin fin de la salida. Alternativamente se utilizan aditivos (espumas) para corregir las deficiencias en la humedad y en la granulom etría del terreno excavado. Finalm ente, en los casos de f rentes con predominio absoluto de arenas y, o, gravas, se añaden polímeros para au mentar la viscosidad del agua intersticial y así disminuir la permeabilidad en el frente y en la cámara. Para evitar los asentamientos en la cola del escudo, la tecnol ogía EPBS es complementada con un sistema continuo de inyección a presión del espacio anular que se forma durante el avance, entre la excavación y el revestimiento prefabricado instalado en la cola del escudo. El revestimiento del túnel está constituido por un anillo de concreto armado de espesor igual a 40 cm, compuesto por 7 elem entos prefabricados (segmentos, o dovelas) ensamblados para configurar anillos de longitud 1,5 metros.

Metro de Valencia – Segmentos de los anillos de revestimiento prefabricados

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El anillo es de tipo universal, es decir idóneo ya sea para seguir el curso de las curvas verticales y horizontales eventualmente presentes a lo largo del trazado (hasta con un Rmin = 300 m), ya sea para co ntinuar la excavación en línea rect a, con la posibilidad tam bién de correg ir eventuales desviaciones propias de la máquina de excavación. Una secuencia de anillos unive rsales, en efecto, cada uno de los cuales rotado oportunam ente en torno a l propio e je respecto al a nillo precedente ya instalado y s in incluir ningún anillo especial, permite seguir cualquier trazado m anteniendo sobre una única superficie plana la zona de contacto entre anillos sucesivos. Es necesario tam bién tener presente que no se puede instalar una secuencia ind efinida de anillos con juntas lo ngitudinales alineadas porque se debilitaría estructuralmente el revestimiento en dirección longitudinal y por tal motivo hay siem pre una rotación prevista para obviar tal inconveniente. La característica geométrica fundamental de un anillo universa l se basa en el hecho que las dos secciones terminales del m ismo no son paralelas ; en consecuencia los segm entos que componen el anillo tienen longitude s diferentes entre ellos, variab les a lo largo del perím etro. La propiedad geométrica es su conicidad, o sea la diferencia entre su longitud m áxima y su longitud nominal.

Metro de Valencia – Túnel revestido con anillos prefabricados universales

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La definición de tales m edidas deriva de la exigencia de m inimizar en cada sección, el alejamiento que se crea durante la construcción entre e l eje te órico y el eje real del túnel correspondiente a la secuencia de los ejes de los anillos instala dos en modo tal que garanticen el respeto del galibo limite con referencia al eje teórico del túnel. La selección de la rota ción adecuada, que un anillo debe tener respecto al p recedente, resulta de la simulación de todas las posibles rotaciones de los tres anillos sucesivos (una sim ulación de previsión). Se selecciona como rotación aquella que m inimiza el m áximo valor de desplazamiento de los tres an illos hipotéticamente instalados y ta l proceso permite elegir no sólo sobre la base del desplazamiento entre eje teórico y eje real con la instalación de un anillo, sino también en base a la influencia que tal el ección tendrá en la secció n sucesiva, reduciendo así los desplazamientos a lo largo de toda la curva y por lo tan to garantizando con m ayor seguridad el respeto de la línea límite. Cuando se excava en ambiente urbano con bajas coberturas y con grandes diám etros, uno de los problemas técnicos más importantes a tratar y resolver en el proy ecto y construcción del túnel, es ciertamente el del control de las deformaciones del terreno alrededor de la excavación y en especial del control de los asentamientos en superficie. Las deformaciones del terreno están principalmente ligadas a la descompresión en el frente de excavación y al cierre del espaci o anular que en la co la del escudo se form a al momento de la extrusión de cada anillo de revestimiento: espacio de 15 cm ocupado por el espesor del escudo. La tecnología EPBS constituye un gran apoyo para el control del primer componente, mientras el control del segundo de los com ponentes de las deform aciones del terreno se apoya en el adecuado e inmediato llenado del espacio anular, mediante las inyecciones de mortero que, con aceleradores de fraguado, se ejecu tan con continuidad durante todas las fases del proceso de avance de la excavación y montaje de los anillos. Los resultados específicos logrados en el Metro de Valencia en términos de con trol de las deformaciones, inicialmente (en correspondencia con el prim er tramo excavado) no pudieron ser considerados totalm ente satisfactorios, ha biéndose registrado en su perficie asentamientos máximos localizados del orden de los 10 cm y en general del orden de los 5 cm en correspondencia del eje del túnel, al m ismo tiempo en que se pudo observarse que los asentamientos iniciaban a producirse en coincidencia con el paso del frente de excavación (no antes) incrementándose luego durante los 2-3 días inmediatamente siguientes al paso del frente y manteniéndose luego estabilizados, pareciendo lo anterior una clara señal de un buen control del frente mediante la presión del EP BS y de un más deficiente control en la cola mediante las inyecciones del relleno anular. Sucesivamente los resultados fueron decididamente satisfactorios ya que, una vez ajustados los parámetros de las inyecciones, todos los as entamientos registrados entre los dos puntos externos de las secci ones monitoreadas en superficie (ubicados aproximadamente a unos 15 metros a cada lado del eje del túnel), rara mente han superado los 3 cm y de más, ninguna estructura superficial o sub-superficial ha sufrido daño alguno, incluyendo un tubo enterrado de gasducto, de 30 cm de diám etro, interceptado seudo-transversalmente por la excavación del túnel con una distancia entre la clave del túnel y la base del tubo del orden de solo 3 metros.

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El Metro de Los Teques Este proyecto metropolitano de transporte masivo interurbano, de aproximadamente unos 9,5 km de longitud entre las ciudades de Caracas y Los Teques, bien podría ser utilizado a manera de eslogan publicitario para los túneles, ya que ilustra con mucha contundencia las grandes ventajas que ofrece un recorrido s ubterráneo en comparación con un recorrido s uperficial, especialmente cuando el territorio a atravesar está densamente poblado y o, cuando el ambiente geológico y geomorfológico determina un marco decididamente vulnerable. Efectivamente, este proyecto elaborado alrede dor del año 1985, fue concebido esencialm ente con características de ferrocarril superficial, previendo la construcción de un total de 7 túneles relativamente cortos, para un to tal de recorrido subterráneo de casi 2.500 metros, mientras los restantes aproximadamente 7.000 m etros discurrían en superficie, con una platafor ma en terraplén o en corte y con la construcción de una docena de puentes, necesarios para sortear los repetidos atravesamientos del río San Pedro, para lelamente al cual se diseñó el alin eamiento del Metro. Naturalmente las líneas guías que orientaron al proyectista fueron la s de evitar a toda costa el subterráneo en un ilusorio intento de am inorar el cos to de las obras con lo cual, en consideración de la abrupta topog rafía y morfología de la franja de territorio que salvaba el importante desnivel de aproxim adamente 200 metros existente entre las estaciones Las Adjuntas en Caracas y El Tambor en Los Teques, el inevitable resultado fue un trazado sinuoso de media ladera bordeando el cauce del río y atravesando los rem anentes espolones montañosos con una larga serie de túneles muy parietales.

Cuando casi 20 años después de haberse elaborado el proyecto se inició la construcción, todas las contradicciones y casi absurd idades técnicas del trazado qued aron evidenciadas y resaltadas, también a consecuencia del intenso pr oceso de urbanización m asiva al que había estado sometido el territorio a lo largo de aquellos últimos 20 años. El trazado original implicaba la ejecución d e numerosos y extensos cortes extremadamente altos, hasta m ás que 30 m etros, a ser excava dos en unos m acizos meteorizados de rocas

T ú n e le s L o n g itu d T ú n e le s L o n g itu dC O R R A L D E P IE D R A S 6 3 5 m C O R R A L D E P IE D R A S 1 .1 4 7 m

C A L IF O R N IA 1 2 6 5 mC A L IF O R N IA 2 4 7 0 m

L A L IN E A 2 2 4 m L A L IN E A 2 2 4 mR IO C R IS T A L 1 6 9 m R IO C R IS T A L 1 6 9 m

C A R R IZ A L IT O 1 7 3 5 mC A R R IZ A L IT O 2 1 1 8 m

Z E N D A 3 3 4 mL A E S P E R A N Z A 2 0 0 mT O T A L T ú n e le s 2 .4 1 6 m T O T A L T ú n e le s 5 .8 3 5 m

P R O Y E C T O M O D IF IC A D O

C A R R IZ A L IT O 3 .5 6 0 m

M E T R O L O S T E Q U E S ( L a s A d ju n ta s - E l T a m b o r ) L= 9 .0 0 0 mP R O Y E C T O O R IG IN A L

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esquistosas filiticas y gneisicas, foliadas y fracturadas, implicando todo lo anterior la necesidad de construir muy lentamente, enormes, impactantes y costosas estructuras de estabilización. También era necesario constru ir igualmente impactantes obras hidráulicas, para rectificar el cauce del río San Pedro y atra vesarlo con numerosos puentes y fina lmente, los túneles previstos poseían características absolutamente precarias de estabilidad, debido a su extrem a parietalidad lo cual, adem ás de todo, im plicaba la excavación de largos y altos cortes para la conformación de los portales. Dentro del critico marco ilustrado se inició a evaluar y a proyectar alternativas que eliminaran o cuanto menos redujeran los numerosos elementos negativos que caracterizaban al proyecto y que amenazaban con imposibilitar su m isma realización y, por etapas su cesivas y prácticamente durante el curso de las obras , las cuales nunca fueron interrum pidas como consecuencia de los cam bios introducidos, se logró formular y ejecutar un proyecto decididamente próximo a lo óptim o, sea desde el punto de vista del im pacto socio-ambiental, sea de la seguridad de las obras y de las futu ras operaciones, sea también del punto de vista de los tiempos de realización.

Metro de Los Teques – Modificación del trazado en el tramo central Naturalmente el precio a pagar ha sido el de un mayor costo de la inve rsión constructiva, con un incremento relativo importante respecto al costo originalm ente previsto al momento de la contratación de las obras. El valor de tal increm ento del costo sin em bargo, si computado con relación a lo que hubiese finalmente alcanzado efectivamente el costo de realización del proyecto original, con sus obras de estabilización, con las inev itables demoras, con las innu merables expropiaciones, se reduciría drásticamente e inclusive podría hasta revertirse. Sin embargo, sería ciertamente muy limitante reducir el problema a una simple comparación de costos directos e indirectos entr e dos alternativas de obras, ya que a favor de una respecto a la otra, pesan factores ta n contundentes com o son la calidad técnica global del producto, el

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control del impacto social y am biental, la seguridad de las operaciones, entre otros y cuyos costos, aunque difíciles de cuantificar, evidentemente tienen una altísima valoración. El proyecto en ejecución prevé la construcción de 6 túneles de radio interno neto de 4,80 metros revestidos en concreto armado de 40 y 60 cm de espesor y arco invertido de radio 2R y 3R en función de las condicione s geo-estáticas de cada sector. La excavaciones se ejecutan a sección completa soportadas temporalmente siempre por concreto proyectado, con adem ás pernos y costillas m etálicas 2IPN160, cuando las condiciones geom ecánicas lo requieren.

Metro de Los Teques – Soporte primario y revestimiento de los túneles La longitud total de tú neles suma casi 6 Km , prácticamente dos terc eras partes del recorrido total, siendo el más largo el Túnel Carrizalito el cual con sus m ás de 3.500 metros de longitud permitió salvar el tramo central y m ás problemático de todo el alineam iento, sustituyendo 4 túneles cortos parietales 5 puentes y varias rectificaciones del río, además de extensas y pesadas obras de estabilización de los cortes originalmente previstos a ejecutar.

Metro de Los Teques – Portales de entrada y de salida del Túnel Carrizalito

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Con este largo túnel, también fue necesario cru zar dos importantes obstáculos: el primero, con unos cuatro metros de cobertura, era un importante curso de aguas, el río Carrizal, para lo cual se recurrió a construir un pre-s oporte mediante arcos tronco-cónicos de micropilotes y el segundo, con un escaso metro de cobertura, nada m enos que un túnel del viejo ferrocar ril, para lo cual se construyó en este viejo túnel, ancho 3,42 metros y alto 4,45 metros, una solera plana en concreto armada de 60 cm de espesor a lo largo de 25 metros en correspondencia de la intersección. Para garantizar la seguridad en el ejercicio, el túnel Carrizalito finalmente está complementado con 2 galerías peatonales transversales, cada una de algo menos que 200 metros de longitud con sección reducida a 4x5 m etros aproximadamente y por una ventana vehicular igualm ente transversal al alineamiento del túnel larga unos 85 metros, construida con la m isma sección del túnel principal.

Metro de Los Teques – Portales externo e interno y de la Ventana vehicular Carrizalito

Los Túneles California 1 y 2 , permiten sustituir un tram o muy problem ático en c uanto a sus interferencias con el río San Pedro y finalm ente, los Túneles La Línea y Río Cristal fueron los únicos que se mantuvieron invariados desde el proyecto original.

Metro de Los Teques – Túneles California en alternativa al trazado superficial original

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El Túnel Corral De Piedras tuvo que ser alargado a casi el dobl e de su longitud original, debido a la proxim idad de la intersección del traza do con un antiguo e im portante movimientos de masas. El nuevo trazado permite la profundización del túnel con lo cual la sección de excavación se aleja prudencialmente de la base del deslizamiento activo.

Metro de Los Teques – Modificación del alineamiento del Túnel Corral De Piedras

Metro de Los Teques – Túnel Corral De Piedras en la sección del movimiento de masas

Nivel 1150

Nivel 990

Carretera NacionalLas Adjuntas-Los Teques

DESPLAZAMIENTO DEL ALINEAMIENTO EN LA

SECCIÓN DEL DESLIZAMIENTO

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El Ferrocarril Caracas-Cúa El punto de origen de este enlace ferrocarrilero de Caracas con los Valles del Tuy y luego con Valencia y Puerto Cabello, se en cuentra en La Rinconada, en el Suroeste de Caracas donde se construirá el Multiterm inal Metropolitano, el cual, además de albergar la estación del ferrocarril, incluirá la estación La Rinconada de la Línea 3 del Me tro de Caracas, próxima a construir. La topografía de m ontaña del primer tramo del trayecto, entre Caracas y Charallave, im pone grandes retos para la construcción, ya que de los 22 km de longitud que tiene este tram o, 18 Km están repartidos en 19 túneles y 3 Km en varios viaductos. La segunda parte del enlace ferrocarrilero, que une a Charallave con Cúa co n una longitud de 18 km , se desarrolla en una topografía menos abrupta en la cu al se prevé la construcción de casi 3 km repartidos en 5 túneles y de otros 5 km de viaductos. Los 24 túneles, son todos de doble vía con se cción en form a de herradura curva con radio interno neto de 4,80 m etros y arco de sole ra con distintos radi os, generalmente de aproximadamente 8 metros. Poseen longitudes y coberturas distintas, desde los valores máximos correspondientes al Túnel Tazón largo 6.765 m etros bajo casi 600 m de m áxima cobertura, hasta el Túnel 0 con 55 m etros de longitud y m enos de 5 m etros de cobertura máxima.

Ferrocarril Caracas-Cúa – Sección final de los túneles

Todos los túneles, con excepción de los últimos dos llegando a Cúa, que son el Túnel Pitahaya

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y el Túnel Mume, están ubicados en un a mbiente geológico cuyo subsuelo lo conforman rocas metamórficas que incluyen principalmente esquistos y filitas y en m enor proporción cuarcitas y mármoles. Los esquistos son cuarzo-m icáceos y grafitosos calcáreos y no, las filitas son cuarzo-grafitosas y a veces cuarzo-s ericíticas, las cuarcitas s on micáceas y los mármoles son laminados.

Ferrocarril Caracas-Cúa – 24 Túneles para un total de más de 21 Kilómetros lineales

TÚNEL PROGRESIVA INICIAL

PROGRESIVA FINAL

LONGITUD (m)

TRINCHERA RINCONADA 0+241 y 0+690 0+472 y 0+861 231+169

TÚNEL LA RINCONADA 0+472 0+690 218

TÚNEL LAS MAYAS 0+861 1+429 568

TÚNEL TAZON 1+080 7+845 6765

TUNEL 0 8+400 8+455 55

TÚNEL 1 8+738 8+965 227

TÚNEL 2 9+296 9+452 156

CANOAS 1 9+575 10+815 1240

CANOAS 2 10+958 12+596 1638

LA LOMA 12+694 12+805 111

YAGUARAMAL 12+934 14+554 1620

PALMARITO 14+671 14+741 70

PALMAR 14+956 15+301 345

SABANETA 15+613 17+042 1429

PEÑON 17+420 18+158 738

MELERO 18+859 19+763 904

ALTO MONTE 20+121 20+404 283

TÚNEL 12 NORTE 20+690 20+793 103

TÚNEL 12 SUR 20+814 20+943 127

CORUMA 21+530 22+500 970

ALVARENGA 0 24+619 24+801 182

ALVARENGA 1 24+868 25+234 366

ALVARENGA 2 25+327 26+496 1169

PITAHAYA 31+890 32+455 565

MUME 34+280 34+500 220

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Las condiciones físicas de los m acizos rocosos excavados, van de roca m uy meteorizada o moderadamente meteorizada en superficie y en correspondencia de las coberturas m enores (hasta 30 – 100 m etros) a roca poco m eteorizada o fresca bajo las coberturas superiores a los 100 metros, dependiendo también del litotipo dominante. Los macizos se encuentran siempre fracturados y muy plegados, con frecuente presencia de planos de fallas acompañados a veces con brechas de algunos, generalmente pocos y máximo unos 5, metros de espesor. Las condiciones hidrológicas del subsuelo excav ado, han sido variables pero siem pre sin la existencia de una falda constante. Más com únmente se han encontrado aguas de precolación las cuales muy puntualm ente se han hecho a bundantes y persistente, requiriendo de su captación permanente.

Ferrocarril Caracas-Cúa – Excavación con avance a sección completa

Los túneles Pitahaya y Mum e, que se ubican en tre Charallave y Cúa, han sido en cam bio excavados en un am biente geológico cuyo subs uelo lo confor man predominantemente los terrenos arcillo-arenosos de la d enominada Formación Tuy con ho rizontes limo-gravosos y niveles de arcilla con moderado potencial expansivo. Las condiciones de excavación de algunos de los túneles han presen tado cierto grado de dificultad debido a las características geom ecánicas frecuentemente desfavorables de los macizos rocosos encontrados. El tipo de avance ha variado en función de las condiciones de la roca y de las solu ciones tecnológicas adoptadas: desde avance a sección com pleta con voladuras o demolición mecánica con martillos hidráulicos, hasta avance a media sección con la consolidación del frente mediante elementos de vidrioresina coaxiales con el eje del túnel y

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utilización de arcos troncocónicos de pre-soporte, formados por micropilotes sub-horizontales. La metodología de excavación em pleada en todos los túneles es de tipo convencional, utilizándose los martillos demoledores hasta tanto la resistenci a a la compresión uniaxial de las rocas no supera lim ites del orden de lo s 300 a 400 Kg/cm² y luego haciendo recurso a las voladuras de las rocas. El soporte prim ario está constituido por costillas m etálicas IPN300, IPN200, IPN160 e IPN140, colocadas generalmente en pares, separadas de un mínimo de 60 cm a un máximo de 175 cm y siempre integradas a una capa de concreto proyectado de espesor variable entre 10 y 30 cm, el todo dependiendo de la clase de comportamiento de la excavación. El revestimiento definitivo, siem pre colocado después de com pletar la excavación de cada túnel, se ejecuta en concreto armado vaciado en sitio mediante el uso de un especial encofrado deslizante de 12 m etros de largo, el cual co rre sobre rieles tem porales oportunamente fijados al murete previamente vaciado en concreto armado, junto o antes del arco invertido de solera.

Ferrocarril Caracas-Cúa – Encofrado deslizante para el vaciado del revestimiento

Para las clases de comportamiento más criticas en relación con la e stabilidad, la excavación procede a sección p arcial en calo ta, con ancho total (aprox. 11 m ) y alto de ap rox. 6,5 m, haciendo recurso al pre-soporte con stituido por el arco troncocónico de micropilotes de 12 m de largo, eventualmente integrado con elementos (micropilotes) longitudinales de vidrioresina de igual longitud en el núcleo a excavar y micropilotes laterales al pie del arco de las costillas de media sección largos 6 m. La cuantía de los elem entos de pre-soporte (m icropilotes sub-horizontales dispuestos en arco troncocónico) y de los de pre-consolidaciò n (elementos longitudinales horizontales de vidrioresina en e l frente) así como de los c omplementarios (micropilotes laterales sub-horizontales y sub-verticales), es variable dependiendo de las condiciones geomcánicasespecíficas de cada situación.

