ingenieria de tuneles

TÓPICOS DE INGENIERÍA DE TÚNELES Gianfranco Perri

Caracas 2012

TÓPICOS DE INGENIERÍA DE TÚNELES Gianfranco Caracas 2012Perri

TÓPICOS DE INGENIERÍA DE TÚNELES

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 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, 1 de Enero 2012

TÓPICOS DE INGENIERÍA DE TÚNELES Gianfranco Perri

ÍNDICE “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.

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

“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.

“Túneles excavados convencionalmente: Geomecánica soportes y revestimientos. La experiencia Italiano-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.

“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 al 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.

“Historia y actualidad 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.

“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.

“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.

"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 contracimentación 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 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.

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 construcción de túneles en ambiente urbano mediante las máquinas de excavación integral que en su término más general se denominan TBM. Después de la introducción al tema se inicia con tratar de las deformaciones y consecuentes asentamientos que sufre el terreno con las excavaciones y de los potenciales daños que consiguen 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 construction of tunnels in urban environment using the excavation machines that in the more general term are called TBM. After the introduction to the topic, it begins with speak about the deformations and consequent soil'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. Finally it discuss the different techniques used to prevent damage to existing structures and it concludes with the problems of the precast lining of these tunnels..

1 INTRODUCCIÓN Son varias las peculiaridades propias de los túneles que se construyen en un ambiente urbano y las principales de las mismas, casi siempre presentes en su totalidad o en todo caso en su mayoría, son: coberturas relativamente bajas, presencia de un nivel freático 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 edificaciones o estructuras o servicios superficiales y sub-superficiales.

Tales peculiaridades conllevan toda una larga serie de consecuentes implicaciones, entre las cuales las más relevantes son: el desarrollo de deformaciones sub-superficiales y asentamientos superficiales del terreno con inclusive posible colapso del terreno hasta en superficie (Figuras 1),

el monitoreo de las deformaciones y de los asentamientos del terreno, el monitoreo de las edificaciones estructuras y servicios, el análisis de las causas y estimación de los asentamientos, prevención y control de las deformaciones y los asentamientos del terreno, las intervenciones especiales preventivas y correctivas sobre edificaciones estructuras y servicios, 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 manera sintética alguno de los aspectos mencionados y entre sí relacionados, cuales 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.

Figura 1. Deformaciones y asentamientos de los terrenos con

inclusive posibles colapsos del terreno hasta la superficie

2 ASENTAMIENTOS DEL TERRENO La realización de una excavación subterránea está siempre inevitablemente acompañada de descompresiones y movimientos del medio excavado (el terreno). Cuando este último está constituido por suelos, cohesivos o granulares, en condiciones de cobertura moderada, 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 además una extensión en avance respecto al frente de excavación.

Existe consenso en atribuir la subsidencia inducida en superficie por la excavación de un túnel a dos mecanismos diversos (Attewell, 1987): Subsidencia a corto plazo: causada por el detensionamiento del terreno delante del frente y detrás del escudo. Es llamada “subsidencia por pérdida de volumen” y depende esencialmente de las características geotécnicas del terreno, de las condiciones hidrológicas del subsuelo y en gran parte de la modalidad de avance de la máquina (calidad de la inyección de contacto detrás de los anillos del soporte, presión aplicada al frente, etc.). Se comienza a manifestar alguna decena de metros antes del paso de la máquina excavadora y termina pocas semanas después que la máquina haya pasado.

Subsidencia a largo plazo: debida esencialmente a fenómenos de consolidación de los eventuales terrenos cohesivos compresibles (arcillas y arcillas limosas) presentes en el subsuelo próximo a las excavaciones y es consecuencia de los cambios 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 fenómeno 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 arcillas 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, generalmente se elaboran en base a los 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. Tales pérdida del orden de entre 0,5% y 1% son efectivamente normales para condiciones de cobertura, tipo de terreno, condiciones hidrológicas, máquina excavadora y procedimiento constructivo adecuados: valores menores corresponden a secciones de túnel más profundas y ubicadas en terrenos más 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 más importantes descontroles localizados, ligados a imprevistas inestabilidades del frente de excavación o imprevistas condiciones hidrológicas, que produzcan pérdidas de terreno de mayores cuantías, deben ser tratados adecuadamente mediante acciones de contingencias que deben ser oportunamente previstas por el proceso constructivo y luego mediante medidas especiales de intervenciones correctivas.

Hay un modelo simple que con frecuencia es adoptado para la previsión de los fenómenos deformatorios de la subsidencia a corto plazo y que está basado en relaciones empíricas ampliamente confirmadas por experiencias precedentes y por la literatura científica de referencia. El mismo permite valorar la dimensión y la forma de la cuenca de subsidencia derivada de la excavación.

En tal modelo simple, el desarrollo de los asentamientos del terreno en una sección normal al eje de la excavación, es representable 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 presenta un valor máximo igual a “Sbmax” en correspondencia del mismo eje vertical (y=0).

Según esta formulación, los asentamientos “Sb” son función de la distancia “y” de la vertical por el eje del túnel, y se expresan con la relación: ⎛ −y2 ⎞ ⎜ ⎟ ⎜ 2i 2 ⎟ ⎝ b⎠

Sb =Sbmax⋅e

(1)

Donde el parámetro “ib”, que es la distancia horizontal desde el eje vertical por el centro del túnel en que se encuentra el punto más crítico por corresponder a la máxima deformación angular (punto de inflexión de la campana 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:

ib = k ⋅ ztot

(2)

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

El volumen perdido a corto plazo Vb respecto a la superficie (A) de la sección de excavación (por una longitud unitaria del túnel) es expresado en porcentaje (V%) del volumen total excavado y depende del tipo de terreno encontrado y de la metodología de excavación y soporte empleada.

La relación entre Vb y A es por lo tanto:

Vb = V % ⋅ A

(6)

Para estimar el volumen perdido en fase de excavación, deben tenerse en cuenta las siguientes causas que lo producen: - La pérdida al frente, derivada del desplazamiento del terreno al frente en dirección del eje del túnel (extrusión).

- El juego físico (vacío o gap) entre revestimiento y terreno deficientemente rellenado por la inyección en el momento de extrusión del anillo, debido al espesor del escudo, a la eventual sobre-excavación de las herramientas de corte de la máquina 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 asentamientos verticales: 1

β

=

y ⋅ S b max ib

2

⋅e

⎛ − y2 ⎜ ⎜ 2i 2 ⎝ b

⎞ ⎟ ⎟ ⎠

(3)

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

Vb = 2π ⋅ ib ⋅ Sb max ≅ 2.5 ⋅ ib ⋅ Sb max

(4)

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

S b max =

Vb 2.5 ⋅ i

(5)

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

La excavación con escudo mecanizado permite reducir al mínimo la zona de terreno perturbada al entorno de la excavación y de minimizar la perdida al frente.

El juego (gap) entre terreno y revestimiento, además, puede ser en gran parte eliminado por medio de la inyección continua oportunamente prevista y ejecutada detrás de la cola del escudo de la máquina excavadora.

El 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 siguientes rangos de valores: * Terrenos granulares: * Terrenos cohesivos:

0.25 < k < 0.35 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 los asentamientos, de causar daños a las eventuales estructuras presentes.

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

Figura 4. Modelo gráfico de representación de los movimientos horizontales en superficie al paso del túnel.

Por lo tanto, los movimientos 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:

Sh = Sb ⋅

y Z

Sh =

εh 1 − y 2 ib

2

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

Progresiva 7+986 Pérdida de material de excavación estimado: 2,0 % K equivalente = 0,32 -20,00 -15,00 -10,00 -5,00

Asentamientos Verticales Quebrada Norte 0,00

5,00m.

10,00

15,00

20,00

Tamaño de la cuenca de asentamientos 14 m. (aprox) 8,7 m

1,8 13,2

cm.

3,9

8,0

Tipo de material entre el centro del túnel y la base de la estructura: (Ver Perforación 8+000) Distorsión angular máxima = 1/55

- 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) Tunel diámetro = 9,6 m.

Figura 5. Ejemplo de resultados gráficos asentamientos sub-superficiales al paso del túnel.

de

los

3 RIESGOS Y DAÑOS VS ASENTAMIENTOS Con el fin de verificar si las condiciones de subsidencia previstas a desarrollarse con la excavación de los túneles puedan interferir efectivamente con las algunas de las edificaciones y demás infraestructuras presentes en superficie en proximidad del alineamiento, se analizan las campanas de asentamientos en todas las secciones correspondientes a la presencia de estructuras, deduciendo el valor del asentamiento a esperar en correspondencia de la fachada de cada edificio y verificando la eventual superación para el mismo del valor de 1 cm, magnitud esta que en primera aproximación de acuerdo con la literatura técnica disponible, es considerada como discriminadora entre situaciones de potencial criticidad y situaciones sin potencial criticidad, en cuanto a la preservación de las estructuras presentes (ver la Tabla 1 incluida en la página siguiente).

El otro parámetro importante a considerar dentro de este contexto, es la distorsión estructural que puedan sufrir las estructuras presentes en superficie, ligada a su vez al gradiente deformatorio de la campana de asentamientos: de acuerdo con Bjerrum (1963), una distorsión inferior a 1/500 es considerada totalmente tolerable sin producir grietas 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 temer daños estructurales en edificios corrientes. Hay además otros criterios similares de varios otros autores, los cuales se diferencian entre sí por algunos de los límites o algunas de las descripciones cualitativas (ver la Tabla 2 incluida en la página siguiente).

Tabla 1.

Categoría del daño

Categorías de daños en edificaciones Vs Asentamientos

Descripción del daño

Daño apenas Fisuras muy finas con espesor equivalente al de un cabello. perceptible

Máximo asentamiento del edificio

Ancho aproximado de la Grieta

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 pueden 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 tabiquería. Las puertas y ventanas manifiestan dificultad al abrir y cerrar. 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 inclinan. Las ventanas se rompen por la distorsión angular y hay 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

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)

1/200

Polshin & Tokar (1957)

1/250

Polshin & Tokar (1957)

Descripción del daño

Límite de agrietamientos en estructuras donde los esfuerzos auxiliares no aparecen durante asentamientos diferenciales (no uniformes) de fundaciones.

Límite de rotación de estructuras rígidas tales como torres, silos chimeneas y otros)

4 LAS “TUNNEL BORING MACHINES” Se debe retroceder hasta la mitad del siglo XIX para encontrar los precursores de las que ahora sabemos ser maquinas excavadoras de túneles (TBM: Tunnel Boring Machine), aunque con tales precursores el trabajo de la excavación o del arranque en sí del terreno era de hecho aún ejecutado directamente por los mineros, mientras la máquina se limitaba al cilindro metálico protector, el escudo, y en cierta medida a la puesta en obra del soporte periférico prefabricado, el revestimiento anular del túnel.