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Ferrocarril Caracas-Cúa – Esquema y equipo para arco del pre-soporte de micropilotes

Ferrocarril Caracas-Cúa – Perforación del arco de micropilotes y elementos de vidrioresina

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Los micropilotes sub-horizontales de 12 m de longitud dispuestos en arco troncocónico, s e colocan con separación entre sí que va de un mínimo de 30 cm hasta un m áximo de 60 cm, a veces variable para un a misma sección entre centro de bóveda y periferia de la m isma, determinando una cantidad de elementos de entre 25 y 45 se gún el caso, para cada sección de intervención. Los elementos longitudinales de vidrioresina de 12 m de longitud, se colocan con separación entre sí que va de un m ínimo (cuando necesario) de 1 m hasta un m áximo de 2 m, en función de la pres ión de estabilización requerid a en el frente. Los m icropilotes laterales sub-horizontales y sub-verticales de 6 m de longitud, se colocan en cantidad de m ínimo 1 en cada pie de par de costillas, hasta un máximo de 3.

Finalmente cada ciclo de avance, con sección de calota variable para garantizar en cada caso el contacto directo entre el arco de costillas y el arco troncocónico de los m icropilotes, se extiende por 8 m etros antes de iniciar con un nuevo ciclo, manteniendo de tal form a en todo frente, un pre-soporte y una pre-consolidaci ón que afectan un m ínimo de 4 m etros (12 m menos 8 m) de longitud por excavar. Los túneles Pitahaya y Mum e, de apro ximadamente 500 m y 200 m de longitud respectivamente y coberturas m áximas del orden de los 50 m , se ubi can entre Charallave y Cúa, en un am biente geológico cuyo subsuelo lo conforman los suelos ar cillo-arenosos de la Formación Tuy con horizontes lim o-gravosos y niveles de arcilla con m oderado potencial expansivo. La geometría de su sección de excavación y las estructuras de soporte aplicadas, son algo diferente a las adoptadas en lo s otros túneles, siendo la dife rencia principal, adem ás del constante uso del arco troncocónico de pre-soporte y de los elem entos de vidrioresina para la consolidación del núcleo del frente, un menor radio de curvatura del arco invertido de la solera que confiere a la sección de excavación una geo metría casi circular, soportado estructuralmente también en la etapa de sopor te primario, y el m ayor espesor (medianamente 80 cm contra los 40 cm de los otros túneles) del revestimiento de concreto armado.

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Ferrocarril Caracas-Cúa – Excavación de un frente reforzado con vidrioresinas

Ferrocarril Caracas-Cúa – Avance a media sección con arco troncocónico de pre-soporte

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La construcción de los portales de los túneles, generalmente conformados mediante pantallas ancladas en concreto proyectado, en varias o casiones ha representado ciertas dificultades esencialmente ligadas a condiciones topográf icas adversas las cuales im plican portales fuertemente asimétricos y entradas en subterráneo en condiciones de extrema parietalidad. También en estas circunstancias, ha sido útil y exitoso el recurso a la conformación de un arco de pre-soporte troncocónico de micropilotes sub-horizontal es, siguiendo la tecnología y procedimiento constructivo ya aplicado en algu nos tramos especialmente problemáticos del subterráneo.

Ferrocarril Caracas-Cúa – Pre-soporte troncocónico de micropilotes en portal asimétrico

Numerosas soluciones especiales y puntuales han sido aplicadas en condiciones atípicas, tal como ocurrió en uno de los portales del Túnel Sabaneta cuando la parietalidad extrema obligó a conformar con micropilotes transversales al eje del túnel, una losa plana de pre-soporte del techo en roca armada (la armadura la constituyen los micropilotes perforados y colocados en capas, así como ocurre en una losa plana de concreto armado) complementada con un m uro de gravedad, de contención y al m ismo tiempo de soporte vertical y de empotramiento para la referida losa de pre-soporte, luego en el otro extremo, oportunamente empotrada en el macizo.

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Ferrocarril Caracas-Cúa – Solución para un portal parietal en extremos

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El monitoreo ha sido también factor constant e y funda mental en el seguimiento, control y adaptación del proyecto de los túneles en el curso de la cons trucción, midiéndose convergencias, presiones y deform aciones, con métodos mecánicos ópticos y electro -magnéticos, según cada circunstancia. Las convergencias se han medido de manera absolutamente sistemática, desde el frente y hasta la completa estabilización de la cavidad, m ientras las presiones, deform aciones y de más elementos de control y retroalimentación del proyecto, se han medido en estaciones especiales de monitoreo, estratégicamente ubicadas a lo largo de los túneles, de acuerdo con las circunstancias propias del proyecto y del comportamiento efectivo de la cavidad.

Ferrocarril Caracas-Cúa – Instrumentación del frente con extensómetro incremental

A lo largo de tan extensos tramos subterráneos, naturalmente han sido encontradas y sorteadas también otras situacion es atípicas, las cuales han requerido de la aplicación de soluciones igualmente atípicas. Es por ejem plo el caso que se ha repetido en por lo m enos dos de los túneles (Sabaneta y Túnel 2) en donde en corr espondencia de un sector muy puntual, de pocos metros lineales, la cobertura natural se reducía drásticamente hasta inclusive desaparecer. La solución eficientemente y exitosamente adoptada consistió en construir desde la superficie, previamente al paso de la excavación, una pr e-bóveda en concreto arm ado, conformada con suficiente precisión geométrica para coincidir en el subterráneo con el perfil de excavación de la bóveda del túnel. Durante la excavación se co locan en el avance las costillas metálicas del soporte primario sobre las cuales se apoya para ser soportada la pre-bóveda ya construida.

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Ferrocarril Caracas-Cúa – Pre-bóveda para una sección sin cobertura También se han encontrado y oportunam ente superado dificultades extremas. Es el caso de algunas pocas chimeneas accidentalmente ocurridas en coincidencia con importantes brechas de falla en m ateriales grafitosos en presencia de aguas abundantes en el túnel Tazón y es el caso de las considerables convergencias de orig en tectónico, ocurridas en un tram o del túnel Sabaneta, las cuales im plicaron el re-perfilado parcial de la sección de excavación y que pudieron ser adecuadamente controladas m ediante la aplicación de anclajes pre-tensados de gran longitud en correspondencia de los has tiales, previamente a la construcción del revestimiento definitivo en concreto armado. En el Túnel Canoas1 se produjeron a lo largo de un extenso tramo, las m ás grandes convergencias de la sección de excavación, la s cuales alcanzaron radialm ente el m etro a consecuencia del desarrollo de improvisos fenómenos de “squeezing” y obligaron a intervenciones urgentes y extensas de re-perf ilado de la sección y de construcción anticipada del arco invertido del rev estimiento, reforzado estructuralmente y m odificado geométricamente para contrastar las elevadas e imprevistas presiones. Pero todo lo relativo a las obras subterráne as del proyecto, ha resultado finalm ente y globalmente en un inobjetable éxito t écnico, económico y program ático, pudiéndose finalmente contemplar la colocació n de los ri eles dentro de los túneles y, próximam ente el correr de los trenes dentro de aquellos más de 21 kilómetros subterráneos (justo prácticamente la mitad de los 40 Kilómetros lineales del tramo Caracas- Cúa).

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Ferrocarril Caracas-Cúa –Re-perfilado para convergencias atípicas de squeezing

Ferrocarril Caracas-Cúa – Construcción del arco invertido del revestimiento

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El Ferrocarril Puerto Cabello-La Encrucijada De los aproximadamente 110 Kilómetros de exte nsión que posee el ram al ferrocarrilero entre Puerto Cabello (el más grande y c entral del Venezuela) y La Encru cijada-Cagua (el más importante y estratégico nudo vial de la región centr o occidental del país), el prim er tramo de aproximadamente 30 Km de longitud, se de sarrolla en un a mbiente geomorfológico absolutamente montañoso (Cordillera de la Costa Central) salvando los aproximadamente 500 metros de altura que separan al m ar de la ciudad de Valencia, mientras los remanentes 80 Km de la proyectada vía férrea s e desarrollan en un am biente geomorfológico prácticamente plano, discurriendo inicialmente por los valles de los ríos R etobo, Cabriales, San Diego, Los Guayos y Guacara y fin almente por la llanu ra de agradación del Lago de Valencia, en donde los afloramientos rocosos son escasos poco pr ofundos y en general lim itados a los cauces de los cursos de agua más importantes. La Cordillera de la Costa en este sector central de la geografía venezolana, está dom inada por una serie de am plios pliegues abiertos, const ituyendo una gran estructu ra anticlinal en cuyo núcleo aparece expuesto el granito de Guaremal y la cual termina bruscamente al Norte contra la falla del Caribe y al Sur contra la falla de La Victoria. El subsuelo sub-superficial, en los valles fluvi ales y en la llanura de agradación del Lago de Valencia, está constituido por sedimentos aluv iales alternamente finos de arcillas poco sobre-consolidada y de arenas finas limosas poco densas, con niveles freáticos bastante superficiales, desde casi aflorantes hasta profundos una decena de metros. En los 30 Km del tramo definido m ontañoso, acompañan al nú cleo granítico central en sucesión bastante concordante, rocas m etamórficas gneisicas y esquistosas, con m uy abundante presencia de rocas anfibo licas en todo el sector Nort e. Mientras, en los 80 Km del tramo definido plano, el ferrocarr il, alternando con la citada sucesión de valles fluviales, discurre por tramos limitados en el piedem onte occidental y suroccidental del reliev e local y luego en la llanura de agra dación del Lago de Valencia d onde, con excepción de aisladas zonas en las que el trazado afecta a áreas t opográficamente elevadas, discurre nuevam ente sobre los suelos aluviales, por una superficie semi-plana con ligera pendiente al Sur y Suroeste con cotas de poco metros superiores a los 400 m.s.n.m. De los 14 túneles presentes en el proyecto (todo s de doble vía y con un galibo de 5 metros de radio para el revestimiento en concreto armado), 8 están ubicados en el tram o montañoso y 6 en el plano, pero en cuanto a longitudes, solo 4.743 metros pertenecen al tramo plano mientras todos los remanentes, más de 28 Kilómetros, pertenecen al tramo montañoso, distribuidos con importantes longitudes para cada túnel, de hasta 5 - 6 y casi 8 Km con el más largo: el Túnel Bárbula. Los túneles se están excavando de m anera convencional y con m uy extenso y sistem ático empleo de voladuras para los del tram o montañoso, abiertos en macizos ro cosos muy competentes constituidos por rocas gneisicas y anfibolicas m uy duras y abrasivas, con un comportamiento geo-estático muy satisfactorio que requiere en general de un m ínimo soporte de seguridad conformado por una delgada capa de concreto proyectado y pernos eventuales.

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Para el caso de los túneles de l tramo plano en cambio, abiertos bajo coberturas limitadas en macizos rocosos inco mpetentes de rocas es quistosas y filiticas meteorizadas, el avance convencional se realiza en general demoliendo la roca con martillos hidráulicos y recurriendo en ocasiones a la consolidación del frente mediante vidrioresinas, para de tal m anera poder mantener el avance a sección completa, a pesar de la relativa precariedad de las condiciones geomecánicas presentes, sostenida con costillas metálicas pernos y concreto proyectado.

Ferrocarril Puerto Cabello-La Encrucijada – 23 Túneles para un total de más de 33 Km

TÚNEL

PROGRESIVA INICIAL

PROGRESIVA FINAL

LONGITUD (m)

Túnel Marroncito 1+463,202 3+732,754 2269

Túnel Sanchón 4+209,392 6+873,920 2664

Túnel Pequeño 7+254,947 7+607,127 352

Túnel Pastora 7+951,850 8+865,141 913

Túnel Corona 9+061,432. 14+140,100 5078

Túnel San Pablo 14+397,406 20+590,000 6192

Túnel Guaremal 20+853,000 23+836,880 2983

Túnel Bárbula 24+094,436 31+890,000 7795

Túnel Monteserino 36+263,404 37+545,000 1281

Túnel San Diego 49+315,649 49+619,871 304

Túnel Guacara 55+640,000 56+284,000 644

Túnel San Joaquín 70+057,000 70+592,124 535

Túnel Cabrera 84+125,000 84+978,170 853

Túnel Tapatapa 86+546,000 87+677,180 1131

258

47

La Línea 4 del Metro de Caracas Esta nueva porción del Me tro de Caracas, inicialmente concebida como extens ión Sur de la Línea 2, o también como ramal de duplicación al Sur del tramo central de la Línea 1, ha sido luego finalmente denominada Línea 4, en vista tam bién de su futura im portante extensión prevista hacia el Este. El tram o actualmente en construcción, de aproxim adamente unos 5 Kilómetros y medio de extensión, entre la Esta ción Capuchinos de la Línea 2 y la Estación Plaza Venezuela de las Líneas 1 y 3, com prende cuatro n uevas estaciones (Teatro - Nuevo Circo - Parque Central y Zona Rental). Se inicia al extrem o Oeste con un interesante reto ingenieril: los túneles gem elos, excavados con escudos EPBS, por un breve tramo saliendo de la Estación Capuchinos corren paralelos a ambos lados del túnel de gran diámetro preexistente dentro del cual sigue operando en sentido Norte-Sur la Línea 2 y luego se profundizan para dar una curva de aproxim adamente 90° con 250 metros de radio para alinearse en sentid o Oeste-Este, con lo cual uno de los túneles gemelos pasará debajo del túnel preexistente. Las separaciones entre los nuevos túneles y el preexistente se reducen al orden de los 5 m etros, sea lateralmente y sea verticalm ente. Todas las situaciones descritas han sido oportunamente analizadas y, en las etapas del proyecto, adecuadamente y detalladamente modeladas.

Metro de Caracas - Túneles gemelos de la Línea 4 y Túnel pre-existente de la Línea 2 El subsuelo del sector involuc rado se caracteriza por un m anto de suelos de origen coluvio-aluvial, de carácter predominantemente granular y de compacidad media a densa que descansa sobre los e stratos rocosos presentes en sitio c aracterizados como esquistos cuar zo-micáceos meteorizados. El contacto entre lo s suelos y el basam ento rocoso se presenta a lo largo del sector en form a errática por lo cual los túneles, atraviesa n de m anera alternada estas do s formaciones geológicas, constituyendo tales circunstancias un elem ento adicional de complicación a enfrentar. Luego, todo el sector interm edio y principal del de sarrollo en túneles, co rre a lo largo de la central Avenida Lecuna la cual se caracteri za por ser m uy estrecha y por estar densam ente edificada con sistemática presencia a ambos lados de importantes edificios comerciales y de viviendas.

259

48

Estas circunstancias implican que los túneles gemelos se alinean ajustadam ente dentro del ancho de la avenida y sus pare des externas resultan muy a menudo prácticamente tangentes a las fachadas de los edificios, acercándose dramáticam ente a su s fundaciones, directas sobre zapatas aisladas en unos casos y profundas sobre pilotes en otros.

Metro de Caracas – Túneles gemelos en la Línea 4

Afortunadamente las modernas tecnologías de las excavadoras TBM, permiten mantener las deformaciones alrededor de la excavación dentro de límites verdaderamente controlados, tal como por ejemplo ocurre con los es cudos EPBS de últim a generación, que efectivamente se

260

49

están empleando en la Línea 4 y que poseen características similares, aunque con m enor diámetro, a las antes descritas para el escudo con el que se excava el Metro de Valencia. Los anillos del revestimiento de la Línea 4, para el momento de la construcción han cambiado, modernizándose respecto a los trad icionalmente denominados como estándar del Metro de Caracas. Ahora son del ventajo so tipo universal antes descrito, aún co nservando el m ismo espesor original de 22 cm, pero con una sección estructural maciza de espesor uniforme.

Metro de Caracas Línea 4 - Topa de tecnología EPBS para excavar los túneles gemelos

– En el otro extrem o de la Línea 4 en constr ucción, finalmente, la últim a estación prevista prácticamente se apoya sobre el túnel de serv icio preexistente que c onecta las Líneas 1 y 3, denominado Túnel 1-3, lo cual nu evamente ha obligado durante las etapas del proyecto, a la propuesta de una interesante solución ingenieril.

Metro de Caracas – Estación Terminal de la Línea 4 y Túnel pre-existente de las Líneas 2-3

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50

REFERENCIAS

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51

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21. G: PERRI A . " Tunnelling in Venezuela. Pasado Presente y Futuro " Seminario Inernacional “South American Tunnelling, 9 Febrero 3 marzo 2004, Sao Paulo - Brasil

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PROYECTO DE TÚNELES: CRITERIOS DE DISEÑO

Gianfranco Perri: Profesor de Proyecto de Túneles - Universidad Central de Venezuela

Se ordena y se resume en este trabajo la experiencia acumulada durante los últimos diez años en el diseño y seguimiento constructivo de varias decenas de Kilómetros de túneles venezolanos, entre los cuales resaltan los del Ferrocarril Caracas-Cúa y los del Metro Interurbano Las Adjuntas-Los Teques. Es propicio este momento para reorganizar y sintetizar toda esta valiosa experiencia, en vista de los nuevos retos que se están gestando y que esperan a la ingeniería venezolana, con el proyecto y la construcción de nuevas y más grandes obras subterráneas: La prolongación del Ferrocarril hasta Puerto Cabello, la construcción del Metro a Los Teques, la excavación de los túneles del Metro de Valencia, la construcción de la Línea 4 y la prolongación de la Línea 3 del Metro de Caracas, la finalización del Túnel de Y acambú, son todos ejemplos tangibles de proyectos concretos y en efectivo pleno desarrollo.

Reflejando la filosofía misma puesta a base de los criterios de diseño que se presentan en este trabajo, a continuación se reportan en sucesión lógica los siguientes capítulos fundamentales que caracterizan al proceso por el cual debe pasar el diseño de las obras civiles de un túnel:

1. Identificación y caracterización geomecánica de rocas y macizos rocosos 2. Sectorización del túnel en zonas macroscópicamente homogéneas 3. Determinación de las clases de comportamiento de la excavación 4. Determinación de las cargas de diseño para soportes y revestimiento 5. Dimensionado del soporte primario y del revestimiento definitivo 6. Definición de los procedimientos de retroalimentación del proyecto

Antes de pasar a describir en detalle cada uno de los puntos señalados e identificados como básicos del proceso de diseño, se considera útil resumir los aspectos más sobresalientes de la filosofía que se pretende adoptar para el mismo:

264

GIANFRANCO

Cuadro de texto

Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia, N. 81. Caracas, Enero 2002

- Un túnel es una cavidad que debe ser estabilizada a corto y a largo plazo, desde su apertura hasta toda la vida útil establecida para la obra.

- Los factores de seguridad de la cavidad y de la obra, serán diferentes según se

trate del corto plazo (durante la construcción), o del largo plazo (durante el ejercicio). Mas que de factores de seguridad deberá tratarse de márgenes de seguridad, o de confiabilidad, o de probabilidad de falla de la cavidad u de la obra. A corto plazo se aceptará una probabilidad de falla relativamente elevada (por ejemplo 1%), mientras que a largo plazo se impondrá una probabilidad de falla muy baja (por ejemplo 0.01%), compatible con el carácter de obra vital y de infraestructura fundamental que posé un ferrocarril metropolitano.

- Las rocas y los macizos rocosos que las albergan, son elementos naturales

intrínsecamente heterogéneos y anisótropos y, sin embargo, en determinadas circunstancia, dependiendo del factor escala de la aplicación específica, pueden ser considerados razonablemente homogéneos e isótropos pero su caracterización física y mecánica (geomecánica) es muy recomendable sea expresada en términos estadísticos mediante la adopción de adecuadas distribuciones probabilísticas que permitan reflejar fehacientemente la naturaleza variable de cada una de las propiedades consideradas numéricamente dentro de los algoritmos empleados en los análisis y cálculos del diseño.

- El comportamiento geo-estático de una excavación subterránea depende,

entre otros tantos factores, de las características geomecánicas del medio natural en el que se opera, de las solicitaciones naturales preexistentes en el medio, del proceso y procedimiento constructivo adoptados incluyendo la naturaleza misma del eventual soporte instalado y de las circunstancias específicas de tal instalación. Lo anterior se puede reflejar suficientemente en la oportuna definición de “clase de comportamiento de la excavación”, que pasa entre otros factores, a través de la caracterización geomecánica del medio (geomecánica del macizo rocoso a excavar) así como de la definición del estado de solicitaciones naturales (función en primera instancia de la profundidad o cobertura del túnel y de la densidad del macizo rocoso).

- El soporte primario, o de primera fase, debe garantizar la seguridad de los

trabajadores y la estabilización (posiblemente total) de la cavidad a corto plazo y se pone en obra en condiciones ambientales que pueden llegar a ser incómodas, hostiles y hasta peligrosas, por lo cual los controles de su calidad son normalmente limitados y pueden llegar a ser deficientes, recomendándose en consecuencia no asignar a tal soporte una confiabilidad estructural formal de largo plazo, sino solamente una tarea de colaboración, limitada a algunas funciones y aspectos de algunos de sus componentes específicos. El soporte primario conservativo (como concreto proyectado, costillas metálicas y pernos de costura o trabadura) deberá ser integrado con elementos de refuerzo mecánico (de mejora) del macizo rocoso (tales como por ejemplo, pernos metálicos, vidrio resinas, inyecciones, etc.) o de pre-soporte (tales como por

265

ejemplo, arcos troncocónicos de concreto en precorte, o de jet grouting o de micropilotes) toda las veces que tal integración resulte necesaria o beneficiosa a los fines de la seguridad y de un adecuado control de la estabilización de la cavidad a corto plazo y que al mismo tiempo redunde en el establecimiento de condiciones estáticas de mayor eficiencia para las funciones del revestimiento definitivo.