En efectos las que podrían ahora llamarse TBM de Escudo, bien sea las de frente completamente abierto o bien sea las de frente parcialmente mecánicamente cerrado para las condiciones más inestable, fueron las primeras máquinas excavadoras en ser utilizadas cuando en los años del siglo ´800 se emplearon para excavar los túneles urbanos en los terrenos arcillosos y muy blandos del subterráneo de la ciudad de Londres donde en el 1825 se inició la construcción del Thames Tunnel, el primero al mundo construido con escudo, inaugurado 18 años más tarde en 1843 y aún en servicio para el metro 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 esencialmente de un cilindro metálico (el escudo), protector de la cavidad próxima al frente, dentro del cual se ensamblaba y se instalaba el revestimiento del túnel contra el cual accionaba el sistema de empuje que hacía posible la progresión del avance

del túnel, mientras el frente se excavaba con 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 frente del túnel en las excavaciones que debieron ejecutarse debajo del nivel freático ó, en otros 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 sido empleados originalmente.

Una de las primeras TBM de Escudo de aire comprimido fue la que se empleó en 1907 para la excavación del Steinway Tunnel en New York (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 conformados por segmentos 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 avance se obtenía con una serie de gatos hidráulicos que contra-empujaban sobre el último anillo de revestimiento instalado.

Los Escudos de brazo hidráulico, en algunos casos, también fueron construidos incorporando el control de la estabilidad mediante aire comprimido en la cámara 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.

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 semi-manuales.

Inicialmente fueron los medios mecánicos puntuales de brazos mecánicos y sucesivamente fueron los medios mecánicos integrales de ruedas.

Figura 12. Escudo de brazo mecánico en aire comprimido con compuertas mecánicas.

También las primeras TBM de Escudo con cabeza giratoria (de rueda) en algunos casos recurrían al empleo de la presurización neumática para estabilizar el frente y poseían compuertas mecánicas hidráulicas deslizantes que podían cerrar parcial o totalmente el frente para sostenerlo en condiciones críticas puntuales, permitiendo además efectuar eventuales intervenciones de consolidación o continuar la excavación a través de pequeñas aberturas tipo ventanas que podían regularse mecánicamente.

Figura 10. Escudo de brazo 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.

Ambas tecnologías (la presurización 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 paulatinamente abandonadas entre finales de los años 70 y comienzos de los años ´80 para ser gradualmente sustituidas por las varias tecnologías de TBM con frente en presión. Sin embargo para los túneles excavados en terrenos aún relativamente 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 estabilidad propias que presente el frente en excavación.

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

Fue a causa de la peligrosidad 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 sistemáticamente 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) próxima al frente presurizada mediante lodos bentoniticos: históricamente, los Escudos 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.

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) dominan hoy en día el tunneling en terrenos blandos.

presión ejercida por el material excavado que está contenido en la cámara de excavación, fundamentándose tal principio en el perfecto constante balance entre la cantidad de material excavado por la cabeza de corte y la cantidad extraída por el tornillo sinfín. Cualquier desbalance entre estos volúmenes puede provocar, en un caso la repentina caída de la presión del frente, y en el otro caso, la drástica reducción de la velocidad de avance de la excavación, con parada de la TBM y apelmazamiento del material en la camera de excavación.

La tecnología EPBS estabiliza el frente de excavación con 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.

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 en principio suficiente añadir solo la cantidad de agua, si hiciera falta, necesaria para obtener una mezcla de suelo excavado que sea: suficientemente impermeable y 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 terrenos menos cohesivos se deben emplear 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 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 absoluto 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.

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

Figura 16. Esquema general simplificado de una TBM EPB.

El escudo EPB está generalmente compuesto por tres partes diferentes y articuladas entre sí: la cabeza (o rueda de corte) o escudo frontal, el escudo intermedio y el escudo de cola.

La cabeza de corte, que puede girar en los dos sentidos, está soportada por la motorización en el primer cuerpo del escudo y por lo general incorpora picas o cuchillas para excavar en suelos y cortadores de disco para los materiales 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.

Después de cortado por las picas y pasando a través de las aberturas de la rueda, el material entra en la cámara 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 tornillo sinfín extrae el material en presión presente en la camera para descargarlo a presión atmosférica en una correa transportadora que provee al transporte del desescombro a lo largo del tren de apoyo (back up). Para que la extracción del material excavado mediante el tornillo sinfín sea controlada, o sea que se pueda efectuar manteniendo la presión requerida del frente, es necesario que el material en la cámara sea poco permeable y viscoso decrescendo su presión de manera regular a lo largo del tornillo

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

El escudo frontal y el escudo intermedio están conectados por medios de una articulación activa, que puede ser operada por el piloto para una correcta inserción en curva o rápida rectificación de desviaciones desde el trazado.

En el escudo intermedio están colocados los cilindros (gatos) hidráulicos que proporcionan el empuje necesario para excavar el terreno y avanzar la maquina. Estos cilindros de empuje 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 revestimiento. Su recorrido marca el ciclo de avance, al final del cual bajo la protección del escudo de cola se ejecuta el montaje del anillo prefabricado en segmentos de revestimiento del túnel, rellenando constantemente el espacio vacío anular vacio que inevitablemente se establece entre el terreno y el anillo.

Repitiéndolo con un poco más en detalle, el principio de funcionamiento de un escudo de presión balanceada de tierras consiste en establecer un equilibrio entre el empuje del terreno (con su agua intersticial) y la presión ejercida por el material excavado que está en la cámara de excavación.

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

Existen varios métodos para calcular la presión de tierra en la cámara, la cual en línea general tendrá que ser algo superior de la presión de reposo del terreno a excavar. Si la presión de soporte del material en la cámara aumenta más del referido estado de equilibrio, se provoca una compresión adicional del material plastificado presente en la cámara 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 camera de excavación y se provocarían indeseados asentamientos o hasta inestabilidades en la superficie del terreno. La presión de tierra está afectada principalmente por los siguientes parámetros: velocidad de avance, velocidad de desescombro del material de la cámara a través del tornillo sin fin, presión de empuje de los cilindros, densidad del material en la cámara, entre otros.

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 presión de tierra disminuye cuando el material se extrae más rápidamente a causa de una más alta velocidad de rotación del tornillo. Por otro lado la presión de tierra se incrementa cuando el material se extrae con un ritmo inferior al que entra en la camera. 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.

Entre el terreno y el trasdós del anillo ensamblado y expulsado en la cola del escudo de la TBM, debido a las diferencias entre el efectivo diámetro de excavación y los diámetros externos del escudo y de los anillos, existe un inevitable vacío anular que debe ser eficientemente rellenado para de tal manera limitar las deformaciones del terreno en el perímetro de la excavación y los consecuentes asentamientos de la superficie.

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 de dovelas, lleva en toda su periferia unos sellos que impiden la entrada de mortero, suelo o agua hacia el interior del escudo, manteniendo la estanqueidad del sistema.

Por lo general se utilizan tres sistemas de inyección a lo largo del escudo EPB: inyección de mortero para el relleno del galibo de excavación entre terreno y anillos; inyección de grasa para el sellado del escudo; inyección de bentonita entre el escudo y el terreno.

Figura 19. Sistemas de inyecciones en el escudo EPB.

La inyección del mortero se realiza de manera simultánea al avance de la excavación y debe ser regulada principalmente por presión y no por volumen para garantizar un relleno óptimo del gap. La inyección se sincroniza a la velocidad de avance de la TBM para evitar excesivas subidas o bajadas de presión durante el proceso de inyección. Para ello la TBM dispondrá de varias líneas repartidas uniformemente a lo largo del perímetro de la cola del escudo e integradas por las líneas de inyección de las grasas para los cepillos presentes en la cola, los cuales estarán permanentemente rellenos de grasa para servir de estanqueidad o cierre, impidiendo que el mortero inyectado tras un anillo avance y pase hacia la parte delantera del escudo de la TBM. Para una buena práctica del proceso se tienen que definir las presiones mínimas de inyección, que por defecto deben ser algo superiores a la presión en cabeza a la altura que corresponde cada línea, para así asegurar la salida de mortero.

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 hilas de cepillos. En las cámaras entre cepillos hay que inyectar una grasa que impermeabilice el escudo impidiendo 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 mayor de la presión de inyección del mortero.

Cepillos

Escudo

Mortero

Mortero

Dovela

Grasa de cola

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 coraza del escudo y el terreno excavado anteriormente al relleno del trasdós de las dovelas.

Sin embargo, las pérdidas de suelo producidas entre la cabeza y la cola del escudo debido a la conicidad de este, en general toman importancia relevante en caso de suelos granulares bajo el nivel freático, mientras en suelos cohesivos su importancia es decididamente reducida, aunque también pueden ser igualmente prudencialmente controladas. Para poder generar un sostenimiento en esta zona y bajar el rozamiento entre el terreno y el escudo hay que predisponer de un sistema de inyección de fluidos viscosos alrededor del escudo que pueden ser mortero, inerte o bentonita. Las inyecciones se deben realizar 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 perímetro.

Para una buena práctica del proceso, la presión mínima de inyección debe ser igual a la presión calculada para el soporte del frente en coincidencia con su bóveda y esta se aumenta algo para que la mezcla bentonítica inyectada en el trasdós del escudo no se comunique con el frente.

El sistema de inyección se regula por volumen, regulándose las presiones de inyección para cada línea de manera que durante el avance se inyecte la cantidad teórica o superior del volumen calculado procurando un reparto homogéneo del mortero inyectado sobre el escudo.

Finalmente, para que en un sistema EPBS el mismo terreno excavado pueda servir de medio de soporte, tiene que cumplir con las siguientes características: buena deformación plástica, consistencia pastosa y suave, baja fricción interna, y baja permeabilidad al agua. Ya que muy pocos terrenos tienen naturalmente estas características, el suelo abatido tiene normalmente que ser condicionado añadiendo productos que pueden ser agua, bentonita, o espumas, polímeros y otros varios desestructurantes, para conseguir una pasta de condiciones adecuadas para formar un tapón presurizado, impermeable y que no se apelmace entre la rueda y el mamparo. Las muy comúnmente utilizadas espumas para el acondicionamiento, están compuestas por aire más una solución de agua, tensio-activos y polímeros.

pegajosas y pueden adherir a las partes metálicas de la rueda de corte, tapar las aberturas de esta ultima e impedir el normal pasaje del material del frente a la camera de excavación. En efectos, debido a las altas temperaturas en la camera de excavación producida por los rozamientos internos del material, las fracciones de arcilla del material pueden flocular formando grandes masas de material arcilloso que impiden 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 humedad 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 mencionar que aunque probablemente se trate de la actualmente más avanzada evolución de las TBMs para construir túneles en terrenos blandos, su campo óptimo de aplicación se dirige hacia los terrenos con algún contenido de finos, mientras para los terrenos dominantemente granulares, los Slurry Shields aún conservan importantes ventajas comparativas por lo cual siguen siendo aún plenamente vigentes. De hecho, también ha habido interesantes propuestas y realizaciones de máquinas capaces de poder alternar ambos sistemas: las TBM denominadas Mix Shields.

Figura 21. Ejemplos de terrenos excavados acondicionados.

La inyecciones de acondicionamiento pueden también ser útiles y necesarias para contrastar la tendencia a la adhesión de los suelos excavados, esta tendencia, si muy marcada, puede llevar al apelmazamiento del material en la rueda, con el resultado de hacer muy difícil la regulación de la presión al frente acompañado de una baja importante de las velocidades de penetración.

Durante la excavación de materiales con un alto contenido de arcillas de alta plasticidad, estas son

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

6 PREVENCIÓN DE LOS DAÑOS DEBIDOS A LOS ASENTAMIENTOS DEL TERRENO En los capítulos iniciales se han tratado las problemáticas de las deformaciones y de los asentamientos del terreno consecuentes a la excavación de un túnel y también las de los posibles peligros o daños que pueden producirse en los servicios las estructuras y las edificaciones preexistentes adyacentes al túnel, bien sea en superficie y bien sea sub-superficialmente.

Luego, tratando de las máquinas excavadoras y de las nuevas tecnologías hoy en día disponibles para las mismas, también se ha comentado que se ha evolucionado mucho también en el control y prevención de las causas que inducen tales deformaciones y asentamientos del terreno con lo cual los daños por lo general resultan reducidos, pero, lamentablemente aún no se han podido eliminar del todo tales causas y efectos y por lo tanto, es aún fundamental dentro del proceso integral de la construcción de túneles en ambiente urbano la protección de lo preexistente y para ello también las técnicas y las tecnologías han avanzado, mejorándose y diversificándose, por ejemplo:

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

Las inyecciones permeantes, así como sugiere la misma denominación, se efectúan para permear el terreno con un determinado fluido, rellenando con el mismo los poros presentes y comunicantes entre las partículas sólida del terreno, con el doble objetivo de impermeabilizarlo y de mejorarlo mecánicamente, consolidándolo, sin modificar su estructura.

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

Figura 23. Inyecciones permeantes de consolidación.

Cuando en cambio se rompe la estructura del terreno produciendo deliberadamente su fractura mediante la inyección de lechada de cemento a presión, se habla de inyecciones de compactación las cuales se ejecutan generalmente para mejorar mecánicamente el terreno compactándolo con la acción ejercida por la presión de la lechada que desplaza el suelo, rellena la cavidad creada y finalmente densifica su entorno.

Figura 24. Inyecciones de compactación.

Siguiendo el mismo procedimiento se puede llegar a producir el levantamiento del suelo sobre la cavidad rellenada con la lechada y hasta el de las eventuales estructuras sobrestantes hablándose en tales casos de inyecciones de compensación.

Para efectuar las inyecciones se 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.

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 presión muy elevada, una mezcla estabilizante y cementante de manera que el terreno y la mezcla resultan íntimamente agitados y remezclados 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 además que de los parámetros del proceso.

Evidentemente se trata de una técnica 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 mecánicamente, evitando que, especialmente en terrenos de composición muy heterogénea, la sustancia inyectada siga vías preferenciales disponiéndose, ineficientemente, en vetas o en capas.

Adicionalmente, y en contraposición con las técnicas tradicionales de inyecciones en terreno, con el jet grouting, gracias a su peculiaridad de optimizar la energía de inyección y de garantizar la uniformidad del resultado en el sector tratado induciendo notables incrementos de la resistencia al corte del terreno natural, se pueden utilizarse eficientemente espesores y/o volúmenes de tratamiento reducidos y selectivamente orientados en el espacio.

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 completa penetración del tubo en lugar del agua se inyecta, desde la misma base del tubo pero perpendicularmente al eje, la mezcla 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 naturaleza de la mezcla. En este radio queda completamente destruida la estructura original del terreno, el cual queda disgregado agitado y mezclado íntimamente con la sustancia inyectada. Finalmente, debido a que durante la operación de inyección, el tubo también se eleva gradualmente, el tratamiento afecta sin solución de continuidad, niveles cada vez más altos y así gradualmente se viene conformando en el subsuelo alrededor de la perforación una estructura cohesiva con forma de columna.

Figura 27. Secuencia de las inyecciones de jet grouting.

Repitiendo las operaciones indicadas en distintas perforaciones puede ejecutarse, según las exigencias, sea un tratamiento continuo por medio de columnas adyacentes y eventualmente compenetradas entre sí, así como un tratamiento discreto con cualquier distribución requerida 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 aproximadamente 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 axialmente en

Con el método arriba descrito, según las finalidades de caso específico, modificando en la mezclas estabilizadoras los porcentajes de los diversos agentes y regulando los varios parámetros de la operación y naturalmente tomando en debida cuenta la naturaleza del terreno, se obtiene un producto final constituido por columnas con diámetro de entre 40 y 80 cm, resistencias media a la compresión libre de entre 10 y 200 Kg/cm² y coeficientes de permeabilidad de entre 10E-7 y 10E-9 cm/seg.

Uno de los aspectos físicos más interesantes de la técnica descrita es el total agotamiento de la elevadísima presión del chorro inyectado, dentro de un radio limitado a pocas veces el diámetro de la perforación, eliminándose 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 perforación e inyección se produce un reflujo de la mezcla inyectada lo cual permite a la totalidad del volumen de fluido constituyente el núcleo de la columna en formación de mantenerse a presión hidrostática, exceptuando el efecto dinámico del impacto del chorro, estrictamente limitado a la breve duración de la operación y a la porción de terreno afectado directamente. Adicionalmente y justamente debido a la citada acción dinámica concentrada y limitada en el tiempo y el espacio, se produce en el anillo de terreno que rodea la columna, un efecto claquage de comprensión y densificación dinámica que resulta siempre altamente beneficioso por cuanto de lugar a un mejoramiento geomecánico de la porción de terreno afectada.

Por otro lado en las aplicaciones que prevén la constitución de columnas 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 proyecta a lo largo de la superficie de la propia pared. Dicho efecto, cuando el chorro es proyectado contra un cuerpo columnar, hace que el chorro antes de alejarse rodea la superficie cilíndrica por un arco de más de 180 grados.

Figura 28. Protección con jet grouting de una tubería.

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 mismas han sido exitosamente experimentadas en sus varias modalidades desde hace ya muchos años, también en la práctica de las construcciones subterráneas. La ingeniería de los túneles urbanos en efectos solamente ha tenido que apropiarse de tantas difundidas experiencias y aplicarlas, simplemente adaptándolas a sus propias peculiaridades aunque utilizando de hecho los mismos principios generales y los mismos elementos estructurales, tales como pueden ser los micropilotes, las columnas jet grouting, etc. etc.

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

7 LOS ANILLOS DEL REVESTIMIENTO Los revestimientos de los túneles construidos en ambiente urbano con las modernas máquinas de excavación integral (TBM) continúan siendo constituidos, así como lo fueron los primeros del siglo antepasado, por anillos prefabricados, ensamblando en sitio los segmentos que los conforman: principal diferencia, ya los anillos no son de hierro fundido, sino de concreto reforzado.

Otra diferencia, o mejor dicho innovación de los años recientes: los anillos de concreto ahora son de espesor uniforme y del tipo “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 siempre hay una rotación para obviar tal inconveniencia.

La característica geométrica fundamental de un anillo universal es su conicidad y la misma se basa en el hecho que sus dos secciones terminales no son paralela con lo cual los segmentos que componen el anillo tienen longitudes diferentes entre ellos, variables a lo largo del perímetro. Se define conicidad de un anillo la diferencia entre su longitud máxima y su longitud mínima.

Figura 33. La conicidad del anillo universal.

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 horizontales eventualmente presentes a lo largo del trazado, además que continuar la excavación en línea recta y también con la posibilidad de poder corregir eventuales desviaciones propias de la máquina de excavación.

Una oportuna 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 los anillos sucesivos.

Figura 32. Secuencias de ensamblaje en el anillo universal.

En cuanto a los aspectos estructurales de los anillos, ya que las excavadoras TBM avanzan y excavan apoyándose en el más reciente anillo montado, el dimensionado y la verificación de los segmentos que los conforman dependen en buena medida de las condiciones de interacción con el sistema de empuje de la máquina (gatos), aunque obviamente existen también otras importantes condiciones de solicitación que deben ser todas oportunamente verificadas tales como, además que las estáticas correspondientes a la función de soporte de la cavidad, las de la movilización y las del almacenamiento.

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

Figura 35. Apilamiento y almacenamiento de los segmentos

prefabricados para el Metro de Valencia en Venezuela.

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

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

En la estructuralmente muy crítica fase de empuje, los gatos hidráulicos de la TBM aplican ingentes presiones sobre áreas especificas de la sección estructural transversal del anillo recién ensamblado, las cuales resultan tan elevadas que a menudo pueden llegar a producir la fisuración del concreto ya que el anillo mismo constituye el contraste necesario a permitir la extensión de los gatos hidráulicos que avanzan la TBM mientras está excavando. Bajo las referidas zonas de cargas relativamente concentradas, el comportamiento de los segmentos del anillo es similar al de unas planchas (casi unas vigas planas) sujetas, paralelamente a sus mismos planos, a cargas concentradas de gran magnitud induciéndose en donde están ya presentes los esfuerzos de compresión, también importantes tracciones que se extienden en profundidad a lo largo de la longitud del anillo, disminuyendo paulatinamente de intensidad para luego volver sobre el lado opuesto del segmento.

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

Se ha podido comprobar que, cuando los anillos del revestimiento del túnel posen una geometría caracterizada por una limitada esbeltez (relación entre diámetro y espesor inferior a 20), el conjunto de todas las solicitaciones descritas puede ser adecuadamente absorbido sin que se produzcan fisuraciones de relevancia, mediante el refuerzo del concreto con una adecuada dosis de fibras metálicas. En efectos sucede que el muy frágil comportamiento de un segmento de concreto de elevada resistencia, reforzado con una adecuada dosis (del orden de 50 Kg/m3) de fibras metálicas, adquiere una tenacidad suficiente a soportar unos niveles de cargas de tracción que generalmente son compatibles con los que se han descrito.

En la figura que sigue se muestra un ejemplo de la referida armadura hibrida, con 35 Kg/m3 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 viga 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.

Por otro lado para los anillos más esbeltos, las dosis de fibras necesarias para alcanzar resultados satisfactorios deben incrementarse 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 segmentos, lo más eficiente es adoptar una armadura constituida por unas pocas barras metálicas distribuidas en posición estratégica y oportunamente integradas con fibras metálicas en dosis adecuadas (mínimo 25 Kg/m3). Tal armadura convencional ligera se dispone para conformar dos vigas perimetrales 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 metálicas cumple con la importantísima función de asignar al concreto la suficiente tenacidad requerida para su óptimo desenvolvimiento estructural.