- La deformación del núcleo de avance de la excavación representa un elemento

fundamental de control de la estabilidad de la excavación misma y por lo tanto, el controlar y limitar la deformación del núcleo de avance (extrusión) incrementando adecuadamente su rigidez, juega un rol determinante sobre la estabilidad misma del túnel, a corto y largo plazo. Lo anterior deriva de la comprobada existencia de un ligamen estrecho entre el fenómeno de extrusión del núcleo al frente de avance y los fenómenos de pre-convergencia y convergencia de la cavidad con dependencia cronológica entre los fenómenos de deformación de la cavidad y los que afectan previamente al núcleo del frente de excavación, así como de un ligamen igualmente estrecho entre la inestabilidad o el colapso del frente o núcleo de avance y la consecuente inestabilidad o colapso de la cavidad, aún si previamente estabilizada.

- El revestimiento definitivo, debe garantizar el adecuado factor de seguridad o

la confiabilidad establecida para la obra, absorbiendo las cargas que se estime le sean aplicadas a largo plazo, según los criterios definidos al respecto. En tales cargas, en principio, no se incluirían las acciones sísmicas, a menos que se trate de secciones específicas correspondientes a circunstancias consideradas en estos criterios especialmente sensibles a las acciones sísmicas, tales como por ejemplo ocurre en secciones de túnel muy superficiales o en secciones de túnel excavadas en sectores geológicos especialmente desfavorables (brechas de falla, etc.). En las secciones de revestimiento en que no resulte requerido acero de refuerzo para absorber solicitaciones estáticas, se podrá colocar acero para controlar el agrietamiento por retracción o alternativamente, se podrá eliminar tal acero y eventualmente sustituirlo con una adecuada cuantía de fibras, dependiendo todo de las limitaciones que se impongan a la aceptabilidad de desarrollo de las referidas grietas. Cuando el revestimiento no resulte directamente de exigencias estructurales, sus funciones serán entre otras, facilitar la ventilación natural, garantizar la regularidad geométrica de la sección, contribuir a la impermeabilización; en estos casos su espesor será el mínimo compatible con las exigencias tecnológicas (de 25 cm a 30 cm).

- Las formas de la excavación, del soporte y del revestimiento, deben ser

seleccionadas en manera tal que resulten estáticamente eficientes, constructivamente factibles y económicamente optimas, para lo cual en principio estarán caracterizadas por un único arco de circulo, menos que en la solera, la cual podrá ser será seleccionada para cada sector de túnel, desde plana hasta curva con el mismo radio que el resto del perímetro de la sección, a medida en que la calidad geomecánica de la sección de excavación vaya pasando de optima a extremadamente precaria.

266

1. Identificación y caracterización geomecánica de rocas y macizos rocosos La identificación de las rocas y de los macizos rocosos que estarán afectados por las excavaciones, puede ser considerada como el punto de partida del complejo proceso por el cual transita el proyecto de un túnel y tal identificación está directamente ligada a los resultados de lo que se denomina tradicionalmente como estudio geológico, o levantamiento geológico, o sencillamente geología del área de emplazamiento de la obra subterránea. La referida identificación y eventual agrupación de las rocas y de los macizos rocosos involucrados, es importante que sea realizada también con criterio ingenieríl y no solamente geológico, en el sentido de considerar en todo momento las condiciones y las propiedades físicas y mecánicas de los materiales y del conjunto. Ya que el túnel será finalmente excavado y construido dentro del macizo rocoso, será este medio el objetivo final de la caracterización geomecánica, aunque la misma pasará en secuencia, por la caracterización del o de los materiales rocosos (rocas intactas) que conforman al macizo y luego por la caracterización de las estructuras (discontinuidades) que interrelacionan entre ellas las rocas componentes del macizo. En función de la densidad de fracturas y de la orientación de las fracturas (grado de anisotropía) respecto al medio rocoso, el macizo puede ser esquematizado con un modelo continuo, discontinuo, o continuo equivalente. En los casos de aplicación de un modelo discontinuo, el objetivo fundamental de la caracterización es individuar las características geométricas y de resistencia de las discontinuidades utilizando por ejemplo, el criterio de Barton que se explicita mediante la siguiente fórmula de la resistencia al corte:

+=

nb

JCSJRCσ

φστ 10n logtan

siendo: τ resistencia al corte

nσ esfuerzo normal

bφ ángulo de fricción de base (obtenido en muestras de corte sobre superficies lisas, no alteradas) JRC coeficiente de rugosidad (Joint Roughness Coefficient) JCS resistencia a la compresión de la pared de la discontinuidad (Joint Compressive Strength).

En los casos de un modelo continuo, o de uno continuo equivalente, de acuerdo con la metodología propuesta por Hoek y Brown (1997), para estimar los parámetros geomecánicos de resistencia y deformación de los macizos rocosos que puedan ser considerados macroscópicamente isótropos en relación con la escala de la aplicación especifica, se requiere el conocimiento de los tres siguiente parámetros básicos, dos de ellos relativos a los materiales rocosos que conforman el macizo y el tercero relativo a la macro-estructura del macizo:

267

- La resistencia a la compresión uniaxial de la roca intacta ¨σσσσci¨ - La constante ¨mi¨ que define el carácter friccionante de la roca - El Geological Strength Index ¨GSI¨ del macizo rocoso.

Se anexan tres tablas que presentan los posibles rangos numéricos correspondientes a cada uno de los tres parámetros referidos, según sugiere Hoek (2.001), las cuales pueden ser utilizadas en primera aproximación para estimar los valores de estos parámetros para cada roca, en ausencia o a complemento de ensayos de laboratorio y levantamientos de campo. Debe señalarse que la tabla del GSI es la elaborada por el Ingeniero Geólogo Truzman (2.000), que representa una adaptación de la tabla original de Hoek a las rocas metamórficas de la Cordillera de la Costa Central Venezolana. El siguiente paso es la estimación de las características geomecánicas de resistencia y deformación del macizo rocoso:

- La resistencia a la compresión uniaxial del macizo rocoso ¨σσσσcm¨ - La cohesión del macizo rocoso ¨cm¨ - El ángulo de fricción del macizo rocoso ¨ϕϕϕϕm¨ - El módulo de deformación del macizo rocoso Ëm¨.

Hoek y Brown presentaron los gráficos (anexos) de Em, ϕϕϕϕm, cm, σσσσcm y, con el objeto de facilitar la utilización de estas estimaciones en la ejecución automatizada de análisis y cálculos, se dispone de las siguientes formulas empíricas para estas cuatro características geomecánicas del macizo rocoso, en función de los tres parámetros básicos ya indicados:

- Perri (1.999): ϕϕϕϕm = 0.424 GSI - 0.0016 GSI2 - 6 + 9Lnmi

cm = 0.75 σσσσci (0.0058+ 0.0004 mi) eGSI (0.0455 - 0.0073 Lnmi)

- Hoek (2.001): σσσσcm = (0.0034mi0.8) σσσσci[1.029+0.025e(-0.1mi)]GSI

- Hoek (1.997): Em = 1000(σσσσci/100)1/2 10 (GSI-10) / 40 (en MPa)

Se debe recalcar que se trata de formulas empíricas que deben ser utilizadas con extremo cuidado y en todos los casos, cada uno de estos siete parámetros geomecánicos es recomendable sea cuantificado en términos estadísticos, asignando a cada uno de ellos una distribución probabilística en función de su naturaleza y unos índices y rangos estadísticos en función de los conocimientos específicos de los cuales sobre ellos se dispone.

268

269

270

ES TRUCTURA

INTACTA O MASIVA – macizo rocoso c on pocasdiscontinuidades, carentes de planos de foliación

MODERADAMENTE FOLIADA – macizo rocos ofracturado cons tituido por intercalaciones de roc asfoliadas y no foliadas en proporciones semejantes

FOLIADA – macizo roc oso plegado y/o fallado,muy frac turado, donde predominan las rocasfoliadas, con oc asionales intercalaciones de rocasno foliadas

MUY FO LI ADA – m acizo r ocoso plegado, alta-mente fracturado, c onstituido únicamente por rocasmuy f oliadas

BRECHADA/ CIZALLADA – macizo rocos o muyplegado, alterado tectónicamente, c on aspectobrechoide.

D IS M IN U C IO N EN C AL ID A D D E S U P ER F IC IE

A partir de la desc ripción de la es tructura y las condicionesde la superficie de la masa rocosa, selec cionar el intervaloapropiado de esta gráfica. Estimar el valor promedio delIndice de Resistencia Geológica (GSI) de dicho intervalo.No intentar ser tan preciso. Escoger un rango de GSI de 36a 42 es más aceptable que fijar un GSI = 38. También esimportante reconocer que el criterio de Hoek-Brown deberíaser aplicado solamente en macizos roc osos donde eltamaño de los bloques o fragmentos es pequeñocomparado con el tamaño de la excavación a s er evaluada.Cuando el tamaño de los bloques individuales esaproximadamente mayor a un cuarto de la dimensión de laexc avación, generalmente la falla estaría c ontrolada por laestructura y el c riter io de Hoek-Brown no debería serutilizado.

I N D I C E D E R E S I S T E N C I A G E O L O G I C A ( G S I )P A R A L A S R O C A S M E T A M O R F I C A S D E L AC O R D I L L E R A D E L A C O S T A D E V E N E Z U E L A

9 0

8 0

7 0

N /A N/A N /A

6 0

5 0

4 0

3 0

N /A N /A

2 0

1 0

5

PO CO FO LI ADA – m acizo rocoso parcialmentefrac turado con hasta tres sistemas dediscontinuidades. Puede contener intercalacionesdelgadas de rocas foliadas

Propues to por M . T ruz m an (1.9 99)

Ej: Cuarc itas , anfibolit as o mármoles

Ej: Cuarc ita fracturada intercalada ocas ional-mente con esquis tos y/o f ilit as

Ej: Int ercalac iones d e es quistos y /o fili tas conmármoles frac turados e n proporc ión s imi lar

Ej: E squis tos y/o fi litas muy frac turadas int erca-ladas oc as iona lmente con mármoles lenticulares

Ej: E squis tos y/o fi litas muy frac turadas s in lapres enc ia d e mármoles, gneises o cuarc it as

Ej: B recha de fal la o zona influenc iada por fal lascerc anas

271

272

273

Aunque la estimación de los parámetro de resistencia al corte del macizo rocoso (¨cm¨ y ¨ϕϕϕϕm¨) con la metodología expuesta, permite la adopción del criterio de resistencia de Mhor-Coulomb, se considera que el criterio de resistencia mas adecuado a representar el comportamiento mecánico de los macizos rocosos es el de Hoek y Brown, introducido en 1980 y sucesivamente modificado por sus autores hasta su actual versión (2002):

a

cibci sm

++=

σσ

σσσ 331

Siendo (σ1 y σ3) los esfuerzos principales máximos y mínimos respectivamente (eventualmente efectivos) al momento de la rotura y donde los parámetros (mb, s, a), valen:

39100exp

1428100exp

−−=

−−=

DGSIs

DGSImimb a = 0.5+ (e - GSI/15 – e - 20/3)/6

Siendo D un factor que depende del grado de afectación debilitante al cual el macizo rocoso resulte sujeto durante la excavación, debido por ejemplo a las acciones mecánicas propias de los procesos de excavación como las voladuras u otros, o debido a la simple redistribución y consecuente concentración de los esfuerzos preexistentes (asumiendo el macizo rocoso afectado, un típico comportamiento de post falla el cual puede resultar mas o menos debilitante en función también de la misma naturaleza mecánica original). Este factor D varía entre “0”, para condiciones naturales o inafectadas del macizo rocoso y “1”, para condiciones de macizo rocoso muy afectado y debilitado. La resistencia a la compresión uniaxial del macizo rocoso σσσσcm se obtiene imponiendo (σσσσ3 = 0) y así resultando (σσσσcm = σci sa) mientras teóricamente, la resistencia a la tracción uniaxial del macizo rocoso también se pede deducir resultando ser igual a (σσσσtm = sσci /mb) obtenida imponiendo (σσσσ1 = σσσσ3 = σσσσtm). Debe observarse que el resultado ahora obtenido para σσσσcm difiere del que se pueda obtener de la formulación empírica (función de GSI y mi) antes reportada y a tal propósito Hoek explica que deben diferenciarse los modelos de análisis que persiguen individuar en detalle el comienzo y sucesiva propagación de la ruptura por compresión para los cuales es útil la formulación teórica ahora deducida, de los modelos de análisis que por el contrario persiguen considerar la resistencia en relación con el comportamiento global del macizo rocoso para los cuales es útil la formulación empírica asociada con el concepto de una “resistencia global a la compresión uniaxial” del macizo rocoso. Por otro lado finalmente, Hoek recomienda limitar el uso de la formulación empírica de σσσσcm a ejercicios preliminares ya que por lo general, para alcanzar una aceptable coincidencia de resultados entre los análisis de estabilidad ejecutados con el uso del todavía mas difundido criterio de Mhor-Coulomb y los ejecutados con el mas

274

adecuado criterio de Hoek-Brown, es necesario cálcular la σσσσcm deduciéndola de su relación con los parámetros de resistencia al corte de Mhor-Coulomb (c y ϕϕϕϕ):

σσσσcm = [2 c cos ϕϕϕϕ] / [1-sen ϕϕϕϕ] los cuales pero, deben ser estimados caso por caso en función del nivel de solicitaciones en juego, persiguiendo el objetivo de alcanzar una mejor interpolación de la curva de Hoek-Brown con la bi-línea de Mhor-Coulomb. Hoek obtiene con este procedimiento de interpolación formulas para ambos parámetros de resistencia al corte del criterio de Mhor-Coulomb, en función de los parámetros del criterio de Hoek-Brown y en función del nivel de solicitaciones en juego (σσσσ3n= σσσσ3max/σσσσci), siendo σσσσ3max el límite superior del esfuerzo de confinamiento hasta el cual tiene validez la interpolación y que, para el caso de túneles profundos es aproximadamente igual a 0.47γH [mas exactamente, (σ3max/σcm)=0.47(σcm/γH)-0.91]:

ϕϕϕϕ = sen-1[(6amb(s+ mb σ3n)a-1)/(2(1+ a)(2+ a)+ 6amb(s+ mb σ3n)a-1)] c=σci[(1+2a)s+(1-a)mb σ3n](s+ mb σ3n)a-1/(1+a)(2+a)[1+(6amb(s+mb σ3n)a-1)/((1+a)(2+a)]0.5

La formula de σσσσcm que finalmente resulta de todo este procedimiento es la siguiente:

σσσσcm = σσσσci [(mb+4s–a(mb–8s))*(mb/4+s)a-1]/[2(1+a)(2+a)]

Interpolación entre parámetros de Mhor-Coulomb y parámetros de Hoek-Brown

0

5

10

15

20

25

-5 0 5 10

Minor principal stress σ3 MPa

Maj

or p

rinci

pal s

tress

σ1 M

Pa

0

5

10

-5 0 5 10 15

Normal stress σn MPa

Shea

r stre

ngth

τ M

Pa

275

2. Sectorización del túnel en zonas macroscópicamente homogéneas Sobre la base de la características topográficas, morfológicas, geo-litológicas y geo-estructurales del túnel, se deben identificar cualitativamente aquellos sectores que, a todo lo largo del alineamiento del túnel, puedan ser considerados macroscópicamente homogéneos para los fines del sucesivo proceso de análisis y diseño geotécnico-estructural de la obra, el cual así se podrá llevar a cabo solamente para cada uno de los sectores identificados. En efectos, además de la obvia búsqueda de la homogeneidad de la caracterización geomecánica de los macizos rocosos a ser involucrados en las excavaciones, lo complejo que resulta el análisis del equilibrio terreno-soporte (interacción), requiere que en este proceso de identificación de los sectores macroscópicamente homogéneos del túnel se tome en consideración entre otros factores, también la cobertura presente sobre la sección del túnel, para lo cual se adopta un esquema que distingue entre las condiciones de túnel superficial, túnel intermedio y túnel profundo, dependiendo de las dimensiones de la sección de excavación y de las características geomecánica del macizo rocoso: Se hace así diferencia entre una excavación en roca (Caso A) y una excavación en suelo (Caso B) y/o roca muy blanda (GSI<25), según se ilustra en la figura anexa mas adelante y en la tabla que sigue:

Clasificación de la excavación por rangos de cobertura Condición Cobertura

Clasificación Caso A (roca GSI≥25) Caso B (roca GSI<25 y/o suelo)

1 Superficial H≤Di H≤B

2 Intermedia Di<H≤2.5Di B<H≤2.5B

3 Profunda H>2.5Di H>2.5B Siendo:

H = Cobertura de la excavación (máxima cobertura Hmax); Di = Diámetro equivalente de la excavación (≅ b, siendo “b” el ancho de la excavación);

B = b + 2*h*tan(45°-ϕ/2): Ancho del sólido de Terzaghi; siendo: h = Altura de la excavación ; ϕ = Ángulo de fricción del macizo rocoso. A este respecto y con el objeto de evitar el producirse de discontinuidades puntuales de diseño muy drásticas y de improbable ocurrencia en la realidad, es recomendable seguir una forma de transición mas gradual entre los dos casos ilustrados (A y B), lo cual se logra modificando el cálculo del ancho del sólido de cargas (B) para 15<GSI<25:

B = b + 2*h*tan(45°-ϕ/2) * 15/GSI

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3. Determinación de las clases de comportamiento de la excavación El comportamiento geo-estático de una excavación subterránea o, aún más esquemáticamente, la ¨ Clase de comportamiento de la excavación ¨, depende de la combinación de un conjunto de numerosos factores que, con el máximo de la simplificación, pueden identificarse como: el estado de solicitación natural preexistente en el macizo rocoso y la geomecánica del mismo macizo rocoso. El estado de solicitación natural, en primera aproximación, puede (a falta de elementos adicionales como por ejemplo mediciones en sitio) asociarse directamente con la profundidad o cobertura (H) de la excavación y la geomecánica del macizo rocoso puede, también con una cierta aproximación, asociarse por un lado con la resistencia y deformación (σσσσci y E) de los materiales rocosos dominantes y por el otro lado con la macro-estructura geomecánica del macizo (fracturas, alteraciones, anisotropías y morfologías de las superficies de las discontinuidades, entre otros); para identificar la cual se pueden usar diferentes índices de calidad geomecánica (por ejemplo el RMR, el Q, el RSR, etc.) y en especial el ya comentado GSI.

En condiciones de estados de solicitación natural considerablemente elevados en relación con la calidad geomecánica del macizo natural y simplificando un poco mas, puede hacerse directamente referencia a la resistencia a la compresión uniaxial del macizo rocoso (σσσσcm) y ponerla directamente en relación con el estado de solicitación natural (γγγγH) siendo (γγγγ) la densidad del macizo rocoso, introduciendo el importante concepto de ¨ Índice de competencia de la excavación ¨ (IC=σcm/γH) el cual resultará de gran utilidad al momento de discriminar la clase de comportamiento de la excavación en las circunstancias descritas, mientras para condiciones de valores elevados del referido índice (IC) podrá resultar suficientemente condicionante y discriminante de la clase de comportamiento, la sola calidad geomecánica del macizo (GSI), según se detalla mas adelante.

Las posibles clases de comportamiento de la excavación, pueden para fines prácticos (de acuerdo con tres de los autores que han recientemente abordado el tema: Lunardi, Russo y Hoek), resumirse en las siguientes:

• CATEGORÍA DE COMPORTAMIENTO “A” DE LUNARDI

Comportamiento a frente estable o de tipo lapídeo. Tal categoría es identificable cuando el estado de coacción en el terreno al frente y al contorno de la cavidad no supera las características de resistencia del medio.

El efecto arco se forma tanto mas cerca al perfil de la excavación cuanto mas este resulte próximo al perfil teórico.

Los fenómenos de deformación evolucionan en campo elástico, son inmediatos y de orden centimétricos.

El frente de excavación es globalmente estable y se pueden producir solamente inestabilidades localizadas de caída de bloques aislados debido a desfavorables

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circunstancias geométricas y estructurales del macizo rocoso ya que, en este contexto juega un papel fundamental la anisotropía tensional, y deformacional del terreno.

Las intervenciones de estabilización por lo general están principalmente dirigidas a evitar desprendimientos del terreno para así mantener el perfil de excavación.

La eventual presencia de agua, también en régimen hidrodinámico, no influencia la estabilidad del túnel, a menos que se trate de terrenos alterables o que, gradientes hidráulicos demasiado fuertes provoquen un lavado tal de reducir drásticamente la resistencia al corte a lo largo de los planos de discontinuidad presentes.

Esta categoría, aproximadamente, incluye las clases a/b de Russo y A de Hoek:

- Clases de comportamiento a y b de Russo (y Clase A de Hoek: ver tabla anexa)

En las Clases a/b, la resistencia intrínseca del macizo rocoso permite a este de soportar, sea en el frente de excavación sea a distancia de este sobre el contorno de la cavidad, las solicitaciones que se desarrollan como consecuencia de la abertura de la cavidad misma.