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.

REFERENCIAS O’Really M.P. & New B.M. (1982) “Settlements above tunnels in U.K, their magnitude and prediction” Tunneling, n.82, pp173-181 Attewell P. & Taylor R.K. (1984) “Ground movements and their effects on structures“ Chapman and Hall Perri G. (1987) "La tecnología CCP en el Metro de Caracas". VIII Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones, 16 al 21 Agosto, Cartagena - Colombia Attewell P.B. (1987) “An overview of site investigation and long term tunneling-induced settlements in soil” Geological Society, Nottingham, pp.55-62

Perri G. (2004) "Tunnelling in Venezuela. Pasado Presente y Futuro" Seminario Internacional South American Tunnelling, Febrero-Marzo, Sao Paulo Brasil Perri G. & Siciliano G. (2004) "Los túneles del Metro de Valencia en Venezuela” International Congress on Mechanized Tunneling: Challenging Cases Histories, 16 al 19 Noviembre, Torino - Italia Kovari K. & Ramoni M. (2004) "Urban tunneling in soft ground usin TBMs" International Congress on Mechanized Tunneling: Challenging Cases Histories, 16 al 19 Noviembre, Torino - Italia

Selby A.R. (1988) “Surface movements caused by tunneling in two-layer soil“ Eng. Geol. of Underground Movements

Perri G., Plizzari G., Perri R. & Cominoli L. (2004) "Revestimiento de túneles en concreto reforzado con fibras metálicas: Principios - Experiencias Perspectivas". XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia, 9-11 Noviembre, Caracas – Venezuela

Mott Mac Donald (1992) “Prediction and effects of ground movements caused by tunneling in soft ground beneath urban areas” Founders Report for CIRIA, Westminster, London

O’Carroll J.B. (2005) "Earth Pressure Balance TBM Tunneling" Parsons Brinkerhoff Mon.18

Legrand V., Egger P. & Descoeudres F. (1993) “Les methodes d´estimation des tassements et des deplacements horizontaux en terrain meuble“ Analyse et recherche bibliographiques, Ecole Polytechnique Federale de Lausanne Simic Sureda D. (Aftes 1997) “Evaluación del riesgo de daños provocados por la construcción de túneles y medidas para su prevención“

Perri G. (2006) "Soportes revestimientos y anillos de túneles en concretos proyectado vaciado y prefabricado reforzados con fibras metálicas“ I° Seminario Andino de Túneles y Obras Subterráneas 16-17 Noviembre, Bogotá -Colombia Lunardi P. (2008) "Design and construction of tunnels" Springer

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 después 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 algunas 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 describir 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.

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 mediante 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 sección pluriparcializada, 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 adoptaba en el avance de las numerosas secciones parciales en las que se subdividía 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

Tal manera de proceder no obstante 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 túnel 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 formar 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 proceso 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

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 pernos 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 llegar 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 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 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

Figuras 5

Ferrocarril de Alta Velocidad Roma-Florencia (Italia)

Metro Las Adjunta-Los Teques (Venezuela)

Ferrocarril Caracas-CĂşa (Venezuela)

Single track Tunnels

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

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 complementados 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

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 trata 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

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 del 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 trata 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 la 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

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 cilindro 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 la resistencia unitaria al corte entre el concreto y el terreno ʈc-t el principal parámetro a determinar 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 metros, 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 Suelos predominantemente cohesivos Suelo predominantemente granulares Suelos residuales y roca descompuestas Rocas muy meteorizadas y muy fracturadas Rocas alteradas y fracturadas

ʈc-t (t/m2) 10 20 30 40 50

D (=0,115 m)

Tc-t /L (t/m) 2 4 5 7 9

Tc-t (t) (L = 5m) 9 18 27 36 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 la 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.

Products Characteristics Фext

Фint

Area 2

[mm] [mm] [mm ]

Tensile Failure Perímetro Adherence pipe-concrete

σt [N\mm ]

[mm]

ʈ v-c [t\m ]

Tv-c /L [t/m]

2

2

50

40

707

450-600

157

100

16

60

40

1570

450-600

188

150

28

76

40

3278

450-600

239

200

48

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 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, 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 través 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 Bieniawski Lunardi Russo

A I A a/b

B II B1 c

C III B2 d

D IV C1 e

E V C2 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.

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 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 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 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 los fenómenos de deformación que consiguen a la excavación evolucionan 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 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 refiere al soporte, en esta clase se requiere 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 un 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 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 (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 también 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 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, 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 las precarias condiciones geomecánicas de los terrenos, el soporte a instalar 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 la 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.

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 las solas clases de comportamiento críticas, tales como ciertamente lo son aquellas que en general se identifican 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 trata en términos generales de excavaciones que se realizan en terrenos de características geomecánicas precarias (Perri, 2006): suelos a carácter 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 encuentran 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 inmediatamente 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 superficie de espiral logarítmica; Panet (1988) y Kovari (1996) hacen referencia a un esquema tridimensional (Figura 6 - Lunardi, 2006).

Figura 6

Para estimar la presión de estabilización que se requiere aplicar horizontalmente sobre el frente de excavación de túneles poco profundos, o sea con coberturas de hasta un par de veces el ancho de la sección, excavados en medios que desarrollan cohesión y que en general muestren un comportamiento macroscopicamente homogéneo e isótropo, se puede recurrir a una 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 la 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 la 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 Ht 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 debe 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 Pe = γ α (Bt+Ht) - 5 c/ FSf

para túneles superficiales para túneles profundos

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, para 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 2 Presión (t/m ) de estabilización sobre el frente para FSf = 1.25 c (t/m2): 0 2 4 6 8 H (m) 10 30 22 14 6 0 15 40 32 24 16 8 20 50 42 34 26 18 25 60 52 44 36 28

10 0 0 10 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 = 1.25 c (t/m2): 0 2 4 6 8 H (m) 10 83 61 39 17 0 15 111 89 66 44 22 138 116 94 72 50 20 25 166 144 122 100 77

10 0 0 28 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 cabo 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.

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 efectuarán las excavaciones. Luego se podrán ajustar 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 podrá 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 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.

Bibliografía

Lunardi Pietro:

Prima sperimentazione sistematica del consolidamneto del nucleo d´avanzamento 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.

XIX SEMINARIO VENEZOLANO DE GEOTECNIA “Ingeniería Geotécnica en Venezuela – Estudio y Soluciones de Casos Prácticos”

FILTRACIONES EN TÚNELES DE LA LÍNEA 1 DEL METRO DE CARACAS Gianfranco Perri Geomecánica C.A. Caracas Email: gianfrancoperri@gmail.com 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 principales 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 volumen 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 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 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 del Metro de Caracas, entre Chacaíto y Chacao a lo largo de los aproximadamente 1300 metros de longitud que separan 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.

anillo y a todo 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 la vista, busca un camino más expedito el cual a veces encuentra a través de los agujeros dejados para el paso de pernos de fijación. El volumen de las filtraciones es bastante grande, pudiéndose observar localmente verdaderos chorros de agua”.

Estos túneles fueron diseñados por Parsons BrinckerhoffTudor-Bechtel en 1969, luego Mott Hay & Anderson revisó el diseño de los anillos en 1977 y la construcción la ejecutó CedicaSogene entre 1985 y 1986, después que en 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 artículo 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 en 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 específicamente al problema 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 problema de filtración en los túneles construidos con anillos prefabricados, pues la junta entre anillos, previstas para que fueran estancas, no han funcionado así. El problema se debe a que los sellos embutidos en los extremos del

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

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Lo anterior, o sea la fecha del artículo citado, demuestra que el problema de las filtraciones de agua al interior 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 de este tramo, el problema de las filtraciones de aguas quedó evidenciado en toda su amplitud desde las mismas 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, Ramón Espinal y Terence McCusker, especialistas en túneles.

Estos profesionales, consultados en cada caso de manera independiente, elaboraron informes específicos sobre el problema, incorporando a los mismos sus consideraciones, 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 informe del ingeniero Perri: “…Puede 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 secundarias de los anillos, así como previsto por las especificaciones constructivas de la obra”.

El ingeniero Perri, al mismo tiempo en que recomendó proceder a impermeabilizar los sectores mayormente afectados por las infiltraciones mediante re-inyecciones de mortero de cemento desde el interior del túnel a través de los agujeros de las inyecciones primarias y secundarias, anticipó que toda intervención de impermeabilización que se ejecutara en el túnel Sur antes de excavar del adyacente túnel Norte, debía 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 limosas, y se señala la presencia de unas zonas especialmente críticas en coincidencia con la existencia de varias vertientes de consideración que presentan fuertes escurrimientos subterráneos de agua desde los cerros del Norte hacia el Valle de Caracas, escurriendo entre Chacao y Chacaíto, todas en dirección Norte-Sur. El ingeniero Espinal comenta la ineficiencia de las inyecciones primarias de mortero evidenciada por una serie de core drills efectuados en el túnel Sur ya excavado, los cuales comprobaban que el mortero inyectado había sido lavado por los fuertes caudales de agua 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 insertar cuerdas de asbesto en las juntas desde el interior del túnel taponándolas por medio de resinas epoxicas, solo constituía un paliativo insuficiente al problema de las filtraciones.

En el informe presentado por el ingeniero Terence McCusker en fecha 21-05-1987 a solicitud de la Inspección Veinca, se comenta que en el estudio de suelos elaborado en fecha 15-06-1977 por el ingeniero Raúl Valle Rodas para el proyecto de los túneles, se indicaba que “…no existe un nivel freático claramente definido”, y que “…aguas emperchadas o colgantes han sido localizadas entre Chacaíto y Chacao a profundidades entre 3 metros y medio y 5 metros”, y que “…como resultado de las mediciones de los 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 conclusión el ingeniero McCusker, que aquellas aseveraciones del citado estudio ciertamente no contribuyeron a dar luces sobre la presencia 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 hizo 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 ingeniero McCusker: “…es probable que la misma construcción de los túneles, creando con su presencia en el subsuelo una barrera impermeable al flujo, haya producido que se ejerza una fuerte presión hidráulica sobre la línea y específicamente sobre las juntas de los anillos del revestimiento y, dado que el sistema de sellado de los anillos no ha sido diseñado para tales altas presiones, es natural 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 problema de las filtraciones en el túnel pasa por aceptar la presencia 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. Naturalmente la solución más 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 debido a las vibraciones sistemáticas por el paso del tren y a las eventuales por las acciones sísmicas, el sello, relativamente rígido, tiende a separarse del concreto de los anillos”.

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En la introducción a un extenso informe del ingeniero Simón Herrera de la empresa 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 Tramo CP-001 han sido una de las mayores preocupaciones de la Inspección y la solución de este problema ha sido una de las actividades que mayor tiempo y dedicación ha consumido dada la magnitud del problema y dada la dificultad encontrada para solucionarlo”.

A pesar de todos 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 en los túneles del tramo 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.

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 tramo Chacaíto-Altamira: Las elevadas 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 NorteSur a lo largo del tramo. El funcionamiento 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”.

Esta canaleta debía captar las aguas mediante canales transversales y todo el sistema debía quedar finalmente empotrado al vaciar el nivel definitivo del sistema de rodamiento.

Además, la canaleta debía estar provista de bocas de visitas rectangulares para efectuar su limpieza.

Relata además el ingeniero Herrera en su informe: “…Debido a estas tres condiciones, las inyecciones de relleno y las de contacto y demás medidas establecidas en las especificaciones no fueron suficientes para detener la presión del agua sobre el túnel, a pesar de las 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 especificaciones, obteniendo solamente éxitos parciales, como por ejemplo ocurrió para las filtraciones a través de los agujeros de los pernos, las cuales fueron finalmente suficientemente controladas mediante la utilización de una nueva arandela de neopreno de forma troncocónica, conjuntamente con una arandela de goma para evitar 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 mortero compuesto de cemento Portland, arena fina, silicato de sodio, bentonita y agua. El cemento es el ligante, el silicato de sodio es el acelerador de fraguado y la bentonita es el lubricante.

Después de estas inyecciones sin embargo, aún quedaban algunas infiltraciones y se decidió recurrir el sistema de inyecciones epoxicas, realizando una perforación en el lugar de la filtración y canalizando el agua para que saliera por 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.

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, requiere por lo general de la colocación de una tubería provisional para permitir el necesario drenaje durante los vaciados. En los túneles en referencia 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 ingeniero Herrera escribe en su informe: “…Para enmarcar el problema dentro de un contexto 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 juntas 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: ¨El espacio anular remanente entre el anillo del revestimiento del túnel y las superficies de la excavación, será rellenado con mortero de cemento cuya inyección se hará de forma que los asentamientos sean mínimos para el revestimiento del túnel, que se fije 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 impermeabilización 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 en su conjunto 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 construcción e iniciada las operaciones, durante más de 20 años de servicio ininterrumpido, la C.A. Metro de Caracas ha estado efectuando el mantenimiento rutinario y el extraordinario de los túneles del 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 avanzado deterioro llegaba a comprometer la geometría de la vía férrea.

1)

Las abundantes aguas que están actualmente presentes y circulando en el interior del túnel provienen de las filtraciones que, desde los acuíferos 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 solo accesoriamente a través de las juntas existentes entre los segmentos que componen cada anillo y a través de los agujeros de los pernos de ensamblaje de los segmentos y de los anillos.

Uno de los varios sectores en que mayormente se ha presentado un fuerte deterioro de la losa de la vía y en el que las reconstrucciones han sido más extensas y frecuentes, es el que incluye las curvas 30 y 31 del túnel Sur con sus respectivas rectas de aproximación.

2)

Las aguas que filtran desde la porción a la vista del perímetro del revestimiento del túnel, en parte gotean o escurren libremente mientras en su mayor parte están captadas, entubadas y finalmente canalizadas hasta las cunetas de drenaje presentes lateralmente en la losa 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)

“…En la losa de vía 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 agregado depositado en el sitio. El sector más 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 encontraron restos de agregados gruesos posiblemente procedente del concreto de la losa de base”.

Las aguas que en cambio se infiltran desde las juntas entre anillos que se encuentran en la porción del perímetro 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)

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 la densidad del concreto.

En otros casos en cambio, las aguas infiltradas se mantienen escurriendo sobre el plano de contacto entre las losas o sobre el plano de una espesa discontinuidad que se ha detectado existir a menudo 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 con la presencia de vestigios oxidados de una malla electro-soldada.

5)

La referida porción del perímetro del túnel tapada por la losa de fondo representa cerca de un cuarto de los aproximadamente 16 metros totales y por lo tanto, ciertamente por lo menos un cuarto del total de las aguas 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 escurrimiento de las aguas de filtración a través del concreto de las losas no ha sido directamente contrastado durante los más de 20 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 mecánica del efecto abrasivo ejercido por las partículas de suelos que se ha comprobado son en muchas ocasiones arrastradas por las aguas y debido al efecto químico de la disolución del carbonado de calcio provocada por las aguas de infiltración que se ha comprobado ser en muchas ocasiones altamente corrosivas.

En fecha 6-09-97, la ingeniero Nilsen Gómez de la C.A. Metro de Caracas, elaboró un informe titulado “Desintegración progresiva de la losa de vía en el tramo entre las curvas 30 y 31, interestación Chacaíto-Chacao”.

Este informe es revelador de una situación bastante precaria y potencialmente muy crítica, porque el mismo documenta el fenómeno siguiente:

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 corrosión para el concreto, por producir la disolución del carbonado calcio.

PROBLEMÁTICA ACTUAL Basado sobre todos los antecedentes descritos, sobre las exploraciones efectuadas, sobre los datos recopilados y elaborados y finalmente sobre las condiciones actuales observadas tanto en las 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 actual problemática de las filtraciones en el túnel Sur del tramo Chacao-Chacaíto.

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7)

8)

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 sido el responsable de las fracturas y colapsos de la plataforma de vía, que se han manifestado en repetidas ocasiones a lo largo de los años, obligando a cada vez más frecuentes intervenciones de mantenimiento mayor y de alto impacto sobre el ejercicio.

Tal deterioro y socavación de la 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 aguas que escurren, mientras en otras ocasiones, el deterioro químico-físico que ha sufrido el concreto de la losa estructural de fondo 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 evidencias 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 vía inmediatamente al Este del mismo, hacia Chacao, a largo de unos 400 metros lineales de túnel, 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 causas primarias de las filtraciones 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 espacio anular remanente entre los anillos del revestimiento y el perímetro del terreno excavado por la tuneladora.

ii. En efectos, independientemente de los defectos constructivos que ciertamente incidieron sobre el mal funcionamiento del referido sistema de impermeabilización, la concepción misma del sistema diseñado fue en buena parte incompatible con las objetivamente críticas condiciones geo-hidrológicas del tramo, en relación con el carácter localmente muy permeable del terreno y en relación con los aspectos hidro-estáticos y sobre todo hidro-dinámicos de las aguas subterráneas, 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 total estanqueidad de un túnel revestido con anillos de segmentos prefabricados de concreto es en la práctica algo casi inalcanzable, era imprescindible que el diseño de tales túneles 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 referencia se construyó un sistema de canaletas de drenaje dispuestas sobre la pasarela y luego dentro de la losa de concreto de la vía, pero este sistema fue evidentemente concebido para drenar solamente las aguas provenientes de aquellas filtraciones ubicadas en la porción 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 penetrando y a veces atravesando aleatoriamente e incontroladamente la losa estructural y eventualmente la de vía- las que ahora abundan y que son las responsables de los serios problemas de deterioro progresivo de ambas losas, obligando finalmente a costosas y cada vez más frecuentes y extensas intervenciones de mantenimiento mayor, las cuales además están destinadas 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 lo 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 poder contar para su implementación sobre una amplia disponibilidad de espacio y de tiempo, ya que los mismos no están destinados a ser implementados en situaciones de emergencia sobre sectores 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 eficiente 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 lo largo del túnel por estas infiltraciones están destinadas a incrementarse con el pasar del tiempo, agravando en consecuencia el problema del mantenimiento en seguridad de las operaciones, obligando a cada vez más frecuentes e impactantes intervenciones de emergencia.

Sobre tales dos premisas se han concebido las alternativas de solución del problema que se presentan y se han elaborado 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 manera 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 aquellas aguas que actualmente 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 necesariamente por la temporal demolición de las losas de vía y de fondo para poner al descubierto las juntas entre anillo desde las cuales se están infiltrando las aguas, 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 requiere indudablemente de tiempos de ejecución demasiado amplios, los cuales además requieren estar asociados a la correspondiente 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 juntas entre anillos ubicadas debajo de las losas, debe entonces aceptarse que las filtraciones provenientes de aquellas juntas defectuosas continuarán produciéndose y por lo 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 aguas alcanzar y erosionar el contacto con la losa de vía, hasta eventualmente surgir en la misma superficie de la plataforma de vía.

XIX SEMINARIO VENEZOLANO DE GEOTECNIA - OCTUBRE 2010 - 6

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 inferior 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).

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

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 principio necesario que el sector a intervenir con tal correctivo deba ser relativamente extenso y que preferiblemente esté finalmente conectado con el punto bajo ya existente de concentración de las aguas del entero tramo de túnel. blema basado en la 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-drenaje previsto a colocar en la base de la losa estructural de fondo.

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 sistema de sub-drenaje descrito para la alternativa anterior y en consecuencia no sería necesaria la integral demolición y reconstrucción de la losa estructural de fondo.

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

Luego, el mantenimiento de la 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.

REFERENCIAS Achurra G. Fluctuación del nivel freático como consecuencia de la construcción de la Línea 1 del Metro de Caracas. XII Seminario Venezolano de Geotecnia, Caracas- Venezuela 1992.

FIG. 4 Alternativa 2 para el control de las filtraciones

Dentro de un plan concebido a la solución integral del pro Si hubiese la necesidad 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 intervenido para temporalmente bombearlas para verterlas en la canal de drenaje superficial, hasta tanto se llegue a establecer para el tramo específico, la referida 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

Centeno R. Problemas relativos a la filtración de aguas en los revestimientos de los túneles urbanos de Caracas. Primer Congreso Latinoamericano de Obras Subterráneas, Caracas- Venezuela, 1984.

Perri G. Tunnelling in Venezuela. Pasado Presente y Futuro.

Seminario Inernacional South American Tunnelling, Sao PauloBrasil 2004.

Perri G. Evolución de los criterios y métodos para el análisis y diseño geotécnico-estructural de los túneles estandard del Metro de Caracas. XII Seminario Venezolano de Geotecnia, CaracasVenezuela 1992.

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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.

Figura 1 Ubicación regional de la Mina El Placer

Figura 3 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 geomorfológicas de un territorio ya precedentemente y profundamente intervenido, así como claramente evidenciado en la misma foto de la Figura 3.

Figura 2 Topografía del Box Cut del Acceso

Box Cut del Acceso al Subterráneo 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.

Figura 4 Sección del Túnel de Acceso a la Mina

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).

3 GEOMECANICA

2 GEOLOGÍA 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.

Figura 5

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 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).

Tabla 1

Características geotécnicas independientes

GSI TIPO DE TERRENO

GG5

Saprolita

Suelo residual y Roca descompuesta

GG4 - GG3

Roca Andesita

Roca fresca dura y poco fracturada

te

mi

σci (MPa)

[(Min. - Med. - Max.)]