La relación de movilización entre resistencia y solicitaciones es por lo tanto siempre mucho mayor de la unidad (FS>2.5); las deformaciones permanecen en campo elástico o casi elástico y son por lo general de modesto alcance.

Los eventuales fenómenos de inestabilidad, están conectados a cinematismos gravitacionales de bloques lapídeos: dichas inestabilidades son leves en la Clase a, que se puede referir a un macizo rocoso continuo en relación a las dimensiones de la cavidad y son más marcadas en la clase b, que se puede referir a un macizo rocoso discontinuo y por lo tanto, mas favorable a la formación de cuñas y bloques.

La deformación radial libre de la cavidad (relación porcentual entre el desplazamiento radial y el radio de la galería: Ro) es muy baja (ε<1%); aún menor es la deformación radial al frente (!o<<0.5%); la plastificación (expresada en términos de extensión del radio plástico, Rp) es prácticamente inexistente (Rp/Ro =1) y el Índice de competencia resulta ser muy elevado (IC>0.45).

En estas clases, la cavidad es estable y no pueden ser presumidos fenómenos de decaimiento geomecánico en función del tiempo u otros factores. Las posibles intervenciones de estabilización, están exclusivamente finalizadas a evitar cinematismos gravitacionales de eventuales bloques lapídeos identificados mediante los análisis geo-estructurales.

En cuanto al soporte a utilizar, se considera suficiente por lo tanto, la eventual puesta en obra de pernos aislados y de una eventual capa poco espesa de concreto proyectado para la protección de caídas de pequeños bloques y para incrementar la seguridad de los trabajos de excavación.

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• CATEGORÍA DE COMPORTAMIENTO “B” DE LUNARDI

Comportamiento a frente estable a corto plazo, o de tipo cohesivo. Tal categoría es identificable cuando el estado de coacción en el terreno al frente y al contorno de la cavidad , durante el avance, es tal que supera la capacidad de resistencia en campo elástico del medio.

El efecto arco no se produce inmediatamente al contorno de la cavidad, si no a una distancia que depende del espesor de la franja de plastificación.

Los fenómenos de deformación evolucionan en campo elásto-plástico, son algo diferidos en el tiempo y son de orden decimétrico.

El frente, para condiciones normales de velocidad de avance, es estable a corto plazo y su estabilidad mejora o empeora, aumentando o disminuyendo la velocidad de avance.

Las deformaciones del núcleo, presentes bajo la forma de extrusiones, no condicionan la estabilidad del túnel ya que el terreno está aún en condición de movilizar una suficiente resistencia residual.

Los fenómenos de inestabilidad, bajo la forma de desprendimientos localizados presentes en el frente y contorno de la cavidad, dejan en general el tiempo de actuar después de un relativamente limitado alejamiento del frente, mediante el utilizo de intervenciones tradicionales de contención radial aunque, en raras circunstancias, puede resultar necesario recurrir al empleo de algunas acciones de pre-contención de la cavidad, balanceándolas entre el frente y el contorno, de manera tal de mantener los fenómenos de inestabilidad dentro límites aceptables.

La presencia de agua, especialmente si bajo un régimen hidrodinámico, reduciendo la capacidad de resistencia al corte del terreno, favorece la extensión de la plastificación y aumenta por lo tanto la importancia relativa de los fenómenos de inestabilidad. Es por esto necesario prevenir la presencia del agua, sobretodo en la zona del frente de avance, desviándola para mantenerla en lo posible hacia el exterior del núcleo.

Esta categoría, aproximadamente, incluye las clases c/d de Russo y B/C de Hoek:

- Clase de comportamiento c de Russo (y Clase B de Hoek: ver tabla anexa)

En la Clase c, el estado tensional que se desarrolla en la zona del frente como consecuencia de la abertura de la excavación puede acercarse al valor de la resistencia del macizo rocoso (FS≈2) y por lo tanto pueden surgir ciertas deformaciones en campo elasto-plástico que producen condiciones de incipiente inestabilidad; sin embargo, los gradientes de deformación del frente resultan aún bajos.

Sobre el contorno de la cavidad en cambio, a cierta distancia del frente, las solicitaciones inducidas superan ciertamente los límites elasticos del macizo

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rocoso; la deformación radial libre de la cavidad, aunque limitada, da lugar a la manifestación de convergencias significativas hasta la obtención teórica de una nueva condición de equilibrio con la consecuente formación, más allá del perfil de excavación, de una cierta franja de roca plastificada.

La deformación radial libre de la cavidad vale (1%<ε<2.5%); la deformación radial al frente vale (!o<0.5%); el radio de plastificación vale (1<Rp/Ro<2) y el Índice de competencia vale (0.3<IC<0.45).

Las intervenciones de estabilización son generalmente de tipo conservativo basadas en técnicas de contraste pasivo, o sea dirigidas a evitar el completo de-confinamiento del macizo rocoso en el contorno de la cavidad y entonces su descompresión hasta mucho mas allá del mismo contorno.

Tal intento se consigue mediante la puesta en obra de un sistema de soporte compuesto por la integración de una capa de concreto proyectado de limitado espesor, con pernos cortos o con costillas metálicas livianas, capaz de contrastar con adecuado margen de seguridad las cargas radiales para el equilibrio.

- Clase de comportamiento d de Russo (y Clase C de Hoek: ver tabla anexa)

En la Clase d, las solicitaciones actuantes ya en la zona del frente, resultan tales de superar seguramente los límites elásticos del macizo rocoso y determinan condiciones precarias para la estabilidad (FS<2). La roca en el frente está por lo tanto en estado plástico pero, debido al moderado desequilibrio tensional y/o debido a particulares propiedades del macizo, las deformaciones se desarrollan lentamente en relación a las normales velocidades de avance de la excavación y no se producen evidentes derrumbes del frente.

Debido al producirse ya en el mismo frente de deformaciones plásticas, las condiciones de la cavidad lejos del frente, resultan más críticas que las de la clase anterior y la franja plástica se desarrolla en sentido radial en una extensión superior al radio del túnel, con una consecuente convergencia radial importante.

La deformación radial libre de la cavidad vale (2.5%<ε<5%); la deformación radial al frente vale (0.5<!o<1%); el radio de plastificación vale (2<Rp/Ro<4) y el Índice de competencia vale (0.2<IC<0.3).

Se necesitará verificar cuidadosamente el valor del confinamiento necesario para la estabilización de la cavidad, evaluando por lo tanto la posibilidad de utilizar aún exclusivamente técnicas de contraste pasivo, o por el contrario la necesidad de aplicar junto con las intervenciones de carácter conservativo también las de carácter mejorativo de pre-contención, como armado del frente y/o su estrados.

En general, es probable que las acciones de estabilización puedan concretizarse con la sola aplicación de una adecuada estructura de contraste constituida por costillas y concreto proyectado, suficientemente pesada para soportar las cargas de equilibrio, eventualmente complementada con una armadura del frente mediante elementos de vidrio resina con el objeto de rigidizarlo lo suficiente para

280

permitir un equilibrio temporal de la cavidad hasta tanto, a distancia del orden de un radio, entre a actuar el soporte primario, después de haberse desarrollado una limitada y por lo tanto aún beneficiosa convergencia de la cavidad. Para las condiciones más críticas, las intervenciones deben ser dominantemente mejorativas y a tal fin la consolidación del frente mediante elementos de vidrio resina se podrá extender en el inmediato estrados del perímetro de la excavación, mediante la colocación de una serie de elementos de vidrio resina periféricos y algo inclinados respecto al eje del túnel para de tal manera afectar, con la acción mecánica de la armadura de pre-consolidación, una corona de roca inmediatamente externa al perímetro de excavación, contribuyendo de tal forma a limitar la extensión del radio de plastificación de la roca alrededor de la excavación y en consecuencia limitar las cargas finales de equilibrio sobre el soporte primario.

• CATEGORÍA DE COMPORTAMIENTO “C” DE LUNARDI

Comportamiento a frente inestable, o de tipo incoherente. Tal categoría es identificable cuando el estado de coacción en el terreno al frente y al contorno de la cavidad, supera la capacidad de resistencia del medio.

El efecto arco no se puede producir ni en el frente ni en el contorno de la cavidad, ya que el terreno no posé suficiente resistencia residual.

Los fenómenos de deformación resultan inaceptables ya que evolucionan rápidamente en campo de ruptura dando lugar a graves manifestaciones de inestabilidad tales como la caída del frente y el colapso de la cavidad, sin dejar el tiempo de actuar con intervenciones de contención radial: se requieren por lo tanto intervenciones de pre-consolidación a monte del frente de avance para desarrollar acciones de pre-contención y capaces de inducir artificialmente los efectos de arco.

La presencia de agua, en régimen hidroestatico, reduce aún mas la capacidad de resistencia al corte del terreno y, si no es adecuadamente controlada, favorece una mayor extensión de la plastificación y finalmente, incrementa la magnitud de los fenómenos de deformación. La misma agua, en régimen hidrodinámico, se traduce en fenómenos de arrastre de materiales y de sifoneamiento absolutamente inaceptables y peligrosos para la estabilidad global de la excavación. Por lo tanto, es necesario prevenir la presencia del agua, sobretodo en la zona del frente de avance, desviándola para mantenerla en todo lo posible hacia el exterior del núcleo.

Esta categoría, aproximadamente, incluye las clases e/f de Russo y D/E de Hoek:

- Clase de comportamiento e de Russo (y Clase D de Hoek: ver tabla anexa)

La Clase e, se diferencia de la precedente por una adicional acentuación de los fenómenos deformativos de la cavidad, sea al frente (FS≈1) sea a distancia del mismo. En la zona del frente el desequilibrio tensional es tal de producir altos gradientes deformativos, resultando críticas las condiciones de estabilidad del frente para las normales velocidades de avance.

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La deformación radial libre de la cavidad vale (5%<ε<10%); la deformación radial al frente vale (!o>1%); el radio de plastificación vale (Rp/Ro>4) y el Índice de competencia vale (0.15<IC<0.2).

Para contener el desarrollo de la plastificación, sea más allá del frente de la excavación y sea en sentido radial, es muy útil una densa intervención mejorativa de consolidación preventiva del núcleo con elementos resistentes de vidrio-resina conectados al macizo rocoso mediante inyecciones de mezclas de cemento, previamente a la instalación de un soporte primario pesado eventualmente integrado con la aplicación de elementos radiales, también mejorativos, de mejora del macizo rocoso cuya densidad y longitud dependerán esencialmente del comportamiento deformacional del macizo rocoso alrededor de la excavación.

Tales elementos radiales mejorativos podrán también ser constituidos por vidrio-resina, o podrán ser cables o pernos estructuralmente equivalentes, dependiendo de la factibilidad práctica de su construcción, en relación con la densidad y longitud que resulten necesarias.

- Clase de comportamiento f de Russo (Clase E de Hoek: ver tabla anexa)

La Clase f, se distingue por una inestabilidad a corto plazo del frente con derrumbes inmediatos en el mismo (FS<1) como consecuencia de las operaciones de avance y en presencia de la convergencia libre de la cavidad muy acentuada.

Tal comportamiento es, por ejemplo, típico de los terrenos incoherentes, de macizos rocosos cataclasados, como en las zonas de fallas, o en presencia de fuertes gradientes hidráulicos, o de todos modos en los casos en donde desequilibrios tensionales elevadísimos determinan el derrumbe inmediato del frente al momento de la abertura de la cavidad.

En el caso de cruce de fallas o en los tramos que de todos modos se caractericen por una inestabilidad a corto plazo del frente con condiciones de colapso inmediato, se evaluará en función de las características geo-estructurales y hidrogeológicas, la necesidad de intervenciones de pre-confinamiento, pre-soporte o de mejoramiento en avance, o de eventualmente una oportuna combinación de dichos métodos.

La deformación radial libre de la cavidad vale (ε>10%); la deformación radial al frente vale (!o>>1%); el radio de plastificación vale (Rp/Ro>>4) y el Índice de competencia vale (IC<0.15).

En cuanto al soporte necesario, debido a la reducida capacidad portante de los terrenos, el sistema de contraste de primera fase además de resultar suficientemente pesado e integrado como en la clase anterior, contemplará también adecuadas soluciones técnicas complementarias (por ejemplo, costillas con apoyo aumentado, tratamiento mejorativo del terreno de fundación de las costillas, arco invertido provisional, arco invertido definitivo en avance, arcos de pre-soporte de la excavación, etc.).

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Intervenciones y Soportes Conservativos y Mejorativos: Simples y Combinados (Lunardi, 2001)

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Intervenciones y Soportes Conservativos y Mejorativos: Simples y Combinados (Lunardi, 2001)

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4. Determinación de las cargas de diseño Para las secciones clasificables como “superficiales” (H<=b para GSI>=25 y H<=B para GSI<25), según la tabla y la figura ya ilustradas, la carga de equilibrio de contraste sobre el soporte primario y las cargas verticales actuantes sobre el revestimiento definitivo, serán las mismas y serán iguales a las cargas gravitacionales (γγγγH) correspondientes a un sólido de altura coincidente con la cobertura específica. Sobre el revestimiento definitivo de estas secciones, las cargas horizontales de diseño serán iguales a las que se deriven de la aplicación de la teoría clásica de empujes sobre estructuras de contención de tierra y actuarán también las acciones sísmicas. Para las secciones clasificables como “intermedias” (b<H<=2.5 b para GSI>=25 y B<H<=2.5B para GSI<25), según la tabla y la figura ya ilustradas, la carga de equilibrio de contraste sobre el soporte primario y las cargas verticales actuantes sobre el revestimiento definitivo, serán iguales a las cargas gravitacionales correspondientes a un sólido de altura: Hp=αααα(b+h), pero en todos los casos tal altura (Hp) no podrá ser menor que el ancho del túnel (b), o del sólido de cargas (B) según sea el caso, ni podrá ser mayor que la cobertura específica (H). El coeficiente de proporcionalidad (α) es función de ¨GSI¨ y ¨mi¨, según se refleja en el gráfico de la figura anexa que responde aproximadamente a la fórmula:

αααα = 1244mi-1,433GSI(0,0004mi2-0,0046mi-1,2344)

Sobre el revestimiento definitivo de estas secciones, las cargas horizontales de diseño serán iguales a las que se deriven de la aplicación de la teoría clásica de empujes sobre estructuras de contención de tierra, o serán simplemente las que se deriven de la reacción elástica de confinamiento ofrecida por el terreno sobre el revestimiento deformable, según indique el modelo de análisis que se aplique en cada caso específico. Para las secciones clasificables como “profundas” (H>2.5b para GSI>=25 y H>2.5B para GSI<25), según la tabla y la figura ya ilustradas, las cargas de contraste actuantes sobre el soporte primario, serán las radiales que resulten de un análisis estadístico de interacción por líneas características. Sobre el revestimiento definitivo, las cargas de diseño serán gravitacionales, aplicadas en la zona de bóveda y con magnitud proporcional a la extensión del radio de plastificación establecido en correspondencia del equilibrio alcanzado con la aplicación del soporte primario o del radio que luego se pueda eventualmente alcanzar durante el tiempo que transcurra hasta la efectiva entrada en actuación del revestimiento, mientras las cargas horizontales actuantes serán las resultantes de la reacción elástica de confinamiento ofrecida por el terreno sobre el revestimiento deformable.

290

Cargas de diseño por rangos de cobertura Condición Cobertura Clasificación Caso A (roca GSI≥25) Caso B (roca GSI<25 y/o suelo)

1 Superficial H≤Di [pv=γγγγH] H≤B [pv=γγγγH]

2 Intermedia Di<H≤2.5Di [pv=γγγγαααα(b+h)] pv min.= γγγγb; pv max.= γγγγH

B<H≤2.5B [pv=γγγγαααα(b+h)] pv min.= γγγγB; pv max.= γγγγH

3 Profunda H>2.5Di pv=radial/gravitacional

H>2.5B pv=radial/gravitacional

Siendo: H = Cobertura de la excavación (máxima cobertura Hmax);

Di = Diámetro equivalente de la excavación (≅ b, siendo “b” el ancho de la excavación); B = b + 2*h*tan(45°-ϕ/2)*15/GSI: Ancho del sólido de Terzaghi, siendo: h = Altura de la excavación; ϕ = Ángulo de fricción del macizo rocoso γ = Peso Unitario del macizo rocoso; α = Factor de carga de Terzaghi.

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FACTOR DE CARGAS "ALPHA" DE TERZAGHI (Perri, 2000)

0,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

1,4

1,6

1,8

2,0

2,2

2,4

2,6

2,8

3,0

3,2

3,4

3,6

3,8

4,0

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100GSI

mi=10

mi=13

mi=16

mi=20

mi=30

mi=25

mi=35

mi=5mi=7

α = 1244mi-1,433GSI(mi0,0004mi-0,0046mi-1,2344)

292

5. Dimensionado del soporte primario y del revestimiento definitivo 5.1 Soporte Primario El análisis será realizado a partir de los Valores Medios y Desviaciones Estándar de las variables aleatorias independientes ¨GSI¨, ¨σci¨ y ¨mi¨. En el tratamiento probabilístico del problema se utilizará el método de muestreo Latin Hypercube, u otro similar. Las variables aleatorias que serán incluidas en dicha simulación se indican seguidamente: Resistencia a la compresión uniaxial y parámetro mi de la roca- GSI- Radio de la excavación- Peso unitario de la roca- Cobertura sobre el túnel- Resistencia a la compresión del concreto proyectado- Espesor nominal de concreto proyectado- Sobre-espesor de concreto proyectado resultante de la sobre excavación- Separación entre costillas y, para los casos correspondientes a túneles profundos- Convergencia inicial (uo) función de la distancia de colocación del soporte primario desde el frente de excavación, según indica el criterio de Corbetta (1991) u otro similar. En los casos de túneles profundos, para la línea característica de la cavidad se usarán preferiblemente la formulación de Hoek y Brown (1983) o la modificada por Torres-Carranza (1999) las cuales hacen referencia al criterio de resistencia de Hoek y Brown, así como cualquier otra similar de razonable aceptabilidad, como por ejemplo la de Duncan (1993), la cual hace referencia al criterio de resistencia de Mhor y Coulomb. A partir de los resultados de la simulación se determinarán los Valores Medios, Desviaciones Estándar, Coeficientes de Variación y los Valores asociados al 15 y al 85 Percentil correspondientes a las Variables Aleatorias Dependientes: Presión sobre el soporte, Capacidad menos Demanda, así como las otras variables asociadas a la definición de la Clase de comportamiento de la excavación. En la función de distribución de la variable aleatoria Margen de Seguridad igual a la Capacidad menos la Demanda (C-D), la probabilidad de falla es la que corresponde al valor cero y esta probabilidad será acotada en el diseño de hasta máximo el 1%. El Índice de Confiabilidad del Soporte (β) será definido a partir del valor medio y de la desviación estándar de dicha variable y su valor será de mínimo 2. La resistencia a la compresión uniaxial, el módulo de elasticidad y el módulo de Poisson del concreto proyectado fresco (por ejemplo a los 3 días), quedarán preferencialmente definidos por el resultado de los ensayos específicos realizados para tal fin, conforme a la Norma ASTM C 469-94 sobre núcleos de 6" de diámetro extraídos de acuerdo a la Norma ASTM C 42-94.

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5.2 Revestimiento Definitivo El análisis estructural del revestimiento final será realizado a partir de los Valores Medios y Desviaciones Estándar de las variables geomecánicas aleatorias independientes: ¨GSI¨, ¨σci¨ y ¨mi¨. La presión característica sobre el revestimiento se determinará mediante procedimientos probabilísticos, y su valor corresponderá al asociado a una probabilidad de no ser excedida del 95%. Se considerará en el análisis, la vulnerabilidad ante la Acción Sísmica en aquellos sectores del túnel donde la cobertura vertical o lateral sea igual o menor que el ancho de la excavación (b) o del sólido de cargas (B), según sea GSI>=25 o GSI<25. Para coberturas verticales o laterales superiores, se incluirá oportunamente en el análisis dicha acción, solamente cuando por razones geológicas sea expresamente indicado. El coeficiente de reacción característico del macizo rocoso será determinado mediante procedimientos probabilísticos y su valor corresponderá al asociado a una probabilidad de no ser excedida del 95%, siguiendo la fórmula:

k=Em(1+v)/Ro El Estado Límite de Agotamiento Resistente se evaluará para la siguiente combinación de las Acciones:

U = 1.2*PP + 1.3*CB Siendo PP el Peso Propio y CB la Carga de Bóveda. Para los túneles superficiales, así como para aquellas eventuales secciones profundas en condiciones geológicas especialmente críticas, se aplicará además la combinación que incluye la acción sísmica (SU):

U = PP + CB + SU Mientras finalmente, cuando eventualmente lo indique explícitamente el modelo de análisis que se adopte en cada caso específico, según comentado a propósito de la sectorización por rango de cargas, en los casos superficiales e intermedios se aplicarán las combinaciones que incluyen también a la Carga de Hastíales (CH):

U1 = 1.2*PP + 1.3*CB + 1.3*CH U2 = 1.2*PP + 1.3*CB + 0.8*CH U3 = 0.9*PP + 0.8*CB + 1.3*CH U4 = 1*PP + 1*CB + 1*CH + SU

294

6. Procedimientos de retroalimentación del proyecto Se anexa un diagrama funcional en el que se resume el procedimiento a seguir durante la construcción con el objeto de aplicar los controles y los inevitables ajustes al proyecto para garantizar la seguridad y la economía de la obra. Debe enfatizarse que el proyecto de un túnel puede definirse completamente solamente al momento de la construcción ya que hasta tanto esta no se produzca, el diseño constituye un dato preliminar a ser verificado y ajustado a la realidad. En este orden de ideas, será oportuno diseñar los soportes para toda la gama de circunstancias geomecánicas razonablemente previsibles, dejando en tales diseños unos rangos razonables de variaciones para los parámetros fundamentales (espesor de concreto proyectado, separación entre costillas, densidad de pernos, etc.) que deberán ser definidos cada vez en el campo sobre la base de índices predefinidos para tal fin (por ejemplo: el GSI para las secciones superficiales, o el índice de competencia para las secciones profundas). En efectos, aunque tanto la necesidad así como la definición de tipología y cantidad de las intervenciones de soporte y consolidación de la excavación, se podrán detallar solamente en fase constructiva mediante la atenta observación y el constante monitoreo del comportamiento efectivo de la cavidad, existe sin embargo la necesidad de predecir los posibles escenarios (las clases de comportamiento de la excavación) a encontrar a lo largo del túnel por excavar, a partir de los iniciales conocimientos que se puedan tener sobre las circunstancias especificas de ejecución de las obras y sobre la geomecánica que caracterizará a las mismas.