[(Min. - Med. - Max.)]

(20 – 30)

(7 – 9)

(5 – 10)

(30 – 40)

(15 – 20)

(25 – 50)

(40 – 60)

(20 – 25)

(50 – 70)

Saproroca

Roca meteorizada blanda y muy fracturada

GG2

[(Min. - Med. Max.)]

Texto

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 σcm Em Kn

= 0.424 GSI - 0.0016 GSI2 - 6 + 9Lnmi = (0.0034mi0.8) σci[1.029+0.025e(-0.1mi)]GSI = 1000(σci/100)1/2 10 (GSI-10) / 40 = Em(1+ν)/D

(ν=Módulo de Poisson; D=diámetro excavación) .

Tabla 2 Características geotécnicas derivadas TIPO DE TERRENO

GG5

Saprolita

Suelo residual y Roca descompuesta

GG4 - GG3

Saproroca

Roca meteorizada blanda y muy fracturada

GG2

Roca Andesita

Roca fresca dura y poco fracturada

ϕm

σcm (MPa)

Em (MPa)

Kn(t/m3)

[Med. - Des.]

[Med. - Des.]

[Med. - Des.]

[Med. - Des.]

24

0,36

489

18889

(δ=1)

(δ=0,06)

(δ=67)

(δ=2958)

34

3,99

1299

50283

(δ=2)

(δ=0,61)

(δ=177)

(δ=7672)

49

11,78

3966

153943

(δ=2)

(δ=1,74)

(δ=955)

(δ=39126)

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 geotopográficas 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 convergenciaconfinamiento, 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.

Tabla 3 Características Geométricas y Estructurales de los Soportes

Tipo

Concreto Proyectado

Pernos Metálicos

Costillas Metálicas

Capacidad (Kg/cm2) (*)

Rigidez

(Kg/cm2/cm) (*)

(F´c=150 Kg/cm2)

(f´y = 4200 Kg/cm 2)

(D= 43mm-9 toneladas)

SP-1

15 cm

Cercha 3 ϕ 5/8" @ 1 m

6 de 3 m @ costilla

6,0 (δ=1,0)

44 (δ=5,5)

SP-2

5 a 10 cm

----

eventuales de 3 m

3,7 (δ=0,7)

27 (δ=3,5)

SP-3

----

----

eventuales de 3 m

----

----

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

40 < GSI ≤ 60

γH = 2,1 (desv. 0,6)

γ α (h+b) min: γB = 2,0 (desv. 0,1)

2

Tabla 5 Demanda (D) sobre Soporte para Secciones Profundas (Kg/cm ) 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)

2

Tabla 6 Demanda (D) a esperar sobre el Soporte Primario a lo largo del túnel (Kg/cm )

Coberturas (m)

5 – 15

15 – 25

25 – 40

40 – 50

50 – 70

Progresivas (m)

0 – 18

18 – 30

30 – 135

135 – 330

330 – 450

20 ≤ GSI ≤ 30

2,1 (desv. 0,6)

2,1 (desv. 0,3)

---

---

---

30 < GSI ≤ 40

---

---

40 < GSI ≤ 60

---

---

0,5 (desv. 0,1) ---

0,5 (desv. 0,1) ---

--0,3 (desv. 0,2)

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

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

(m)

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

Progresivas (m)

0 – 18

18 – 30

30 – 135

20 ≤ GSI ≤ 30

6,0 – 2,1 p = 2,6 % FS = 2,9

6,0 – 2,1 p = 1,6 % FS = 2,9

---

---

---

---

3,7 – 0,5 p = 0,2 % FS > 3,0

3,7 – 0,5 p = 0,6 % FS > 3,0

---

---

3,7 – 0,3 p = 0,2 % FS > 3,0

(m)

30 < GSI ≤ 40 40 < GSI ≤ 60

---

---

---

Figura 6 Soporte típico del túnel

---

40 – 50 135 – 330

50 – 70 330 – 450

y detalles de las cerchas reticulares

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).

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.

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.

Figura 7 Demanda, Capacidad y Probabilidad de Falla

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 rock masses" ISRM News Journal, 2(2), 4-16, 1994.

H.Hoek, P.K. Kaiser; W.F. Bawden "Support of underground excavations in hard rock". Balkema, Rotterdam, 1995.

H. Hoek & E.T.B. "Practical estimates on rock mass strength" Intnl. J. Rock Mech. & Mining Sci. & Geomechanics Abstracts 34(8), 1997.

G. Perri A. ”Validez relativa del valor 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 Edition". Proceedings of the North American Rock Mechanics Society Meeting.

G. Perri A. "Túneles excavados convencionalmente: Geomecánica Soportes y Revestimientos. 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.

Simposio Colombiano de Túneles y Obras Subterráneas SCI-ACTOS 05- Bogotá 28-10-05

TÚNELES EXCAVADOS CONVENCIONALMENTE: GEOMECÁNICA SOPORTES Y REVESTIMIENTOS

La Experiencia Italiano-Venezolana Gianfranco Perri Ingeniero Consultor y Profesor de la Universidad Central de Venezuela - Caracas

gperri@cantv.net

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.

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).

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

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 ¨Em¨.

Para ello Hoek y Brown indican las siguientes fórmulas empíricas: ϕm = cm = σcm = Em =

sen-1[(6amb(s+ mb σ3n)a-1)/(2(1+ a)(2+ a)+ 6amb(s+ mb σ3n)a-1)]

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

σci [(mb+4s–a(mb–8s))*(mb/4+s)a-1]/[2(1+a)(2+a)] 1000(σci/100)1/210(GSI-10)/40 (enMPa)

Siendo:

⎛ GSI −100⎞ mb = miexp⎜ ⎟ ⎝ 28 −14D ⎠

σ3n = σ3max/σci ⎛ GSI −100⎞ s = exp⎜ ⎟ ⎝ 9 − 3D ⎠

(σ3max/σcm) = 0.47(σcm/γH)-0.91 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.

EL GEOLOGICAL STRENGH INDEX (GSI) DE HOEK PARA ROCAS METAMORFICAS

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

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

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,

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 preconsolidación 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

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

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.

CLASES DE COMPORTAMIENTO Y PRESELECCIÓN DEL SOPORTE

COBERTURA CLASE

A

COMPORTAMIENTO

Estabilidad al frente Estabilidad en la cavidad Eventuales inestabilidades (cinematismos de bloques)

ALTA

BAJA

IC

GSI

> 0.45

> 60 + Pernos L = 4 m (eventuales)

Estabilidad al frente Cavidad algo inestable

Concreto Proyectado (10-15 cm)

+ Pernos (L= 4 - 6 m) (densidad 0.25/m2) FSf ≈ 2 FSc ≈ 1 0.3 - 0.45 40 - 60 o, Costillas livianas @ 1.5 m 1%<ε<2.5% εo<=0.5% (1 <Rp/Ro< 2) Frente próximo al equilibrio Cavidad inestable

C

Concreto Proyectado (15-20 cm) 0.2 - 0.3

30 - 50

FSf ≈ 1 FSc < 1 2.5%<ε<5% 0.5%<εo<1% (2 <Rp/Ro< 4) Frente inestable Cavidad inestable (grandes deformaciones)

D

Concreto Proyectado (20-25 cm) + Costillas pesadas @ 1m o, Pernos (L=6-9 m) (densidad 1/m2) 0.15 - 0.2 20 - 40

FSf <1 FSc << 1 5%<ε<10% εo>1% (Rp/Ro > 4)

+ Refuerzo del frente y extradós + Pernos de integración (eventuales) Concreto proyectado (20-30 cm) < 0.15

FSc << 1 FSf << 1 ε>10% εo >>1% (Rp/Ro >> 4)

+ Pernos (L= 6 m) (densidad 0.5/m2) o, Costillas medianas @ 1m + Refuerzo del frente (eventual)

Inestabilidad generalizada (macizo muy débil y/o zona de fallas)

E

(Túnel de apr. 10m de diámetro)

Concreto Proyectado (5-10 cm)

FSc >2.5 FSf > 2.5 ε<1% εo<<0.5% (Rp/Ro = 1)

B

PRESELECCIÓN DEL SOPORTE

< 20

+ Costillas muy pesadas @ 1m + Refuerzo del frente y extradós + Pernos de integración + Pre-soporte (eventual)

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 ´i´ 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.

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.

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

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 Concreto Soporte Proyectado

SP-a

10 cm

SP-b

14 cm

SP-c

16 cm

SP-d

20 cm

SP-e

20 cm

Costillas Metálicas

Pernos Metálicos 20 t

Capacidad (Kg/cm 2)

-

-

1,5

2 IPN140 @ 150 cm

2 x 4 m @ par de costillas

o, alternamente 7 pernos x 4m @ 150 cm (sin costillas) 2 IPN160 @ 125 cm

4 x 6 m @ par de costillas

o, alternamente 11 pernos x 6m @ 125 cm (sin costillas) 2 IPN200 @ 100 cm

6 x 6 m @ par de costillas

o, alternamente 15 pernos x 6m @ 100 cm (sin costillas) 2 IPN200 @ 075 cm

10 x 6 m @ par de costillas

2,5 3,5 4,5 6,5

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:

H (m)

H (m)

H (m)

H (m)

H (m)

H (m)

Geomecánica del Terreno:

5-10

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

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

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 COBERTURAS <= Hi

Hi < COBERTURAS <= Hs

COBERTURAS > Hs

GSI <= 20

SP-e

GSI <= 20

SP-e

IC<=0.15

SP-e

20< GSI <= 40

SP-e

20< GSI <= 40

SP-d

0.15< IC<= 0.20

SP-d

30< GSI <= 50

SP-d

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 > 60

SP-c

GSI > 60

SP-a

IC > 0.45

SP-a

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)

TIPO DE SOPORTE

o, alternamente 7 pernos x 4m @ 150 cm (sin costillas) 2 IPN160 @ 125 cm

4 x 6 m @ par de costillas

o, alternamente 11 pernos x 6m @ 125 cm (sin costillas) 2 IPN200 @ 100 cm

6 x 6 m @ par de costillas

o, alternamente 15 pernos x 6m @ 100 cm (sin costillas) 2 IPN200 @ 075 cm

10 x 6 m @ par de costillas

mi 5 7,5 10 GSI <=20 15 20 25 30 35 5 7,5 10 GSI =(20-40) 15 20 25 30 35 5 7,5 10 GSI = (30-50) 15 20 25 30 35 5 7,5 10 GSI =(40-60) 15 20 25 30 35 5 7,5 10 GSI > 60 15 20 25 30 35