A tal fin, para cada una de las clases de comportamiento de la excavación previamente definidas, es útil y necesario identificar además de sus elementos “caracterizantes-definitorios“ y sus elementos “determinantes-discriminatorios” los cuales serán evidentes y/o observables durante el proceso constructivo, también aquellos elementos que puedan considerarse en alguna medida como “concomitantes-asociados”, aunque no necesariamente definitorios o discriminatorios por sí mismos, que pero puedan ser estimados antes de la ejecución material de las excavaciones, o sea en las etapas del proyecto.

En este orden de ideas, partiendo de la definición y descripción de cada una de las clases de comportamiento de la excavación, se puede eventualmente deducir que sus fundamentales elementos “definitorios“ son la estabilidad del frente y de la cavidad y que sus principales elementos “discriminatorios” los constituyen las deformaciones del frente y de la cavidad, así como la extensión de la plastificación.

Finalmente, estos elementos definitorios y discriminatorios están a su vez ciertamente relacionados con todo un conjunto de elementos “asociados“, tale como por ejemplo: la competencia geomecánica del macizo rocoso (en primera aproximación la resistencia de los materiales rocosos mi - σσσσci y la macro-estructura del macizo rocoso GSI) y su relación con el estado de solicitaciones naturales (la

295

cobertura γγγγH en primera aproximación) o sea, aún mas en síntesis, el antes definido Índice de competencia de la excavación (función de : mi - σσσσci – GSI- γγγγ- H):

IC = σσσσcm/γγγγH = (0.0034mi0.8) σσσσci{1.029+0.025e(-0.1mi)}GSI/γγγγH

Este procedimiento expeditivo para determinar la clase de comportamiento de la excavación, eficiente esencialmente para las secciones clasificables en condiciones de cobertura profunda, ha sido recientemente propuesto por Hoek y Marinos (2001), de acuerdo con el gráfico incluido en la figura anexa, ya anteriormente comentada. Para las secciones clasificables en condiciones de cobertura superficial o intermedia en cambio, el parámetro mas directamente “asociable” a la clase de comportamiento de la excavación, es ciertamente el ya ilustrado GSI de Hoek. A tales efectos, en primera aproximación puede hacerse referencia a los rangos resumidos en la tabla siguiente:

Clases de Comportamiento de la Excavación Lunardi A B C

Hoek y Marinos A B C D E Russo y Otros a-b c d e f

Convergencia ε <1 (1< ε <2.5) (2.5< ε <5) (5< ε <10) ε >10

Índice de Competencia IC >0.45 (0.45> IC >0.3) (0.3> IC >0.2) (0.2> IC >0.15) IC <0.15

Secc

ione

s Pr

ofun

das

Radio Plástico Rp/Ro =1 (1< Rp/Ro <2) (2< Rp/Ro <4) Rp/Ro >4 Rp/Ro >>4

Secciones

Superficiales e Intermedias

GSI>>50 GSI > 50 50 > GSI >30 30 > GSI >15 GSI < 15

En cuanto finalmente se refiere al proyecto del revestimiento definitivo, el diseño inicial deberá esencialmente definir su geometría (espesor) a objeto de fijar la geometría de la sección de excavación, mientras solamente después que la excavación se haya ejecutado y las condiciones geomecánicas hayan podido ser reconocidas suficientemente, se podrá definir en su totalidad la estructura a construir (la curvatura del arco invertido, la eventual armadura del concreto y, eventualmente, el tipo mismo de concreto a aplicar en cada sección de diseño). A tales fines se suministrará a los responsables del proyecto estructurales del revestimiento, una detallada retroalimentación geomecánica del túnel excavado, incluyendo en ella todos los datos e informaciones necesarias y útiles para la definición y optimización del proyecto, recabadas a través del proceso de seguimiento descrito en el diagrama ya referido.

296

Clasificación del macizo rocoso

Levantamiento geomecánico del frente de excavación

Verificación y ajuste del

diseño

Re-caracterizacióngeomecánica en

la etapa de construcción

Condiciones de estabilidad en le frente

Velocidad de convergencia hasta una distancia d=r (r= radio de excavación)

Longitud libre

Tiempo de auto-soporte

Monitoreo y ensayos de integración

Elaboración de los datos de monitoreo para d>r

Modificaciones técnicas

Resolución de no conformidad

Rediseño

Valores del monitoreo entre los límites del modelo de previsión

Coincidencia con la clase de diseño

Monitoreo de chequeo

RETROALIMENTACIÓN DEL DISEÑO DURANTE LA CONSTRUCCIÓN

DETERMINACIÓN DE LA CLASE DE COMPORTAMIENTO

SELECCIÓN DEL TIPO DE SOPORTE

DEFINICIÓN DEL EVENTUAL TRATAMIENTO DEL LA ROCA

Confirmación del modelo de previsión

No confirmación del modelo de previsión

Aplicación de la sección tipo prevista

No coincidencia con la clase de diseño

Interacción con los proyectistas

Determinación de losparámetros

geomecánicos y del estado tensional

Ensayos geomecánicos en situ y de laboratorio y monitoreo

Aplicación de las contra-medidas

predefinidas (ej. consolidación

suplementar) Interacción con los

proyectistas

Valores del monitoreo fuera los limites del modelo de previsión

Estado tensional de referencia

297

Apéndice 1

DETERMINACIÓN EN OBRA DE LA CLASE DE EXCAVACIÓN

Una lectura correcta y mas atenta de la tabla resumen presentada para la “Clase de co mportamiento” de la excavación y su relación con el GSI y el IC, indica que desde un punto de vista practico, la determinación en el campo en el frente de e xcavación de la clase de comportamiento, bien puede en primera aproximación concretarse con la estimación de los dos índices GSI e IC y luego aplicar la ta bla reportada a continuación, la cual implícitamente verifica la contemporaneidad de ambas condiciones:

1. La relativa a la calidad geomecánica del macizo rocoso (esto es en este caso el GSI), la cual adquiere carácter discriminatorio preponderante para las condiciones de superficialidad de la sección del túnel e n referencia, aunque debe también ser verificada y aplicada para las condiciones profundas.

2. La relativa a la inter acción entre tal calidad geomecánica integral del t erreno (GSI - mi - σci) y las

solicitaciones geostaticas (γH) presentes (esto es en este caso el IC), la cual adquiere carácter discriminatorio preponderante para las condiciones de profundidad de la sección del túnel en referencia.

Clase de Comportamiento de la Excavación

IC < 0.15 0.15 - 0.20 0.20 - 0.30 0.30 - 0.45 > 0.45

<15 f f f f f

15 - 25 f e e e e

25 - 40 f e d d d

40 - 60 f e d c c

GSI

>60 f e d c a/b

Efectivamente debe recordarse que la determinación del IC (σcm/γH) requiere, para estimar la resistencia a la compresión uniaxial del macizo rocoso (σcm), además que de la estimación del GSI, también de la estimación de la resistencia a la compresión uniaxial de la roc a intacta (σci) y del parametro (mi) igualmente relativo a la roca intacta; finalmente requiere del conocim iento de la cobertura de la seccion ( H) y del peso unitario del macizo rocoso (γ): GSI se deter mina en el frente de excavación; σci se determina en laboratorio, o se estima en el fre nte de excavación ; mi se estima en el frente de excavación, o se deter mina en laboratorio; H se deduce de los planos topograficos ; γ se asume en campo, o se determina en laboratorio. Se anexa finalmente una tabla integral, la cual facilita estimar la clase de comportamiento de la excavaci ón en función de los parámetros realmente primarios e independientes: el GSI el mi y la relación (H/σci). Esta tabla ha sido obtenida asumiendo para el peso unitario un valor medio de 2.5 (t/m3).

298

CLAS

E DE

COM

PORT

AMIE

NTO

DE L

A EX

CAVA

CION

EN

FUNC

ION

DE: G

SI -

H - σ

ciG.

Perri

, 200

2H/σ c

i 7

89

1011

1213

1415

1617

1819

2023

2528

3035

4045

5060

7080

9010

012

5(m

/MPa

)m

iIN

DICE

DE

COMP

ETEN

CIA

(IC =

σcm

/ γH)

5

0,11

0,09

0,08

0,08

0,07

0,06

0,06

0,05

0,05

0,05

0,04

0,04

0,04

0,04

0,03

0,03

0,03

0,03

0,02

0,02

0,02

0,02

0,01

0,01

0,01

0,01

0,01

0,01

7,5

0,15

0,13

0,11

0,10

0,09

0,08

0,08

0,07

0,07

0,06

0,06

0,06

0,05

0,05

0,05

0,04

0,04

0,03

0,03

0,03

0,02

0,02

0,02

0,01

0,01

0,01

0,01

0,01

100,

180,

160,

140,

120,

110,

100,

100,

090,

080,

080,

070,

070,

070,

060,

060,

050,

050,

040,

040,

030,

030,

020,

020,

020,

020,

010,

010,

01GS

I < 1

515

0,24

0,21

0,19

0,17

0,15

0,14

0,13

0,12

0,11

0,10

0,10

0,09

0,09

0,08

0,07

0,07

0,06

0,06

0,05

0,04

0,04

0,03

0,03

0,02

0,02

0,02

0,02

0,01

200,

290,

260,

230,

210,

190,

170,

160,

150,

140,

130,

120,

110,

110,

100,

090,

080,

070,

070,

060,

050,

050,

040,

030,

030,

030,

020,

020,

02(c

alculo

10)

250,

350,

300,

270,

240,

220,

200,

190,

170,

160,

150,

140,

130,

130,

120,

110,

100,

090,

080,

070,

060,

050,

050,

040,

030,

030,

030,

020,

0230

0,40

0,35

0,31

0,28

0,25

0,23

0,21

0,20

0,19

0,17

0,16

0,15

0,15

0,14

0,12

0,11

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,06

0,05

0,04

0,03

0,03

0,03

0,02

350,

450,

390,

350,

310,

280,

260,

240,

220,

210,

200,

180,

170,

160,

160,

140,

130,

110,

100,

090,

080,

070,

060,

050,

040,

040,

030,

030,

035

0,17

0,15

0,13

0,12

0,11

0,10

0,09

0,08

0,08

0,07

0,07

0,06

0,06

0,06

0,05

0,05

0,04

0,04

0,03

0,03

0,03

0,02

0,02

0,02

0,01

0,01

0,01

0,01

7,5

0,22

0,19

0,17

0,15

0,14

0,13

0,12

0,11

0,10

0,09

0,09

0,08

0,08

0,08

0,07

0,06

0,06

0,05

0,04

0,04

f0,

030,

030,

020,

020,

020,

020,

0110

0,26

0,23

0,20

0,18

0,17

0,15

0,14

0,13

0,12

0,11

0,11

0,10

0,10

0,09

0,08

0,07

0,07

0,06

0,05

0,05

0,04

0,04

0,03

0,03

0,02

0,02

0,02

0,01

GSI =

(15-

25)

150,

330,

290,

260,

230,

210,

200,

180,

170,

160,

150,

140,

130,

120,

120,

100,

090,

090,

080,

070,

060,

050,

050,

040,

030,

030,

030,

020,

0220

0,40

0,35

0,31

0,28

0,26

0,24

0,22

0,20

0,19

0,18

0,17

0,16

0,15

0,14

0,13

0,11

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,06

0,05

0,04

0,04

0,03

0,03

0,02

(calc

ulo 2

0)25

0,47

0,41

0,37

0,33

e0,

270,

250,

240,

220,

210,

190,

180,

170,

160,

150,

130,

120,

110,

090,

080,

070,

070,

050,

050,

040,

040,

030,

0330

0,54

0,47

0,42

0,38

0,34

0,31

0,29

0,27

0,25

0,23

0,22

0,21

0,20

0,19

0,17

0,15

0,14

0,13

0,11

0,09

0,08

0,08

0,06

0,05

0,05

0,04

0,04

0,03

350,

600,

530,

470,

420,

380,

350,

320,

300,

280,

260,

250,

230,

220,

210,

190,

170,

150,

140,

120,

110,

090,

080,

070,

060,

050,

050,

040,

035

0,29

0,25

0,22

0,20

0,18

0,17

0,15

0,14

0,13

0,13

0,12

0,11

0,11

0,10

0,09

0,08

0,07

0,07

0,06

0,05

0,04

0,04

0,03

0,03

0,03

0,02

0,02

0,02

7,5

0,36

0,31

0,28

0,25

0,23

0,21

0,19

0,18

0,17

0,16

0,15

0,14

0,13

0,13

0,11

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,06

0,05

0,04

0,04

0,03

0,03

0,03

0,02

100,

410,

360,

320,

290,

260,

240,

220,

210,

190,

180,

170,

160,

150,

150,

130,

120,

110,

100,

080,

070,

060,

060,

050,

040,

040,

030,

030,

02GS

I = (2

5-40

)15

0,51

0,45

0,40

0,36

0,33

0,30

0,28

0,26

0,24

0,22

0,21

0,20

0,19

0,18

0,16

0,14

0,13

0,12

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,05

0,04

0,04

0,04

0,03

200,

600,

530,

470,

420,

380,

350,

320,

300,

280,

260,

250,

230,

220,

210,

190,

170,

150,

140,

120,

110,

090,

080,

070,

060,

050,

050,

040,

03(c

alculo

32)

250,

690,

600,

540,

480,

440,

400,

370,

340,

320,

300,

280,

270,

250,

240,

210,

190,

180,

160,

140,

120,

110,

100,

080,

070,

060,

050,

050,

0430

0,78

0,68

0,60

0,54

0,49

0,45

0,42

0,39

0,36

0,34

d0,

300,

290,

270,

240,

220,

200,

180,

160,

140,

120,

110,

090,

080,

070,

060,

050,

0435

0,87

0,76

0,67

0,61

0,55

0,51

0,47

0,43

0,40

0,38

0,36

0,34

0,32

0,30

0,27

0,24

0,22

0,20

0,17

0,15

0,13

0,12

0,10

0,09

0,08

0,07

0,06

0,05

50,

610,

530,

480,

430,

390,

360,

330,

310,

290,

270,

250,

240,

230,

210,

190,

170,

160,

140,

120,

110,

100,

090,

070,

060,

050,

050,

040,

037,

50,

720,

630,

560,

500,

460,

420,

390,

360,

340,

310,

300,

280,

270,

250,

220,

200,

180,

170,

140,

130,

110,

100,

080,

070,

060,

060,

050,

0410

0,80

0,70

0,62

0,56

0,51

0,47

0,43

0,40

0,37

0,35

0,33

0,31

0,29

0,28

0,25

0,22

0,20

0,19

0,16

0,14

0,12

0,11

0,09

0,08

0,07

0,06

0,06

0,04

GSI =

(40-

60)

150,

930,

810,

720,

650,

590,

540,

500,

460,

430,

410,

380,

360,

340,

320,

290,

260,

240,

220,

190,

160,

140,

130,

110,

090,

080,

070,

060,

0520

1,05

0,92

0,82

0,74

0,67

0,61

0,57

0,53

c0,

460,

430,

410,

390,

370,

330,

290,

270,

250,

210,

180,

160,

150,

120,

110,

090,

080,

070,

06(c

alculo

50)

251,

181,

030,

920,

820,

750,

690,

630,

590,

550,

510,

480,

460,

430,

410,

370,

330,

300,

270,

240,

210,

180,

160,

140,

120,

100,

090,

080,

0730

1,31

1,15

1,02

0,92

0,83

0,76

0,71

0,65

0,61

0,57

0,54

0,51

0,48

0,46

0,41

0,37

0,33

0,31

0,26

0,23

0,20

0,18

0,15

0,13

0,11

0,10

0,09

0,07

351,

451,

271,

131,

010,

920,

840,

780,

720,

680,

630,

600,

560,

530,

510,

450,

410,

370,

340,

290,

250,

230,

200,

170,

140,

130,

110,

100,

085

1,45

1,27

1,13

1,02

0,92

0,85

0,78

0,73

0,68

0,63

0,60

0,56

0,53

0,51

0,45

0,41

0,37

0,34

0,29

0,25

0,23

0,20

0,17

0,15

0,13

0,11

0,10

0,08

7,5

1,60

1,40

1,25

1,12

1,02

0,93

0,86

0,80

0,75

0,70

0,66

0,62

0,59

0,56

0,50

0,45

0,41

0,37

0,32

0,28

0,25

0,22

0,19

0,16

0,14

0,12

0,11

0,09

101,

691,

481,

311,

181,

080,

990,

910,

850,

790,

740,

700,

660,

620,

590,

530,

470,

430,

390,

340,

300,

260,

240,

200,

170,

150,

130,

120,

09GS

I > 6

015

1,83

1,60

1,42

1,28

1,17

1,07

0,99

0,92

0,85

0,80

0,75

0,71

0,67

0,64

0,57

0,51

0,47

0,43

0,37

0,32

0,28

0,26

0,21

0,18

0,16

0,14

0,13

0,10

201,

991,

741,

551,

391,

261,

161,

070,

990,

930,

870,

820,

770,

730,

70a/

b0,

560,

510,

460,

400,

350,

310,

280,

230,

200,

170,

150,

140,

11(c

alculo

70)

252,

171,

901,

691,

521,

381,

271,

171,

081,

010,

950,

890,

840,

800,

760,

680,

610,

550,

510,

430,

380,

340,

300,

250,

220,

190,

170,

150,

1230

2,38

2,08

1,85

1,66

1,51

1,39

1,28

1,19

1,11

1,04

0,98

0,92

0,88

0,83

0,74

0,67

0,60

0,55

0,48

0,42

0,37

0,33

0,28

0,24

0,21

0,18

0,17

0,13

352,

602,

282,

021,

821,

651,

521,

401,

301,

211,

141,

071,

010,

960,

910,

810,

730,

660,

610,

520,

460,

400,

360,

300,

260,

230,

200,

180,

15

299

BIBLIOGRAFÍA Hoek, E., Carranz a-Torres C., & Corkum B . 2002 Hoek-Brown Failure Criterion-2002 Edition. Proceedings of the North American Rock Mechanics Society Meeting. Marinos, P.and Hoek, E. 2001 Estimating the geotechnical properties of heterogeneous rock masses such as flysch. Bulletin of the International Association of Engineering Geologist. Lunardi, P. 2001 Progetto e Costruzione de Gallerie. Quarry and Construction. Hoek, E. and Marinos, P. 2000 Predicting Tunnel Squeez ing. Tunnels and Tunnelling International. Part 1 November 2000, Part 2 December 2000. Truzman, M. 2000 Determinación del Í ndice de Resistencia Geológ ico (GSI) en Rocas Metamórficas de la Cordillera de la Costa Venezolana. Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia (78) Perri, G. 1999 Contribución a la caracterización geomecánica de los macizos rocosos en base al GSI de Hoek. Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia (75) Perri, G. 1998 Geomecánica de Túneles: Una vi sión pragmática. Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia (74) Russo, G., Kalamaras, G.S. & Grasso, P. 1998 A discussion on the concepts of Geomechanical Classes, Behaviour Categories and Technical Classes for an Underg round Project. Gallerie e Grandi Opere in Sotterraneo (54). Hoek, E., & Brown, E.T. 1997 Practical estimates of rock mass strength. Int. J. Rock Mech. Mining Sc.& Geomechanics Abstracts (34). Hoek, E., & Brown, E.T. 1980 Underground Excavation in Rock. London- Instit. Min. Metall.

300

Corso : INDAGINI E CONTROLLI GEOTECNICI

Prof. Otello Del Greco

Tema:

INDAGINI E CONTROLLI GEOTECNICI PER IL PROGETTO E LA COSTRUZIONE DI GALLERIE IN AMBIENTE URBANO


301


…

…

302



INTRODUZIONE

303

304

305

Assestamenti indotti dalle galerie

PRINCIPALI FATTORI CHE CONTROLLANO GLI ASSESTAMENTI

Caratteristiche meccaniche di deformazione del terreno Condizioni idrologiche ed idrauliche del terrenoCaratteristiche reologiche del terreno Dimensioni e forma della galleria Profondità della galleria Metodo costruttivo:

Settlements induced by tunnelling

306

INDAGINI PROGETTUALI PER GALLERIE URBANE

307

Indagini geomorfologiche

308

Limites y posibilidades de la exploración geotecnica en el caso de la f…...

Problemas constructivos en los anclajes de la estación Maternidad ...……

Aspectos geomorfologicos del trazado de la Linea 2 del Metro de Caracas

309

Indagini geoidrologiche

310

311

312

313

314

Indagini geotecniche

315

316

317

318

319

Indagini geofisiche

320

321

MISURE E CONTROLLI PER LE GALLERIE URBANE (in sotterraneo, dalla superficie, sulle strutture adiacenti, durante l’esercizio, etc.)

Piezometri

Piezometri

Inclinometri - Tiltimetri - Clinometri Livellometri - Assestimetri - Estensimetri

Distometri - Perfilometri - Fessurimetri

Celle

Celle

Strain gauges

322

CARACTERISTICAS DE RESISTENCIA DE LOS MACIZOS ROCOSOS Y USO DEL GSI PARA EVALUAR LAS CARGAS SOBRE EL SOPORTE

DE TÚNELES POCO PROFUNDOS EXCAVADOS EN ROCAS

Gianfranco Perri Ingeniero Consultor, Profesor de “Diseño Geotécnico de Túneles” en la Universidad Central de Venezuela

Resumen

Se resumen las recomendaciones de la Asociación Francesa de Trabajos en Subterraneo (AFTES) para el calculo de las presiones verticales actuantes sobre el soporte de un túnel, basadas en la teoría del ¨sólido de cargas¨ y se comentan los inconvenientes ligados al uso del criterio de resistencia de Mo hr-Coulomb para la solución de problemas de ingenieria de rocas, debido a las difi cultades teóricas y practicas de definir los para metros de resistencia al corte (c y φ) para los macizos rocoso s, generalmete muy heterogeneos. Se presenta la ve rsión actualizada del criterio de resistencia de Hoek-Brown para macizos rocosos c on la esti ma de sus para metros basicos (m y s) por m edio del indice de calidad geo mecanica del macizo (GSI). Basado en la form ulación original de la AFTES y en el nuevo i ndice (GSI), se propone una form ula y correspondiente grafico para el calculo de la altura del sólido de cargas en túneles poco profundos excavados en rocas y finalmente, se introduce el concepto de GSI residual, comentando su posible estimacion númerica y su uso práctico. Introducción

Constituye práctica generalizada el calcular la carga vertical actuante sobre el soporte de los tú neles subsuperficiales, mediante la metodología denominada del “sólido de cargas”, según la cual se evalúa la altura (Hp) del volumen de terreno suprayacente al techo del túnel que se considera gravite to talmente sobre el soporte, siendo por l o tanto el peso de tal vol umen el respo nsable directo de la presencia y magnitud de las pr esiones verticales actuantes (γHp), con (γ) peso unitario del terreno contenido en el “sólido de cargas” (figura 1).

En realidad tal metodología de cálcu lo ha sido t ambién aplicada a túneles profund os siguiendo varias formulaciones (ejemplo Terzaghi 1946 y Protodyaconof 1960), aunque generalmente se admite que es más oportuno, para estos casos, recurrir al uso de met odologías de análisis y cálculo que toman en cuenta la redistribución de esfuerzos y deformaciones alrededor de la cavidad, analizando la estabilidad de esta en función de las características geomecánicas de resistencia y deformación de los terrenos afectados por la excavación (por ejemplo, el método de las líneas características, tambien denominado de convergencias – confinamientos).

La AFTES (Asociación Francésa de Trabajos en Subterráne o, 1988) propone aplicar la metodología del “sólido de cargas” solamente hasta tanto la cobertura del túnel sea inf erior a 2.5 v eces el ancho (b) del “só lido de cargas” y, en cuanto a la e valuación de la altura (Hp) de tal “sólido de cargas”, propone que esta sea igua l a la cobertura (H) del túnel hasta tanto esta sea inferior al ancho (b) del “sólido de cargas”, luego para coberturas (b<H<2.5b) intermedias, propone calcular (Hp) en f unción de las dimensiones de la secci ón de excavación (ancho B y altura Ht) y de las características geomecánicas, cohesión (c) y ángulo de fricción (φ), de los terrenos en que se realiza la excavación.

Esta diferenciación parte de la constatación del hecho que cuando l as coberturas son muy limitadas, es improbable que se desarro lle el fenó meno conocido como “efecto arco” según el cual, debido a la fricción y consecuente resistencia al corte entre las partícul as constituyente el medio suprayacente al túnel y a consecuencia del inevitable asentami ento del ter reno en el techo de la excavación, se produce el autosostenimiento del terreno supra yacente a una superfici e arqueada, cuy a forma y distancia del techo de l a excavación varían en función de la geo metría del problema, de las cara cterísticas geotécnicas de los terrenos y del procedimiento constructivo empleado.

323

GIANFRANCO

Cuadro de texto

Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia, N. 74. Caracas, Junio 1998

324

Terzaghi (1946) había propuesto no tomar en cuenta la posibilidad de un “efecto arco” hasta coberturas inferiores a 1.5 veces (B+Ht): una hipótesis est a que por lo general resulta ser algo m as conservadora de la que luego ha sido propuesta, como se ha comentado antes, por la AFTES.

En sintesis, la AFTES propone las siguientes fórmulas:

Hp=H, para coberturas menores al ancho del sólido de cargas (H<b) y, para coberturas intermedias (b<H<2.5 b), la altura de c argas debe ser la que resulte mayor entre Hp=b y ( )( ) φγ φ tg2/12 /tg2 bHecbHp −−−= , para túneles excavados en suelos y debe ser igual a Hp=α(B+H), para túneles excavados en rocas, siendo ( α) un coeficiente empírico función del ángulo de fricción del macizo rocoso (figura 2) y con b=B+2Ht tg(45-ø/2).

A veces, se sugiere aplicar la fór mula indicada para los suelos, a l caso de rocas de muy bajas características geomecánicas, como por ejemplo los macizos rocosos pertenecientes a la Clase V de la Clasificación Geomecánica de Bieniawski. Finalmente, para coberturas elevadas (H>2.5b), la fórmula general tiende hacia su limite superior: Hp=(b-2c/γ)/2tgø, (para ø ≠ 0) y, Hp=H(1-2c/γb), (para ø = 0).

Criterio de Hoek-Brown

Ahora bien, es muy conocida y reconocida la dificultad práctica y conceptual de obtener o estimar y hasta definir los parámetros de resistencia al corte (c y ø) cuando el medio al que se refieren es un macizo rocoso, po r antonomasia heterogéneo, anisotrópico y discontinuo.

En efectos, con el desarrollarse de la mecánica de rocas se revelaron prontamente los fuertes lim ite del criterio de resistencia de Mohr-Coulomb basado en el uso de (c) y (ø), cuando se trató de aplicarlo ya no solo al cálculo de la resistencia al corte del material rocoso o de planos de discontinuidades definidas, sino al macizo rocoso en su conjunto, así co mo resultaba necesario en un gr an numero de proble mas prácticos en los que e l comportamiento mecánico del macizo no resultaba dir ectamente controlado ni por pla nos específicos de discontinuidades ni por la resistenci a al corte intrín seca a los materiales rocosos constituyente el macizo, sino por la resistencia media global del conjunto constituido por los materiales rocosos, las discontinui dades, los eventuales fino, la geometría relativa de la macroestructura del medio discontinuo, entre otros.

Surgieron entonces las preguntas siguientes:

¿Cuales son y como se determinan los parámetros (c) y (ø) del macizo rocoso heterogéneo y discontinuo? ¿Son iguales a los de los materiales rocosos constituyentes el macizo? ¿O son iguales a los de las discontinuidades presentes? (¿A los valores picos, o a los residuales?) ¿O se debe hacer la media entre los parámetros de los diferentes materiales presentes y de las discontinuidades? ¿Pero se hará una media ponderada? (¿y según cual ponderación?) ¿Se determinarán con ensayos en laboratorio o en sitio? ¿Y luego finalmente, como se pasará de los valores de ensayo a los parámetros del macizo, que son en definitiva los que requiere el ingeniero proyectista?

En este contexto, la introducción del criterio de resisten cia de H oek (1980) para rocas y macizos rocosos, h a producido un gran salto cualitativo en la ingeniería de rocas, al permitir este desvincularse finalmente del uso (impuesto por la falta de alternativas prácticas valederas) del criterio de resistencia de Mohr-Coulomb el cual, habiendo sido rígidamente trasladado de la mecánica de suelos a la mecánica de rocas, obligaba a la adopción de parámetros de resistencia al corte (c y ø), supuestamente representativos también del nuevo medio: el macizo rocoso.

El criterio de Hoek-Bro wn introduce parámetros de resistencia al corte pr opios, sea del material rocoso (l a resistencia a la compresión uniaxial Co y el parametro de Hoek para la roca intacta mi), sea del macizo rocoso (mb) y (s) a través del índices GSI (Geological Strengh Index).

325

326

Según la versión actual del criterio de resistencia de Hoek-Brown (1997), la formulación general es la siguiente:

a

b sCo

mCo ⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ ++= 3

31σσσ

Siendo: (σ1 y σ3) los esfuerzos principales máximos y mínimos respectivamente (eventualmente ef ectivos) al momento de la rotura; (m b) la constante de Hoek para el macizo rocoso; (s y a) las constantes de Ho ek que dependen de las características geomecánicas del macizo rocoso; y (Co) la resistencia a la com presión uniaxial del material rocoso.

Para el material rocoso: (mb = mi); (s = 1); (a = 0.5) y el criterio se transforma: 1331 ++=

ComiCo σσσ

Para el macizo rocoso (cuando GSI ≥ 25), los parámetros mb, s y a, valen:

0.5a 9

100exp 28

100exp =⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −

=⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −

=GSIsGSImimb

Para el macizo rocoso (cuando GSI < 25), los parámetros mb, s y a, valen:

200GSI-0.65a y 0

28100exp ==⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛ −

= sGSImimb

La definición del Geologi cal Strength Index (GSI) para el macizo rocoso, depende de la macroestructura del macizo rocoso (grado de fracturación) y de las condicion es de las superficies de la s discontinuidades, según la mas reciente definición propuesta por Hoek (1998) reproducida en la figura 3.

Los autores del criterio s ugieren, a fa lta de una a preciación directa en campo y solo pa ra macizos rocosos caracterizados por un GSI > 25, estimar este a partir del RMR de Bieniawski, depurándolo del factor orientación de las discontinuidades y asignando 10 al factor agua. Russo (1998), propone estimar el GSI tambien a partir del indice Q de Barton, depurandolo del factor tensional (SRF) y asignando 1 al parárrmetro agua (Jw), obteniendo luego: GSI = 9 lg Q´ + 44. .

Claro está que no todos los problem as están resueltos con la sola adopción del criterio de Hoek-Brown. Queda el problema de la selección del m ás representativo valor de los parám etros (Co) y (mi) para macizos heterogéneos; el índice geomecánico (GSI) tiene algo de cualitativo y por lo tanto de subjetivo; la determinación en laboratorio del parámetro (m i) es dificultosa: para cada material presente, según Hoek y Brown (1997), se deben realizar por lo m enos 5 ensay os triaxiales so bre igual nú mero de muestras del mismo material con presiones de celda entre 0 y el 50% del valor de Co.

Finalmente, otra dificultad señalada por los autores del criterio, es la que deriva de la todavía difundida, aunque poco justificada, práctica de emplear el criterio de Mohr-Coulomb y los supuestos parámetros (c y ø) asociados al macizo rocoso, como consecuencia de la difusión de software especializado que los utiliza.

Altura del solido de cargas y GSI

Un claro ejemplo de la ci tada practica, relativa al us o del criterio de Mo hr-Coulomb para macizos rocosos, lo constituye la antes descrita metodología AFTES, propuesta para evaluar las car gas sobre el soporte de túneles poco profundos excavados en rocas.

327

328

329

330

manteniendo inalterada la formulación del criterio: sComCo ++= /331 σσσ , siendo: (σ1 y σ3) los esfuerzos principales máximos y mínimos respectivamente al momento de la rotura; (m – s y mr – sr) los parámetros picos y residuales de Hoek para el macizo rocoso y (mi y Co) respectivamente el parámetro de Hoek para el material rocoso y la resistencia a la compresión uniaxial del material rocoso.

En el gráfico de la figura 6, se representan los parámetros originales de Hoek en función del GSI (en 1994 Hoek introdujo el Geological Strengh Index y lo sustituyó al RMR en las fórmulas antes indicadas) y puede observarse que el decai miento de los parámetros ( m y s) cuando se transforman en parám etros residuales (mr y sr), se acentúa notablemente con el dism inuir del valor del GSI, o sea con el dism inuir de la calidad geom ecánica del macizo rocoso. En partic ular para macizos rocosos de baja calidad geomecán ica (GSI < 2 5 – 30), los valores numéricos de los parámetros residua les decaen abruptamente y probablemente en for ma irrealísticamente exagerada.

Para subsanar esta incongruencia, Hoek y Brown en 1997 reconocen, aunque de manera no explícita, la inconsistencia del procedimiento originalmente indicado para calcular los parámetros residuales, al introducir el concepto de un GSI residual (para el macizo rocoso en condiciones de post falla, post rotura, o post plastificación) e implícitamente sugieren, para el cálculo de los parámetros residuales, utilizar las fórmulas de los parámetros naturales (m y s) pero sustituyendo al GSI el valor del GSI residual.

Adicionalmente, en el m ismo trabajo de 1997 , Hoek y Brown por intermedio de tres ejem plos relativos a macizos rocoso de optima , media y baja calidad, a los cuales asignan valores numéricos p ara los par ámetros naturales y residuales, permiten deducir los valores del GSI residual en cada caso, resultando una relaci ón no lineal entre GSIres y GSI presentando, los valores residuales, una caída tanto más acentuada cuanto mejor es l a calidad geomecánica del macizo rocoso natural: el GSIres vale del orden de 2/3 del GSI para macizos rocosos de buena calidad (GSI > 75), 4/5 para m acizos de calidad intermedia y se m antiene en el m ismo orden (GSI res ≈ GSI) para macizos rocoso de baja calidad (GSI < 30).

La explicación de este nuevo resultado, debe ser buscad a en el c omportamiento post falla que presentan los macizo rocoso de diferente calidad : desde un com portamiento elasto frágil para una calidad optim a, a un comportamiento elasto plástico con ablandamiento para una calidad intermedia, hasta un comportamiento elasto perfectamente plástico para una calidad pésima.

En el gráfico de la figura 7 se indica el GSIres en función del GSI natural según deducible de los tres ejemplos de Hoek y Brown (1997) y también se indican las relaciones que valdrían si se consideraran valederas las formulas originalmente propuestas (1988) para los parámetros r esiduales (mr y sr): sería necesario asu mir valores irracionalmente negativos para el GSIres, a mayor prueba de la inconsistencia de aquellas fórmulas y de aquellos valores exageradamente bajos que se obtendrían para lo s parámetros residuales, especialmente para macizos rocosos de calidad geomecánica muy pobre. Se inclu ye en el mismo grafico la relación lineal propuesta por Russo (1998): GSIres = 0.36GSI.

Finalmente, el gráfico de la figura 8 evidencia la diferencia entre las for mulas originales (de mr y sr) y las actuales, ya que representa los valores naturales y residuales de los parámetros del criterio de Hoek-Brown para macizos rocosos (1988 y 1997), tomando también en cuenta la ultima formulación propuesta, que indica a sumir (s = 0), para GSI < 25.

331

En alternativa, se propone a continuación una m etodología sencilla que perm ita estimar las referidas cargas a partir de la dimensión del túnel y del parámetro (GSI) del macizo rocoso en que se realiza la excavación.

El ancho (b) del sólido de cargas puede teóricamente variar de un mínimo igual al ancho del túnel (para ø = 90°), hasta un máximo igual a (B+2Ht) para ø = 0°. En la práctica el ángulo de fricción podrá razonablemente variar alrededor de 35°, entre 60° y 10°, así que (B+2Ht) tg15 <b< (B+2Ht) tg40 con lo cual parece suficientemente aproximado un valor de b = 2.5 D, siendo D el diámetro e quivalente de la sección del túnel. En consecuencia, los límites de cobertura (H) hasta los cuales, respectivamente, la altura (Hp) es igual a la cobertura y el método del sólido de carga es aplicable, resultan ser 2.5 D y 6.25 D.

Queda por lo tanto solo por estimar la altura (Hp) del sólido de cargas para coberturas (2.5D<H<6.25D).

Es interesante a este propósito observa r que el fenómeno del efecto arco se acentúa, además que con la calidad geomecánica del macizo rocoso (GSI), también con el aumento de las presiones horizontales de confinamient o dentro del terreno interesado y estas presiones, por interm edio del coeficiente de empuje lateral, son a su vez proporcionales a las presiones verticales y por lo tanto en primera aproximación a la m isma cobertura, o a la relación (H/D) entre cobertura y diámetro equivalente de la sección de la excavación, para así al m ismo tiempo tomar en cuenta que el desarrollo del efecto arco se facilita al disminuir el ancho y la altura de la excavación.

En este mismo orden de ideas puede observarse ta mbién que el lim ite superior de la cobertura (H) para la aplicabilidad del método del sólido de cargas, debería i gualmente disminuir con el aumentar de la calidad geomecánica (GSI) del macizo rocoso, con lo cual en efectos (así como se comentó antes) también disminuye el ancho del sólido de cargas (b).

Tomando en cuenta todas las consideraciones expuestas, se ha elaborado el diagrama de la figura 4 en el que se propone la forma em pírica de calcula r la altura (Hp) del sólido de carg as en funció n del GSI, del di ámetro equivalente del túnel (D) y de la cobertura efectiva (H), para túneles excavados en roca.

Para la elaboración de este diagrama, se ha hecho referencia, entre otros, a la formulación original de AFTES y a la correlación propuesta por Hoek y Brown (1997) en tre el ángulo de fricción global y cohesión glo bal de un macizo rocoso y la calidad geomecánica del mismo macizo rocoso (GSI) y del correspondiente material rocoso (mi y Co) d ominante (figura 5), obte niéndose finalmente mediante simulación la fórm ula con la cual se h a

construido el diagrama propuesto: ⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −=

2550exp

/25.6 GSI

DHβ

A manera de co mplemento, resulta interesante s eñalar que probablemente los valores del GSI que deben utilizarse para el cálculo propuesto, no necesariamente deberán ser los valores correspondientes al macizo rocoso natural sino los valores (m ás bajos) correspondientes al macizo rocoso ya afectado (disturbado) por la excavación. Posiblemente un criterio aceptable será el de considerar los valores del GSI natural para calcular las cargas sobre el soporte a corto plazo, y luego considerar los valores del GSI residual para calcular las cargas sobre el revestimiento a largo plazo.

GSI residual (GSIres)

En cuanto a co mo sea posible esti mar los va lores numéricos del GSI residual, pueden hacer se las consideraciones que siguen:

En la actualización del criterio de rot ura para macizos rocosos del 1988, Hoek y Brown presentar on las siguientes fórmulas empíricas para el cálculo de los parámetros picos y residuales (m – s – mr – sr) en función de la calidad del macizo rocoso (RMR):

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛=⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛ −=⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛ −=⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛ −=

6100-RMRexpsr ;

9100RMRexps ;

14100RMRexp

mimr ;

28100RMRexp

mim

332

333

334

Bibliografía

Terzaghi K. 1946. Rock defects and loads on tunnel supports. Rock tunneling with steel suppor Proctor & Withe. Protodyakonof M. 1960. Klassifikacija gorotworu. Moscow. AFTES 1988. Recommandations de Association Francaise des Travaux en Souterrains. Paris. Hoek E. and Brown E.T. 1980. Underground excavations in rock. I.M.M. London Hoek E. and Brown E.T. 1997. Practical estimates of rock mass strength. Int. J. Rock Mech. Min. Sci. 34(8). Hoek E. 1998. Putting numbers to geology - An engineer´s viewpoint. Quarterly J. Eng. Geol. Russo, G., Kalamaras, G.S. an d Grasso P. 19 98. Geomechanical Classes, behaviour categories and technical . classes for an underground proyect. Gallerie e grandi opere sotterranee. March, N.54. Hoek E. and Brown E.T. 1988.The H & B failure criterion – a 1988 update. 15th Can. Rock Mech. Simp .Toronto. Hoek E. 1994. Strenght of rock and rock masses. ISRM News Journal, 2(2).