H/σci (m/MPa) 0,09 0,13 0,16 0,21 0,26 0,30 0,35 0,39 0,15 0,19 0,23 0,29 0,35 0,41 0,47 0,53 0,23 0,28 0,33 0,41 0,49 0,56 0,63 0,70 0,38 0,46 0,52 0,62 0,71 0,81 0,90 1,00 0,82 0,94 1,02 1,14 1,26

8

0,72 0,80 0,89 0,73 0,83 0,90 1,01 1,12

B

0,08 0,11 0,14 0,19 0,23 0,27 0,31 0,35 0,13 0,17 0,20 0,26 0,31 0,37 0,42 0,47 0,20 0,25 0,29 0,37 0,43 0,50 0,56 0,63 0,34 0,41 0,46 0,55

9 0,08 0,10 0,12 0,17 0,21 0,24 0,28 0,31 0,12 0,15 0,18 0,23 0,28 0,33 0,38 0,42 0,18 0,23 0,26 0,33 0,39 0,45 0,51 0,56 0,30 0,37 0,41 0,49 0,57 0,65 0,72 0,80 0,66 0,75 0,81 0,91 1,01

10

0,34 0,38 0,16 0,21 0,24 0,30 0,35 0,41 0,46 0,51 0,28 0,33 0,38 0,45 0,52 0,59 0,66 0,73 0,60 0,68 0,74 0,83 0,92

D

0,07 0,09 0,11 0,15 0,19 0,22 0,25 0,28 0,11 0,14 0,17 0,21 0,26

11 0,06 0,08 0,10 0,14 0,17 0,20 0,23 0,26 0,10 0,13 0,15 0,20 0,24 0,27 0,31 0,35 0,15 0,19 0,22 0,27 0,32 0,37 0,42 0,47 0,25 0,30 0,35 0,41 0,47 0,54 0,60 0,67 0,55 0,63 0,68 0,76 0,84

12

0,39 0,43 0,23 0,28 0,32 0,38 0,44 0,50 0,56 0,62 0,51 0,58 0,63 0,70 0,78

C

0,06 0,08 0,10 0,13 0,16 0,19 0,21 0,24 0,09 0,12 0,14 0,18 0,22 0,25 0,29 0,32 0,14 0,17 0,20 0,25 0,30

13 0,05 0,07 0,09 0,12 0,15 0,17 0,20 0,22 0,08 0,11 0,13 0,17 0,20 0,24 0,27 0,30 0,13 0,16 0,19 0,24 0,28 0,32 0,36 0,40 0,22 0,26 0,30 0,35 0,41 0,46 0,52 0,57 0,47 0,54 0,58 0,65 0,72

14

A

0,05 0,07 0,08 0,11 0,14 0,16 0,19 0,21 0,08 0,10 0,12 0,16 0,19 0,22 0,25 0,28 0,12 0,15 0,18 0,22 0,26 0,30 0,34 0,38 0,20 0,24 0,28 0,33 0,38 0,43 0,48 0,53 0,44 0,50 0,54 0,61

15 0,05 0,06 0,08 0,10 0,13 0,15 0,17 0,20 0,07 0,09 0,11 0,15 0,18 0,21 0,23 0,26 0,11 0,14 0,17 0,21 0,24 0,28 0,32 0,35 0,19 0,23 0,26 0,31 0,36 0,40 0,45 0,50 0,41 0,47 0,51 0,57 0,63

16 0,04 0,06 0,07 0,10 0,12 0,14 0,16 0,18 0,07 0,09 0,11 0,14 0,17 0,19 0,22 0,25 0,11 0,13 0,16 0,19 0,23 0,26 0,30 0,33 0,18 0,22 0,24 0,29 0,34 0,38 0,42 0,47 0,39 0,44 0,48 0,54 0,59

17

19

20

23

25

28

30

0,04 0,06 0,07 0,09 0,11 0,13 0,15 0,17 0,06 0,08 0,10 0,13 0,16 0,18 0,21 0,23 0,10 0,13 0,15 0,18 0,22 0,25 0,28 0,31 0,17 0,20 0,23 0,27 0,32 0,36 0,40 0,44 0,37 0,42 0,45 0,51 0,56

0,04 0,05 0,07 0,09 0,11 0,13 0,15 0,16 0,06 0,08 0,10 0,12 0,15 0,17 0,20 0,22 0,09 0,12 0,14 0,17 0,20 0,24 0,27 0,30 0,16 0,19 0,22 0,26 0,30 0,34 0,38 0,42 0,35 0,40 0,43 0,48 0,53

0,04 0,05 0,06 0,08 0,10 0,12 0,14 0,16 0,06 0,08 0,09 0,12 0,14 0,16 0,19 0,21 0,09 0,11 0,13 0,16 0,19 0,22 0,25 0,28 0,15 0,18 0,21 0,25 0,28 0,32 0,36 0,40 0,33 0,38 0,41 0,46 0,51

0,03 0,05 0,06 0,07 0,09 0,11 0,12 0,14 0,05 0,07 0,08 0,10 0,13 0,15 0,17 0,19 0,08 0,10 0,12 0,15 0,17 0,20 0,22 0,25 0,13 0,16 0,18 0,22 0,25 0,29 0,32 0,36 0,29 0,33 0,36 0,41 0,45

0,03 0,04 0,05 0,07 0,08 0,10 0,11 0,13 0,05 0,06 0,07 0,09 0,11 0,13 0,15 0,17 0,07 0,09 0,11 0,13 0,16 0,18 0,20 0,23 0,12 0,15 0,17 0,20 0,23 0,26 0,29 0,32 0,26 0,30 0,33 0,36 0,40

0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,09 0,10 0,11 0,04 0,06 0,07 0,09 0,10 0,12 0,14 0,15 0,07 0,08 0,10 0,12 0,14 0,16 0,18 0,20 0,11 0,13 0,15 0,18 0,21 0,23 0,26 0,29 0,24 0,27 0,30 0,33 0,37

0,03 0,03 0,04 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,04 0,05 0,06 0,08 0,09 0,11 0,13 0,14 0,06 0,08 0,09 0,11 0,13 0,15 0,17 0,19 0,10 0,12 0,14 0,16 0,19 0,22 0,24 0,27 0,22 0,25 0,27 0,30 0,34

INDICE DE COMPETENCIA (IC = σcm/ γH)

18 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,03 0,04 0,05 0,07 0,08 0,09 0,11 0,12 0,05 0,06 0,08 0,09 0,11 0,13 0,14 0,16 0,09 0,10 0,12 0,14 0,16 0,18 0,21 0,23 0,19 0,21 0,23 0,26 0,29

35 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,11 0,05 0,06 0,07 0,08 0,10 0,11 0,13 0,14 0,08 0,09 0,10 0,12 0,14 0,16 0,18 0,20 0,16 0,19 0,20 0,23 0,25

40

0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,04 0,05 0,06 0,07 0,09 0,10 0,11 0,13 0,07 0,08 0,09 0,11 0,13 0,14 0,16 0,18 0,15 0,17 0,18 0,20 0,22

E

0,02 0,02 0,03 0,04 0,05 0,05 0,06 0,07 0,03

45 0,02 0,02 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,06 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,08 0,04 0,05 0,05 0,07 0,08 0,09 0,10 0,11 0,06 0,07 0,08 0,10 0,11 0,13 0,14 0,16 0,13 0,15 0,16 0,18 0,20

50

CLASE DE COMPORTAMIENTO DE LA EXCAVACION EN FUNCION DE: GSI - H - σci

0,01 0,02 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05 0,05 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05 0,05 0,06 0,07 0,03 0,04 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,11 0,12 0,13 0,11 0,13 0,14 0,15 0,17

60 0,01 0,01 0,02 0,02 0,03 0,03 0,04 0,04 0,02 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05 0,05 0,06 0,03 0,03 0,04 0,05 0,06 0,06 0,07 0,08 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,11 0,09 0,11 0,12 0,13 0,14

70

0,01 0,01 0,02 0,02 0,03 0,03 0,03 0,04 0,01 0,02 0,02 0,03 0,04 0,04 0,05 0,05 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05 0,06 0,06 0,07 0,04 0,05 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,08 0,09 0,10 0,11 0,13

80

1,60 1,40 1,24 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 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 1,94 1,70 1,51 1,36 1,23 1,13 1,04 0,97 0,91 0,85 0,80 0,75 0,71 0,68 0,60 0,54 0,49 0,45 0,39 0,34 0,30 0,27 0,23 0,19 0,17

0,11 0,15 0,18 0,24 0,29 0,35 0,40 0,45 0,17 0,22 0,26 0,33 0,40 0,47 0,54 0,60 0,26 0,32 0,38 0,47 0,56 0,64 0,72 0,80 0,43 0,52 0,59 0,71 0,81 0,92 1,03 1,14 0,94 1,07 1,16 1,30 1,44

7

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

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).

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 U3 = 0.9*PP + 0.8*CB + 1.3*CH

U2 = 1.2*PP + 1.3*CB + 0.8*CH U4 = 1*PP + 1*CB + 1*CH + SU

BIBLIOGRAFIA

1.

G. PERRI A. "Análisis numérico de pantalla de micropilotes anclada para la contra-cimentación de estructuras adyacentes al túnel del Metro de Caracas".

Primer Congreso Latinoamericano de Obras Subterráneas, Caracas- Venezuela, 1984.

2.

G. PERRI A. "Análisis Numérico de Interacción. Metro de Caracas". (En

colaboración con R. Centeno). VIII Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones, 16 al 21 Agosto 1987, Cartagena - Colombia.

3.

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

4.

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

5.

G. PERRI A. "Jet Grouting in Tunnelling: Consolidation in the "El Silencio" manouvering section of the second line. Caracas Subway". Internacional Congress on Tunnel and Underground Works, del 3 al 7 de Septiembre 1990, Chengdu - China.

6.

G. PERRI A. "Inyecciónes tipo ‘Jet Groutin’ en túneles: Consolidación en la sección de maniobras ‘El Silencio’ de la segunda línea del Metro de Caracas".

(En colaboración con H. Araya). 3er. Congreso Suramericano de Mecánica de rocas, 16 al 20 Octubre 1990, Caracas- Venezuela.

7.

G. PERRI A. "Análisis Numérico de un Túnel Urbano de Caracas". IX Congreso

Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones, del 26 al 30 Agosto 1991, Viña del Mar - Chile.

8.

G. PERRI A. "Análisis Numérico para los túneles gemelos de La Bandera en la

Línea 3 del Metro de Caracas". Congreso Internacional Hacia Nuevos Mundos en Túneles, 16 al 20 mayo 1992, Acapulco - México.

9.

G. PERRI A. "Evolución de los Criterios y Métodos para el Análisis y Diseño Geotécnico Estructural de los Túneles Estándar del Metro de Caracas". XII Seminario Venezolano de Geotecnia, del 3 al 7 Noviembre 1992, CaracasVenezuela.