335

GEOMECANICA DE LOS TUNELES: UNA VISION PRAGMATICA

Gianfranco Perri Ingeniero Consultor, Profesor de “Diseño Geotécnico de Túneles” en la Universidad Central de Venezuela

Resumen

Se introduce el concepto de clase de com portamiento de una excavación y se define cada una de las siete posibles clases que pueden ser encontradas. Se identifican los elem entos discriminatorios de cada clase (los factores de seguridad del frente y de la cavidad), luego los otros elementos asociados a cada clase y finalmente, las intervenciones de estabilización norm almente necesarias para cada caso. Se señala com o la clase de comportamiento de una excavación depende, en prim era aproximación, de las características geom ecánicas de los materiales rocosos constituyentes el macizo (la resistencia a com presión uniaxial), de la m acroestructura del macizo (el Geological Strenght Index) y del estado de solicitaciones naturales preexistentes a la excavación (la cobertura). Se propone una form ulación aproximada y sencilla para prever, a nivel de proy ecto, la clase de comportamiento de la excavación justamente en función de cobertura, compresión uniaxial del material rocoso y geomecánica del macizo y finalmente, se comenta como verificar durante la construcción mediante el monitoreo, la clase real de comportamiento de la excavación. Introducción

La ingeniería de túneles, a lo largo de su relativam ente corta evolución (quizás el año de nacim iento más acertado para la "moderna" ingeniería de túneles es el 1946 en coincidencia con la presentación de la Clasificación de Terzaghi, contenida en el trabajo "Rock defects and loads on tunnel supports", publicado en el libro "Rock tunneling with steel supports by Proctor and Withe. Ohio"), ha reservado a sus adeptos una larga serie de entusiasmos cada vez m otivados por nuev as teorías, nuevas herram ientas de calculo, nuevas metodologias, nuevas concepciones, todas casi siem pre presentadas o asum idas como finalmente exactas, finalmente poderosas, finalmente reveladoras e interpret es fieles del real com portamiento de las excavaciones subterráneas y de las leyes físicas y matemáticas que lo controlan.

Pero, puntualmente, a cada fuerte entusiasm o ha seguido una mas o menos fuerte frustración, m otivada por la constatación de las equivocaciones, las inexactitudes, l as parcialidades y, cuanto menos, de los lím ites de cada teoría, herramienta o metodología de análisis y calculo, propuesta.

Así ha ocurrido con la teoría del efecto arco de Terza ghi, con los m étodos basados sobre el uso de los índices geomecánicos RMR, RSR, Q, con la técnica de los elementos finitos, con l as formulaciones analíticas y numéricas de las líneas características, con los análisis gráficos y analíticos de estabilidad geoestructural, etc.

Claro está que cada vez han resultado contribuciones im portantes y a veces trascendentales en el cam ino del entendimiento de complejo fenómeno de la geoestática de las excavaciones subterráneas y del aún más complejo fenómeno de la interacción terreno-soporte y , gracias a ta les contribuciones, hoy en día el panoram a se revela, aún que con toda su gran com plejidad, ciertamente más claro y más cercano a la probable realidad, de lo que se presentaba hace unas pocas décadas.

Pero la frustración se mantiene si esta se asocia a la imposibilidad de disponer de una efectiva teoría y metodología de diseño que sean ampliamente aceptadas y generalmente aplicables, ya que se debe reconocer que son tan grandes los lim ites de cada form ulación propuesta que obligan, una vez más, a recurrir finalm ente al análisis observacional del real com portamiento de la excavación en cada caso esp ecífico, como la form a finalmente más adecuada de optimizar el diseño y la construcción de las obras subterráneas.

336

GIANFRANCO

Cuadro de texto


Renunciando en esta ocasión a enum erar y comentar los suficientemente conocidos y reconocidos lim ites prácticos y teóricos del m étodo de los elem entos finitos, de las líneas características, de los índices de clasificación RMR, RSR, Q, etc., dentro del orden de ideas hasta aquí expuesto, a continuación se presenta y amplia el concepto de clase de com portamiento de la excavación, com o base insus tituible y suficientemente pragmática en el proceso de análisis y diseño optimo de una excavación subterránea.

Vale quizás la pena solam ente comentar como sea, por ejemplo, igualmente ilusorio y limitante el pretender analizar y diseñar un túnel basado en el solo uso de índices de calidad que, com o por ejem plo el RMR de Bieniawski, no hacen referencia alguna a los aspectos tensionales y deformacionales del problema reduciendo todo a una caracterización física del medio en que se excavará, así como sea igualmente ilusorio y equivocado el pretender modelar fielmente con m étodos de cálculo so fisticadísimos, como por ejem plo el m étodo de los elementos finitos, la compleja naturaleza geológica de los terrenos y la compleja interacción terreno-estructuras, ligada además esta última, íntimamente al proceso constructivo.

Por el contrario, el com portamiento geoestático de una excavación subterráneas o, m ás esquemáticamente, la clase de comportamiento de la excavación, depende de la combinación de un conjunto de num erosos factores que, con el máximo de la simplificación, pueden identificarse como: el estado de solicitación natural preexistente en el macizo rocoso y la geomecánica del macizo rocoso.

El estado de solicitación natural, en prim era aproximación, puede (a falta de elem entos adicionales como por ejemplo mediciones) asociarse directamente con la profundidad o cobertura (H) de la excavación y la geomecánica del m acizo rocoso puede, tam bién con una cierta aproxim ación, asociarse por un lado con la resistencia de los materiales rocosos dominantes (σci) y con el módulo de deformación del macizo (Em) y por el otro lado con la macro estructura del macizo (fracturas, alteraciones, anisotropías, morfologías de las superficies de las discontinuidades, entre otros); para identifi car numéricamente esta geom ecánica del m acizo rocoso, se pueden usar diferentes índices de calidad geom ecánica, como son por ejemplo: RQD, RMR, RSR, Q y GSI, entre otros.

GSI y características geomecánicas de los macizos rocosos El GSI (Geological Strenght Index), introducido por Hoek en 1994, ciertam ente es el índice m as adecuado para caracterizar geomecanicamente un macizo rocoso con miras a estimar sus propiedades geotecnicas de resistencia y deformabilidad. En tabla gráfica se presenta la ve rsión mas actualizada propuesta (Hoek, 1998) para la definición del GSI y a continuación también se propone un conjunto de formulas empíricas y gráficos relativos, que permiten obtener las principales características geom ecánicas del macizo rocoso, a partir del GSI y de las dos características básicas del material rocoso (la roca intacta): su resistencia a la compresión uniaxial (σci) y su parámetro del criterio de resistencia de Hoek y Brown (mi)complementados, cuando disponible, por su modulo de deformación (E).

Se trata de form ulas deducidas interpretando y completando las indicaciones originales (Hoek y Brown, 1997), que permiten obtener una estim a inicial aunque aproxim ada, de las características de resistencia (ángulo de fricción, cohesión y compresión uniaxial) y de deform abilidad (módulo de deformación longitudinal) para el macizo rocoso: ϕ - c - σcm - Em:

ϕ = 0.424 GSI - 0.0016 GSI2 - 5 + 9 Ln mi

c = σci (0.0058+ 0.0004 mi)e GSI (0.0455 - 0.007 Ln mi) o, c = σci 0.0013 e 0.026 GSI

σcm = σci 0.025 e 0.031 GSI

Em = √σci 10 (GSI+70) / 40 o, Em = E 10 (GSI-90) / 40

337

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338

Definición de las clases de comportamiento

Las posibles clases de comportamiento de la excavación, pueden para fines prácticos resumirse en las siguientes 7 (Russo et Al., 1998):

Clases de Comportamiento a y b:

En las clases de comportamiento a y b la resistencia intrínseca del macizo rocoso permite a este de soportar, sea en el frente de excavación sea a distancia de este sobre el contorno de la cavidad, las solicitaciones que se desarrollan como consecuencia de la abertura de la cavidad misma.

La relación de m ovilización entre resistencia y solicitaciones es por lo tanto siem pre mayor de 1; las deformaciones permanecen en campo elástico o casi elástic o y son por lo general de modesto alcance. Los eventuales fenómenos de inestabilidad, están con ectados a cinem atismos gravitacionales de bloques lapídeos: dichas inestabilidades son leves en la clase a, que se puede referir a un m acizo rocoso continuo en relación a las dimensiones de la cavidad, y son más marcadas en la clase b, que se puede referir a un m acizo rocoso discontinuo y por lo tanto, mas favorable a la formación de cuñas y bloques.

En estas categorías, la cavidad es estable y no pueden ser presum idos fenómenos de decaimiento geomecánico en función del tiem po u otros factores. Las posibles intervencion es de estabilización, están exclusivamente finalizadas a evitar cinem atismos gravitativos de eventuales cuñas lapídeas localizadas mediante los análisis geoestructurales. Se asum e suficiente por lo tanto, la puesta eventual en obra de pernos localizados y de una capa de concreto proyectado para la protección de caídas de pequeños bloques y para incrementar la seguridad de los trabajos de excavación.

Clase de Comportamiento c:

El estado tensional que se desarrolla en la zona del frente como consecuencia de la abertura de la excavación puede al limite aproximarse a la resistencia del macizo rocoso (FS>≈1 o FS≈1) y por lo tanto, pueden surgir deformaciones limitadas en campo elástoplastico, que producen condiciones de incipiente inestabilidad. Los gradientes deformativos del frente resultan sin em bargo bajos y la deform ación radial (relación entre el desplazamiento radial y el radio de la galería) y a inevitable al frente, resulta m uy contenida (por lo general menor que 0,5%).

Sobre el contorno de la cavidad, a cierta distanci a del frente, las solicitaciones inducidas superan la resistencia del macizo rocoso (FS<1). Se form a consecuentemente, más allá del perfil de excavación, una franja de roca plástificada, de extensión menor de un radio del túnel, m ientras al m ismo tiempo se van manifestando convergencias significativas hasta la obtención teórica de una nueva condición de equilibrio.

Las intervenciones de estabilización son generalmente de tipo conservativo basadas en técnicas de contraste pasivo, dirigidas o sea a evitar el completo deconfinamiento del macizo rocoso en el contorno de la cavidad y entonces su descompresión hasta mucho mas allá del mismo contorno.

Tal intento se consigue mediante la puesta en obra de un sistema compuesto por pernos o costillas metálicas livianas y concreto proyectado, capaz de contrastar con adecuado margen de seguridad las cargas radiales calculadas para el equilibrio.

Clase de Comportamiento d:

En la clase d, las solicitaciones actuantes en la zona del frente resultan tales de superar seguram ente la resistencia del macizo rocoso (FS<1). La roca en el frente está por lo tanto en estado plástico, pero debido al moderado desequilibrio tensional y /o debido a particulares propiedades del macizo, las deformaciones se desarrollan lentamente en relación a las norm ales velocidades de avance de la excavación y no se producen

339

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340

derrumbes del frente. La deform ación radial en el fre nte resulta, como orden de m agnitud, entre 0,5 y 1% del radio del túnel (Ro).

Debido al producirse y a en el mismo frente de deformaciones plásticas, las condiciones de la cavidad lejos del frente, resultan más críticas que las de la clase anteri or y la franja plástica se desarrolla en sentido radial en una extensión superior al radio del túnel (Rp=2-4 Ro).

En el caso de comportamiento d, se necesitará verificar cuidadosamente el valor del confinamiento necesario para la estabilización de la cavidad, evaluando por lo ta nto la posibilidad de utilizar exclusivamente técnicas de contraste pasivo, o por el contrario la necesidad de aplicar conjuntam ente intervenciones de carácter conservativo y mejorativo.

En efectos, es m uy probable que las acciones de estabilización puedan concretizarse con la aplicación de una adecuada estructura de contraste, constituida por costillas y concreto proy ectado, suficientemente pesada para soportar las cargas de equilibrio, even tualmente complementada con una arm adura del frente mediante elementos de vidrioresina con el objeto de rigidizarlo lo suficiente para perm itir un equilibrio temporal de la cavidad hasta tanto, a distancia de 0.5 a 1.0 Ro, entre a actuar el soporte primario, después de haberse desarrollado una limitada y por lo tanto aun beneficiosa convergencia de la cavidad.

Para las condiciones m ás críticas, dentro de esta clase de comportamiento “d”, la consolidación del frente mediante elementos de vidrioresina se podrá extende r en el inm ediato estrados del perím etro de la excavación, mediante la colocación de una serie de elem entos de vidrioresina periféricos y algo inclinados respecto al eje del túnel para de tal m anera afectar, con la acción m ecánica de armadura consolidante, una corona de roca inmediatamente externa al perímetro de excavación, contribuyendo de tal forma a limitar la extensión del radio de plastificación de la roca alre dedor de la excavación y en consecuencia lim itar las cargas finales de equilibrio sobre el soporte primario.

Clase de Comportamiento e:

La clase de comportamiento e, se diferencia de la precedente por una ulterior acentuación de los fenómenos deformativos de la cavidad, sea al frente sea a distancia del mismo. En la zona del frente el desequilibrio tensional es tal de producir altos gradientes deform ativos, resultando críticas las condiciones de estabilidad del frente para las normales velocidades de avance. La deformación inevitable en el frente por lo general es superior al 1%. Más allá del contorno de la cavidad, la franja plástica resulta m uy extendida (Rp/Ro>>4) y la convergencia radial muy acentuada.

Para contener el desarrollo de la plastificación, sea más allá del frente de la excavación, y sea en sentido radial, es m uy útil una intervención m ejorativa de consolidación preventiva del núcleo con elementos resistentes de vidrioresina conectados al m acizo rocoso mediante inyecciones de m ezclas de cem ento, previamente a la instalación de un soporte prim ario muy pesado eventualmente integrado con la aplicación de elementos radiales de recalificación del macizo rocoso cuy a densidad y longitud dependerán esencialmente del com portamiento deformacional del m acizo rocoso alrededor de la excavación. Tales elementos radiales podrán tam bién ser constituidos por vidrioresina, o podrán ser guay as o pernos estructuralmente equivalentes, dependiendo de la factibilidad práctica de su construcción, en relación con la densidad y longitud que resulten necesarias.

Finalmente, para los eventuales casos en que a pesar de las intervenciones indicadas, no se llegue a estabilizar la cavidad satisfactoriamente, se deberá realizar, después de la consolidación del frente y antes de la colocación del soporte primario, una recalificación radial de la roca en las inm ediatas cercanías del frente de excavación, con el objeto de lim itar a las magnitudes máximas admisibles, las cargas de equilibrio sobre el soporte de costillas y concreto proyectado el cual, en tales circunstancias, se deberá colocar a una distancia del frente suficiente para permitir la necesaria descarga controlada de las tensiones naturales dentro de la roca previamente recalificada.

341

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Clase de Comportamiento f:

La clase de com portamiento f, se distingue por una inestabilidad a corto plazo del frente y con derrumbes inmediatos en el mismo, como consecuencia de las operaciones de avance.

Tal comportamiento es, por ejem plo, típico de los terrenos incoherentes, de macizos rocosos cataclasados, como en las zonas de fallas, o en presencia de fuert es gradientes hidráulicos, o de todos m odos en los casos en donde desequilibrios tensionales elevadísim os determinan el derrumbe inmediato del frente al m omento de la abertura de la cavidad.

En el caso de cruce de fallas o en los tram os que de todos modos se caractericen por una inestabilidad a corto plazo del frente con condiciones de colapso inm ediato, se evaluará en función de las características geoestructurales y hidrogeológicas, la necesidad de in tervenciones de preconfinam iento, presoporte o de mejoramiento en avance, o eventualm ente una oport una combinación de dichos m étodos. Debido a la reducida capacidad portante de los terrenos, el sistem a de contraste de prim era fase contem plará además adecuadas soluciones t écnicas complementarias (por ejemplo, costillas con apoy o aumentado, tratamiento mejorativo del terreno de fundación de las costillas, arco invertido provisional, etc.).

Caracterización de las clases de comportamiento

Ahora bien, aunque tanto la necesidad así com o la definición y tipología de las intervenciones de consolidación de la roca se podrán detallar solam ente en fase constr uctiva mediante la atenta observación y constante monitoreo del com portamiento efectivo de la ex cavación, pueden preliminarmente introducirse algunas herramientas de análisis aproxim ado, con el objetivo de predecir el com portamiento de los posibles escenarios futuros en función de los iniciales conocimientos e inferencias sobre la geomecánica de las excavaciones.

En este orden de ideas es necesario identificar, para cada una de las clases de com portamiento de la excavación previamente definidas (de “a” hasta “f”), aquellos elementos que puedan resultar suficientem ente “discriminatorios” de las diferentes situaciones, aunque ta mbién será igualmente útil identificar para cada clase, aquellos elementos que pueden considerarse com o “asociados” aunque no discrim inatorios por sí m ismos. Naturalmente el cuadro se deberá com pletar con la identificación de las posibles m edidas de soporte y consolidación a tomar para cada clase.

Partiendo de la definición de cada una de las clases de comportamiento de la excavación, puede observarse que los principales elem entos “caracterizantes” en cada caso, son la estabilidad del frente y la estabilidad de la cavidad. Estos elem entos definitorios a su vez dependen de la com pleja interacción entre varias com ponentes, principalmente: el estado de solicitaciones naturales (cobertura en prim era aproximación), la com petencia mecánica de los m ateriales constituyentes el macizo rocoso (en prim era aproximación la resistencia a la compresión uniaxial) y la macroestructura del macizo rocoso (anisotropía, fracturación, plegamiento, alteración, etc.) para cuantificar la cual, en prim era aproximación, pueden utilizarse los diferentes índices de calidad propuestos tales como por ejemplo, RQD, RMR, RSR, Q, GSI, etc.

Una vez definidos los dos factores de seguridad, respec tivamente relativos a la estabilidad en proximidad del frente de excavación y a la estabilidad de la cavidad de la excavación a cierta distancia del frente (FSf y FSc), se propone utilizar la com binación de estos factores de se guridad cuales elem entos “discriminatorios” de las diferentes clases de com portamiento de la excavación, según tales valores resulten m ayores próximos iguales o menores a 1, como se indica detalladamente en el cuadro anexo.

Este cuadro resumen sintetiza, por un lado la misma definición de las clases de comportamiento de la excavación y luego, los correspondientes elementos “discriminatorios” y elementos “asociados” en form a de rangos, incluyendo finalmente de m anera muy esquemática, indicaciones sobre los posibles soportes y las posibles eventuales intervenciones de consolidación a utilizar en cada clase.

343

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Conclusiones Persiguiendo el objetivo de utilizar el concepto de clase de com portamiento como instrumento fundamental también en el proceso de preselección del soporte y de la eventual consolidación, se ha elaborado (ver tabla) una formulación suficientemente simple y aproximada para el cálculo de los factores de seguridad de la excavación en cercanía del frente (FSf) y en la cavidad lejos del fre nte (FSc), en función de solamente los tres parámetros básicos siguientes: Cobertura del túnel (H), Resistencia de la roca (σci) y Geomecánica del macizo (GSI).

En efectos el procedim iento ilustrado permite, de una manera simple aunque aproxim ada, prever en fase de proyecto las clases de com portamiento a esperar así como las probables intervenciones de estabilización necesarias y luego, durante la construcción, perm ite evaluar mediante el adecuado y necesario monitoreo de la obra (deformaciones en el frente y radialmente, en el perímetro y mas allá del contorno de la excavación) la clase de comportamiento real. Es importante observar que, así com o ilustra la tabla gr áfica, para una misma calidad geomecánica del macizo rocoso (GSI), es posible que la excavación tenga un com portamiento muy diferente en cuanto a su estabilidad, dependiendo bien sea de la resistencia ( σci) de los materiales rocosos presentes, bien sea del estado de solicitaciones preexistente en el macizo rocoso a nivel de la excavación (Po o mas simplisticamente H). Con lo anterior se quiere recalcar la no necesariam ente directa y unívoca dependencia, muchas veces equivocadamente supuesta, entre la calidad geom ecánica del m acizo rocoso (por ejem plo su RMR) y el comportamiento de la excavación, m uchos menos si se tratara de la relación inversa igualm ente a veces (incorrectamente) ventilada: calidad geom ecánica del m acizo rocoso (RMR) a partir de la observación del comportamiento de la excavación. Bibliografía Hoek E. 1994. Strenght of rock and rock masses. ISRM News Journal, 2(2). Hoek E. and Brown, E.T. 1997. Practical estimates of rock mass strength. Int. J. Rock Mech. Min. Sci. 34(8). Russo, G., Kalamaras, G.S. and Grasso P. 1998. Geomechanical Classes, behaviour categories and technical . classes for an underground proyect. Gallerie e grandi opere sotterranee. March 1998, N.54. Hoek E. 1998. Putting numbers to geology - An engineer´s viewpoint. Quarterly J. Eng. Geol. .

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UMBRELLA ARCH : EN EL FERROCARRIL CARACAS-CUA UN MÉTODO CONSTRUCTIVO PARA TÚNELES EN TERRENOS DIFÍCILES BASADO EN LA VERSIÓN MODERNA DE LA TÉCNICA DEL ¨ MARCHAVANTI ¨ Gianfranco Perri Ingeniero Consultor, Profesor de “Diseño Geotécnico de Túneles” en la Universidad Central de Venezuela

Resumen

Después de una breve introducción histórica y cronológica sobre la técnica del Umbrela Arch y su precursor, el Marchavanti minero, se describe en térm inos generales esta moderna técnica de presoporte y preconsolidación de los terrenos, utilizada para la excavación m ecanizada de túneles en condiciones geotécnicas difíciles y peligrosas. Luego, se reportan los datos globales y generales relativos a los 20 túneles en construcción para los 40 Km de línea férrea Caracas-Cúa y se presentan los esquemas básicos de las intervenciones consolidantes que, mediante el uso del arco troncocónico de m icropilotes y de los elementos en vidrioresina de arm adura de los terrenos, han sido hasta ahora exitosamente utilizadas en la excavación de los túneles de doble vía del ferrocarril Caracas-Cúa. Introducción

El "Arte", dentro de la Ingeniería de Túneles, ha ocupado siempre un lugar predominante: desde los orígenes cuando todo era "Arte", hasta los tiem pos más modernos en los que la computación y el automatismo más sofisticado aún no han permitido prescindir de una amplia dosis de "Arte" en la adopción de nuevas tecnologías y metodologías para la construcción de las grandes obras subterráneas.

Es así que, dentro del m arco descrito, en la construcción de túneles se proponen constantem ente soluciones más o menos novedosas, basadas sobre el em pirismo y la experiencia en unos casos o sobre la sim ple evolución de antiguas técnicas en otros, para que sea siem pre la prác tica a verificar sus cualidades y defectos y , solamente entonces por lo general, es cuando intervienen la "Cienc ia" y las "Teorías" a analizar o corroborar y , (esto es cierto), generalmente optimizar el fruto del "Arte", elevándolo a las categorías de "Técnica" y "Ciencia".

Ha sido dentro de este continuo proceso de innovación tecnológica que, desde hace algunos años (algo más que una veintena) se ha venido experim entando (esencialmente en Italia) en la construcción de túneles de grandes diámetros en terrenos especialm ente difíciles en condi ciones críticas en relación con la estabilidad de la excavación, una técnica de preconsolidación o de confor mación de un presostenimiento del terreno adyacente a la excavación, que bien se puede definir com o la técnica de un m oderno "marchavanti" (del término italiano "marciare avanti": marchar adelante), toda vez que r esulta natural y casi inevitable la asociación de ideas con aquella técnica minera que fue clásica y tradicional en el arte tunelero de todo el m undo, que consiste en hacer preceder el frente la excavación en terrenos especialm ente inestables, por la hinca en el perím etro del techo, de una serie de elementos generalmente metálicos planos, puntiagudos, pseudo paralelos y adyacentes entre sí, hasta formar un arco dentro del terreno del núcleo próximo a excavar (figura 1, Desimón 1939).

Claro está que todo aquello ocurría en la excavación de túneles de pequeñas secciones y en ciclos de avance limitados a pocas cantidades de m etros, en una operación extremadamente lenta y dificultosa, prácticam ente manual, que, sin embargo, permitió en innumerables ocasiones superar situaciones críticas en extremo.

En contraste, la técnica actual que en inglés se ha dado por llam ar "Umbrella Arch", (arco protector), se caracteriza por su aplicación en túneles de gran diám etro y por permitir la excavación sem imecanizada casi a sección completa y sobre tramos de avance que pueden alcanzar hasta la docena de metros.

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Lo anterior se logra m ediante el uso de elem entos, generalmente tubulares metálicos, que se ponen en obra en fase de avance, más allá del estrados de la excavación, introduciéndolos dentro de perforaciones especialm ente ejecutadas con gran longitud y precisa orientación, in tegrándose, además, tal operación con iny ecciones de mezclas cementantes que rellenan los vacíos de las perforaciones y que, siguiendo distintas variantes tecnológicas, penetran el terreno consolidándolo a lo largo y ancho del "arco protector" así conformado (fig. 2).

Esta técnica, en los últim os años, ha dado lugar a un gran número de aplicaciones con constantes m ejoras en su ejecución a consecuencia bien sea de los progresos tec nológicos alcanzados sobre las m áquinas perforadoras y sobre las metodología de inyecciones, bien sea de la expe riencia acumulada hasta alcanzar la actual sistem ática aplicación en condiciones geológicas y geotécnicas muy diferentes entre sí: desde l as excavaciones en terrenos granulares de naturaleza aluvial, en depósitos de origen glacial y en detritos de falda con grandes bloques (coluviones), hasta las excavaciones en macizos rocosos especialmente fracturados.

Cronología de las primeras referencias El método del arco protector, ha sido utilizado desde la segunda m itad de los años 70 com o técnica de excavación para túneles en condiciones difíciles, muy a menudo en áreas urbanas.

La más antigua referencia bibliográfica encontrada que re lata una técnica constructiva bastante próxim a a la del arco protector, es de Fasoli y Pastore (1976) quienes describen la ejecución, realizada en 1975, de un refuerzo en fase de excavación para atravesar un corto sector crítico del túnel del "Bricco" sobre la autopista Torino-Savona. El refuerzo del arco de bóveda fue logrado ejecutando desde ambos lados del tramo problemático, perforaciones subhorizontales, algo inclinadas hacia el estrados de la bóveda, dentro de las cuales se introdujeron tubos que luego fueron cementados con carato.

Del mismo año es la segunda referencia , Piepoli (1976), en que se describe la construcción del túnel ferroviario "San Bernardino", sobre la ruta Génova-Ventimiglia, siempre en Italia.

En el Simposio Internacional de Túneles que se llevó a cabo en Tokio, Jorge G.R. y Mouxaux (1978), haciendo referencia a las técnicas de prevención de accidentes por inestabilidad del techo de las excavaciones en túneles que se encontraban en fases constructivas durante 1978, describieron el m étodo en los siguientes térm inos, generales pero muy ejemplificativos:

“Tubes chosen to withstand the vertical loads imposed by the weight of the earth and buildings are driven horizontally in one or more rows. They are driven 20 to 30 meters into the soil (b eyond these values, allowable deflections might be exceeded). The tubes are driven in short lengths by rotation and lubricated by betonite-cement slurry that, one set, anchors them in the ground. In certain cases, valves are placed at regular intervals along the tubes for later grouting of the surrounding ground”.

Barisone y otros (1982), aseguran que en Italia hasta 1982 había habido quince túneles en la construcción de los cuales se había usado m ás o menos extendidamente la técnica del arco protector, y en su trabajo describen con detalle siete de estos quince casos, tres de los cuales re lativos a obras en ejecución en 1982 y los otros relativos a obras ejecutadas en años anteriores.

En 1986 se realizó en Florencia el Congreso Anual de la Asociación Internacional de Obras Subterráneas y en aquella ocasión se presentaron cinco trabajos que hacían referencia a la técnica del arco protector y en la mayoría de los casos ilustrados, la técnica del arco protector había sido empleada mediante la utilización de la tecnología "jet grouting" con la cual los tubos metálicos del "marchavanti" quedan em bebidos dentro de una colum na previamente inyectada de carato, aum entando notablemente la eficiencia m ecánica del arco; inclusive en unos casos, solamente las columnas "jet grouting" por sí, constitu ían el elemento estructural, sin ser reforzadas con el tubo o siendo a veces arm adas simplemente con una barra metálica para garantizar su continuidad estructural y para prevenir desprendim ientos accidentales de pedazos de colum nas de c oncreto durante la excavación. Los

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cinco trabajos citados fueron: Balossi y otros - Barisone y Pelizza - Ceppi y otros - Faroro y otros y Lunardi y otros.

Este último trabajo, que describe la utilización bajo distinto s principios de la técnica del "jet grouting" en las obras subterráneas, refiere del túnel ferrocarrilero "Cam piolo" de doble vía entre Tarvisio y Udine, como primer ejemplo de una importante aplicación de la técnica del arco protector ejecutado mediante "jet grouting" en 1983.

En Suramérica, se conoce de experiencias en el uso del arco protector con "jet grouting" en Brasil, como se relata en el trabajo de Dugnani y otros (1989), presen tado en el XII Congreso Internacional de Mecánica de Suelo e Ingeniería de Fundaciones realizado en Río de Janeiro.

En el Congreso Internacional sobre Progresos e Innovaciones en la Ingeniería de Túneles, que se desarrolló en Toronto en 1989, se presentaron tres trabajos sobre la técn ica del "Umbrella Arch", respectivamente por: Barla - Ceppi y otros y Pelizza y otros. En Caracas, en octubr e de 1990, al Tercer Congreso Suram ericano de Mecánica de Rocas, Grasso y otros presentaron un trabajo relativo al uso de la técnica del arco protector m ediante "jet grouting", para la solución de problemas de estabilidad en correspondencia de portales de túneles.

Sucesivamente, en el año de 1991, en Milán se llevó a ca bo un encuentro técnico científico internacional, del 18 al 20 de m arzo, sobre la Consolidación de Suelos y Rocas en la Realización de Obras Subterráneas, presentándose un total de siete trabajos relativos a obras subterráneas ejecutadas con el método del arco protector en "jet grouting" armado: Bertoli y otros - Biagi y otros - Bonasso y otros - Colombo y otros - Focacci y otros - Paviani y otros y Carrieri y otros.

Este último trabajo hace un breve recuento sobre diez a ños de experiencias en el uso del método del arco protector al estilo "m archavanti" e incluye una tabla (fi gura 3) resumen de diez ejem plos de túneles excavados con el m étodo del "Um brella Arch". Se indican para cada túnel, el tipo de roca, la longitud total de la intervención, el año de ejecución, datos relativos a las perforaciones (diámetro longitud y solape), a los tubos (diámetro y espesor) y al número de aquellos usados en cada arco, finalmente el tiempo promedio de ejecución de cada arco y la referencia bibliográfica correspondiente a cada caso.

Los túneles del ferrocarril Caracas – Cúa

La vía férrea en construcción entre Caracas y Cúa tiene una longitud de aproximadamente 40 Km y su desarrollo (figura 4) prevé la excavación de un total de 20 túneles de doble vía en forma de herradura con radio interno neto de aproximadamente 5 m y arco de solera con radio de aproximadamente 8 m.

Los 20 túneles poseen longitudes y coberturas distintas, desde los valores m áximos correspondientes al túnel Tazón (el primero desde Caracas) con casi 7 Km de largo y casi 600 m de máxima cobertura, hasta el túnel “0” (el segundo desde Caracas) con 55 m de longitud y menos de 5 m de cobertura máxima.

Todos los túneles, con excepción de los últim os dos (llegando a Cúa) que son el Pitahay a y el Mume, están ubicados en un ambiente geológico cuyo subsuelo lo conforman rocas metamórficas que incluyen principalmente esquistos y filitas y en menor proporción cuarcitas y mármoles.

Los esquistos son cuarzo-micáceos y grafitosos calcáreos y no, las filitas son cuarzo-grafitosas y a veces cuarzo-sericíticas, las cuarcitas son micáceas y los mármoles son laminados.

Las condiciones físicas de los m acizos rocosos van de roca muy meteorizada o moderadamente meteorizada en correspondencia de las coberturas menores (hasta 30 – 100 m ) a roca poco m eteorizada o fresca bajo las coberturas superiores a los 100 m , dependiendo tam bién del litotipo dom inante. Los m acizos se encuentran siempre fracturados y muy plegados, con frecuente pr esencia de planos de fallas acom pañados a veces con brechas de algunos (2-3) metros de espesor.

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Los túneles Pitahaya y Mume, de aproximadamente 500 m y 200 m de longitud respectivam ente y coberturas máximas del orden de los 50 m, se ubican entre Charallave y Cúa, en un am biente geológico cuyo subsuelo lo conforman los esquistos arcillo-arenosos de la Form ación Tuy con horizontes limo-gravosos y niveles de arcilla con moderado potencial expansivo.

La metodología de excavación empleada en todos los túneles es de tipo convencional, utilizándose los m artillos demoledores hasta tanto la resistencia a la compresión uniaxial de las rocas no supera lim ites del orden de los 300 Kg/cm² y luego haciendo recurso a las voladuras de las rocas. El soporte prim ario está constituido por costillas metálicas IPN300, IPN200 e IPN140, colocadas aisl adamente o en pares, separadas de un m ínimo de 0.60 m a un máximo de 1.75 m y siempre integradas a una capa de concreto proyectado de espesor variable entre 10 y 30 cm, el todo dependiendo de la clase de comportamiento de la excavación.

Para las clases de com portamiento más criticas en re lación con la estabilidad, la excavación procede a sección parcial en calota, con ancho total (aprox. 11 m ) y alto de aprox. 6.5 m , haciendo recurso al presoporte constituido por el arco troncocónico de m icropilotes, eventualmente integrado con elem entos (micropilotes) longitudinales de vidrioresina en el núcleo a excavar y micropilotes laterales al pie del arco de las costillas de media sección.

Presoporte y preconsolidación de las excavaciones En la figura 5 se representa en secciones transversal y longitudinal un esquem a típico del presoporte y preconsolidación con frecuencia em pleado en la excavaci ón de los túneles del ferrocarril Caracas – Cúa en condiciones de clara criticidad y de potencial inestab ilidad, con el objeto de proceder con la acelerada construcción mecanizada y bajo condiciones de necesaria seguridad, también en las circunstancias difíciles determinadas por las localmente adversas características geomecánicas de los terrenos a excavar.

La cuantía de los elem entos de presoporte (m icropilotes subhorizontales dispuestos en arco troncocónico) y de los de preconsolidación (elem entos longitudinales horizontales de vidrioresina en el frente) así com o de los complementarios (micropilotes laterales subhorizontal es y subverticales), es variable dependiendo de las condiciones geomecánicas específicas de cada situación:

- Los micropilotes subhorizontales de 12 m de longitud dispuestos en arco troncocónico, se colocan con separación entre sí que va de un m ínimo de 30 cm hasta un m áximo de 60 cm, a veces variable para una misma sección entre centro de bóveda y periferia de la misma, determinando una cantidad de elem entos de entre 25 y 40 según el caso, para cada sección de intervención.

- Los elementos longitudinales de vidrioresina de 12 m de longitud, se colocan con separación entre sí que va de un mínimo (cuando necesario) de 1 m hasta un máximo de 2 m, en función de la presión de estabilización requerida en el frente.

- Los micropilotes laterales subhorizontales y subverticales de 6 m de longitud, se colocan en cantidad de mínimo 1 en cada pie de par de costillas, hasta un máximo de 3.

Finalmente cada ciclo de avance, con sección de calota vari able para garantizar en cada caso el contacto directo entre el arco de costillas y el arco troncocónico de los micropilotes, se extiende por 8 m antes de iniciar con un nuevo ciclo, m anteniendo de tal form a en toda sección de frente, un presoporte y una preconsolidación que afectan un mínimo de 4 metros (12m menos 8m) de longitud por excavar.

Se anexan una serie de fotografías las cuales ilustran gráficamente los equipos y las operaciones básicas de las intervenciones de presoporte y preconsolidación empleadas en las obras.

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Bibliografía Desimón V. “Costruzione delle gallerie” Hoepli, Milano 1939

Fasoli R. y Pastore R. “La galleria del Bricco autostrada Torino-Savona” L’industria delle costruzioni, 1976

Piepoli G. “La nuova galleria San Bernardino della linea Genova-Ventimiglia” Ingegneria ferroviaria, 1976

Jorge G.R. y Mouxaux J. “Prevention of accidents in difficult tunneling conditions by mean of specialized . techniques such as grouting, drainage, umbrella arch methods” Int. Tun. Symp., Tokio 1978

Barisone G. y Otros “Umbrella arch method for tunneling in difficult conditions” I. A. E. G., New Delhi 1982

Ceppi G. y Otros “La Galleria di Monte Olimpino 2. Scavo con tecniche speciali” ITA, Firenze 1986

Faoro L. y Otros “Il jet grouting nel consolidamento di imbocchi di gallerie autostradali” ITA, Firenze1986

Balossi R.A. y Otros “ Tecnologia speciali per il sostegno di scavi nelle alluvioni di Milano in occasione . della costruzione della linea 3 della Metropolitana Milanese” ITA, Firenze 1986

Barisone G. y Pelizza S.“Scavo di gallere stradali in ambiente urbano” ITA, Firenze 1986

Lunardi P.y Otros “Il preconsolidamento mediante jet grouting nele opere in sotterraneo” ITA, Firenze 1986.

Dugnani y Otros “ Sub horizontal jet grouting applied to a large urban twin tunnel in Campinas, Brazil” XII .. ICSMFE Rio de Janeiro, 1989

Barla G. “Stabilization measures in near surface tunnels in poor ground conditions” Toronto 1989

Ceppi G. y Otros “Horizontal jet grouting as a temporary support for Monteolimpino 2 tunnel” Toronto 1989

Pelizza S. Y Otros “ Rapid umbrella arch excavation of a tunnel in cohesionless material under an .archaeological site” Toronto 1989

Grasso P. Y Otros “ Diseño y construcción de portales en túneles bajo condiciones dificiles“ 3er Congreso Suramericano de Mecánica de Rocas, Caracas 1990

Bertoli y Otros “ Aspetti tecnici e realizzativi di un sottopassaggio ferroviario a La Spezia “ Consolidación de Suelos y Rocas en la Obras Subterraneas, Milano 1991

Biagi y Otros “ L’applicazione del sistema jet grouting nel progetto e costruzione delle gallerie dell’autostrada . Livorno-Civitavecchia “ Consolidación de Suelos y Rocas en la Obras Subterraneas, Milano 1991

Bonasso y Otros “L’impiego del jet grouting per lo scavo di una galleria urbana a debole profondita’“ .. Consolidación de Suelos y Rocas en la Obras Subterraneas, Milano 1991

Colombo y Otros “ Preconsolidamento del terreno con jet grouting nel sottopasso della tangenziale di Milano.. . con la linea 3 della Metropolitana“ Consolidación de Suelos y Rocas en la Obras Subterraneas, . Milano 1991

Focacci y Otros “Il preconsolidamento del terreno con jet grouting per la galleria Ta rvisio della linea Udine- . Tarvisio “ Consolidación de Suelos y Rocas en la Obras Subterraneas, Milano 1991

Paviani y Otros “Jet grouting armato eseguito in avanzamento durante la fase di perf orazione della volta della .. galleria Epomeo a Napoli “ Consolidación de Suelos y Rocas en la Obras Subterraneas, Milano 1991

Carrieri y Otros“ Ten years of experience in the use of umbrella arch for tunneling “ Consolidación de Suelos y . Rocas en la Obras Subterraneas, Milano 1991

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XIV Seminario Venezolano de Geotecnia, Noviembre 1996

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International Congress on Tunnelling and Ground Conditions. El Cairo - Egypto, 3 al 4 Abril 1994

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ISRM, International Symposium Eurock 93. Lisboa - Portugal, 21 al 24 Junio 1993

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XII Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas, 3 al 7 Noviembre 1992

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Congreso Internacional Hacia Nuevos Mundos en Túneles. Acapulco - México, 16 al 20 Mayo 1992

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IX Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones. Viña del Mar - Chile, del 26 al 30 Agosto 1991

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International Congress on Tunnel and Underground Works. Chengdu - China, 3 al 7 de Septiembre 1990

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Congresso Internazionale di Geoingegneria. Torino - Italia, 27 al 30 Septiembre 1989

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X Seminario Venezolano de Geotecnia. Caracas, 17 al 21 Octubre 1988

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VIII Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones. Cartagena - Colombia 16 al 21 Agosto 1987

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I Congreso Latinoamericano de Obras Subterráneas. Caracas, 1984

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Geomec, N. 11. Universidad Central de Venezuela. Caracas, Junio 1982 http://www.gianfrancoperri.com/Documents/76-2000%20Indagini%20e%20controlli%20geotecnici%20

per%20il%20progetto%20e%20la%20costruzione%20di%20gallerie%20in%20ambiente%20urbano.pdf

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XII Congresso Nazionale di Geotecnica, Cosenza - Italia, 18 al 21 Septiembre 1975

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Gianfranco Perri, es Ingeniero de Minas del Politécnico de Turín – Italia. Es docente universitario, es ingeniero consultor y proyectista.

Ha sido profesor en el Politécnico de Turín-Italia y en la Escuela Superior Politécnica del Litoral de Guayaquil-Ecuador. Desde 1978 es profesor de Proyecto de Túneles en la Universidad Central de Venezuela, donde también ha ocupado el cargo de Jefe del Departamento de Ingeniería de Minas.

En los años 1991 y 1992 ha sido Presidente de la Sociedad Venezolana de Geotecnia y es el actual Secretario de la Sociedad Venezolana de Obras Subterráneas.

Como ingeniero consultor y proyectista, ha desarrollado una amplia actividad en distintas áreas de la Geotecnia: Mecánica de Suelos y Mecánica de Rocas, Ingeniería de Fundaciones, Obras de Tierra y, especialmente, Ingeniería de Túneles.

Entre los principales trabajos recientes en que ha participado, en Venezuela ha sido proyectista de los túneles y de las estaciones subterráneas de la Línea 1 del Metro de Valencia y de la Línea 3 del Metro de Caracas, de los túneles del Metro Los Teques y de los túneles del Ferrocarril Caracas-Puerto Cabello y San Juan-San Fernando.

También ha participado en los proyectos de varios importantes túneles hidráulicos, en Venezuela, República Dominicana, Panamá, Costa Rica y Argentina.

Ha publicado un centenar de artículos técnicos y científicos en revistas de diferentes países y muchos de aquellos los ha presentado en numerosos congresos internacionales a los cuales ha participado en calidad de conferencista.

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