10. G. PERRI A. "La problemática Geotécnica del Metro de Caracas presente en

importantes Foros Internacionales". XII Seminario Venezolano de Geotecnia, del 3 al 7 Noviembre 1992, Caracas - Venezuela.

11. G. PERRI A. "Analysis and Prevention of the Damages that could be caused by the

future Excavation of hydraulic tunnel very close to Caracas subway twin tunnels". ISRM, International Symposium EUROCK 93, del 21 al 24 Junio 1993, Lisboa - Portugal.

12. G. PERRI A. "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, del 3 al 4 Abril 1994, El Cairo - Egypto,.

13. G. PERRI A. "Interacción entre dos nuevos túneles gemelos y un túnel de gran

diámetro preexistente excavados en rocas descompuestas para el Metro de Caracas". IV Congreso Suramericano de Mecánica de rocas, del 10 al 14 Mayo 1994, Santiago - Chile.

14. G. PERRI A. "Construir el Metro de Caracas: el precio de lo bello". (En

colaboración con R. Alvarez). Caracas: memorias para el futuro. Gangemi Editore, 1995, Roma - Italia 1995.

15. G. PERRI A. "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, Junio 1998, Caracas- Venezuela.

16.

G. PERRI A. "Undergropund works and tunneling". XI Congreso Panamericano de

Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones, Agosto 1999, Iguazú - Brazil.

17. G. PERRI A. "Actividades antropicas y estabilidad geotécnica a largo plazo del

Ferrocarril Caracas-Cúa".

XVI Seminario Venezolano de Geotecnia, Noviembre 2000, Caracas - Venezuela.

18. G. PERRI A. "Proyecto de túneles: Criterios de diseño". Boletín de la Sociedad

Venezolana de Geotecnia, N. 81, Enero 2002, Caracas - Venezuela.

19. G. PERRI A. "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, Noviembre 2002, Caracas - Venezuela.

20. G. PERRI A. "Tunnelling in Venezuela. Pasado Presente y Futuro". Seminario

Inernacional “South American Tunnelling, Febrero-Marzo 2004, Sao Paulo Brasil.

21. G. PERRI A.

"Historia y Actualidad de los Túneles en Venezuela". XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia, 9-11 Noviembre 2004, Caracas Venezuela.

22. G. PERRI A. & G. PLIZZARI; R. PERRI; L. COMINOLI "Revestimiento de Túneles en

Concreto Reforzado con Fibras Metálicas: Principios - Experiencias Perspectivas". XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia, 9-11 Noviembre 2004, Caracas - Venezuela.

23. G. PERRI A. & R. PERRI Diseño del Soporte de Túneles en Concreto Proyectado

Reforzado con Fibras Metálicas". XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia, 911 Noviembre 2004, Caracas - Venezuela.

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.

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 1

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 preexisting 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.

2

BEHAVIOR CATEGORY and PRE-SELECTED SUPPORT TYPE

COVER DEPTH CATE GORY

A

B

BEHAVIOR

Front Stability Cavity Stability Isolated Instabilities (block kinematics) FSf > 2.5 FSc >2.5 ε<1% εo<<0.5% (Rp/Ro = 1) Front Stability Cavity Slightly Instable FSf ≈ 2 FSc ≈ 1 1%<ε<2.5% εo<=0.5% (1 <Rp/Ro< 2)

C

Front Close to Equilibrium Cavity Instability FSf ≈ 1 FSc < 1 2.5%<ε<5% 0.5%<εo<1% (2 <Rp/Ro< 4)

D

Front Instability Cavity Instability (large deformations) FSf <1 FSc << 1 5%<ε<10% εo>1% (Rp/Ro > 4)

E

General Instability (very weak rock mass and/or fault zones) FSf << 1 FSc << 1 ε>10% εo >>1% (Rp/Ro >> 4)

HIGH IC

LOW GSI

> 0.45

> 60

0.3 - 0.45

0.2 - 0.3

0.15 - 0.2

< 0.15

40 - 60

30 - 50

(Approx tunnel diameter of 10m)

Shortcrete (5-10 cm) + Bolts L = 4 m (if necessary)

Shortcrete (10-15 cm) + Bolts (L= 4 - 6 m) (density 0.25/m2) or, Light Ribs @ 1.5 m

Shortcrete (15-20 cm) + Bolts (L= 6 m) (density 0.5/m2) or, Medium Ribs @ 1m + Front Reinforcement (if necessary)

Shortcrete (20-25 cm) + Heavy Ribs @ 1m or, Bolts (L=6-9 m) 20 - 40 (density 1/m2) + Face Reinforcement + Additional Bolts (if necessary)

< 20

3

PRESELECTED SUPPORT TYPE

Shortcrete (20-30 cm) + Very Heavy Ribs @ 1m + Face Reinforcement + Additional Bolts + Pre-support (if necessary)

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)

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.

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.

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. 4

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.

- 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):

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).

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 will be equal to the gravity forces of a solid which

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 5

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.

FACTOR DE CARGAS ¨α¨ 4 ,0

m i= 7

DE TERZAGHI

(Perri, 2002)

m i= 5

α = 1244m

3 ,8

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 )

3 ,6 3 ,4 3 ,2 3 ,0 m i= 1 0

2 ,8 2 ,6 2 ,4

m i= 1 3

2 ,2 2 ,0 1 ,8 m i= 1 6

1 ,6 1 ,4

m i= 2 0

1 ,2 1 ,0

m i= 2 5

0 ,8 m i= 3 0

0 ,6 m i= 3 5

0 ,4 0 ,2 0 ,0 0

10

20

30

40

50

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.

60

-

6

70

80

90

GSI

100

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.

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.

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.

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.

It is possible to elaborate a list of technical advantages and disadvantages of either alternative, but this could easily become a strongly subjective discussion.

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.

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.

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.

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):

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.

IC = σcm/γH =

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

0 . 0034 ⋅ m i0 . 8 ⋅ σ

7

⋅ [1 . 029 + 0 . 025 ⋅ exp (− 0 . 1 ⋅ m i )] γ γH ⋅H

GSI

ci

EXAMPLES OF PRIMARY SUPPORT FOR 10 m WIDE TUNNELS 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

Diámetro Túnel

H <= Hi Hi<H<=Hs H > Hs H <= 10 10-20 20-30 30-40 40-60 60-80 80-100 H >100

b=10m GSI <= 20

SP-E

SP-E

SP-E

SP-E

20< GSI <= 30

SP-E

SP-E

SP-D

SP-D

SP-D

30< GSI <= 50

SP-D

SP-D

SP-C

SP-C

SP-C SP-C

50< 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

SP-A

10 cm

SP-B

14 cm

SP-C

16 cm

SP-D

20 cm

SP-E

20 cm

Metallic Ribs

IC

Metallic Bolts 20 tons

2 IPN140 @ 150 cm 2 x 4 m @ ribs pair o, alternatively 7 bolts x 4m @ 150 cm (without ribs) 2 IPN160 @ 125 cm 4 x 6 m @ ribs pair o, alternatively 11 bolts x 6m @ 125 cm (without ribs) 2 IPN200 @ 100 cm 6 x 6 m @ ribs pair o, alternatively 15 bolts x 6m @ 100 cm (without ribs) 2 IPN200 @ 075 cm 11 x 6 m @ ribs pair

8

Capacity (MPa) 0.15 0.25 0.35 0.45 0.55

BIBLIOGRAPHY

de la Sociedad Venezolana de Geotecnia, N. 74, Junio 1998, Caracas- Venezuela.

N. BARTON at Al. "Engineering Classification of Rock Masses for the Design of Tunnel Support" Rock Mechanics, 1974.

G. PERRI A. "Undergropund works and tunneling". XI Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones, Agosto 1999, Iguazú - Brazil.

Z. BIENIAWSKY "Engineering Classification of Jointed Rock Masses" Trans. S.A.I.C.E., 1973.

G. PERRI A. "Proyecto de túneles: Criterios de diseño". Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia, N. 81, Enero 2002, Caracas Venezuela.

H. BIERBAUMER "Die dimensionierung des tunnelmanerwerkes" Liepzig, 1913.

H. HOEK "Strength of rock and rock masses" ISRM News Journal, 2(2), 4-16, 1994.

G. PERRI A. "Tunnelling in Venezuela. Pasado Presente y Futuro". Seminario Inernacional “South American Tunnelling“, Febrero-Marzo 2004, Sao Paulo - Brasil.

A. PALMSTRÖM "RMi: A rock mass characterization system for rock engineering purposes" [Ph. D. Thesis], Univ. of Oslo, Norway, pp. 400, 1995.

G. PERRI A. & G. PLIZZARI; R. PERRI; L. COMINOLI "Revestimiento de Túneles en Concreto Reforzado con Fibras Metálicas: Principios - Experiencias - Perspectivas". XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia, 9-11 Noviembre 2004, Caracas - Venezuela.

G. PERRI A. "Interazione Terreno-Struttura nelle gallerie della Metropolitana di Caracas".

Congresso Internazionale di Geoingegneria, del 27 al 30 Septiembre 1989, Torino - Italia.

G. PERRI A. "Jet Grouting in Tunnelling: Consolidation in the "El Silencio" manouvering section of the second line. Caracas Subway".

Internacional Congress on Tunnel and Underground Works, del 3 al 7 de Septiembre 1990, Chengdu - China.

G. PERRI A. & R. PERRI Diseño del Soporte de Túneles en Concreto Proyectado Reforzado con Fibras Metálicas". XVIII Seminario Venezolano de Geotecnia, 9-11 Noviembre 2004, Caracas Venezuela.

M. PROTODYAKONOF "Klassifikacija Gorotworu" Moscú, 1960. In French T. at O.S. Paris, 1974.

G. PERRI A. "Evolución de los Criterios y Métodos para el Análisis y Diseño Geotécnico Estructural de los Túneles Estándar del Metro de Caracas". XII Seminario Venezolano de Geotecnia, del 3 al 7 Noviembre 1992, CaracasVenezuela.

G. RUSSO & G.S. KALAMARAS; P. GRASSO "A Discusión on the Cocepts of: Geomechanical Classes, Behavior Categories and Technical Classes for an Underground Project". Gallerie e Grandi Opere Sotterranee, N° 54, Marzo 1998, Italia.

G. PERRI A. "Analysis and Prevention of the Damages that could be caused by the future Excavation of hydraulic tunnel very close to Caracas subway twin tunnels". ISRM, International Symposium EUROCK 93, del 21 al 24 Junio 1993, Lisboa - Portugal.

K. TERZAGHI "Rock defects and loads on tunnel supports" In rock tunneling with steel support by Proctor and Withe. Ohio, 1946.

G. PERRI A. "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

G. WICKHAM at A. "Support Determination Based on Geologic Predictions" Proc. Rapid Excavation and Tunneling Conference AIME New York, 1972.

9

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.

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 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.

2

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

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).

Extracción de la fibra

Ruptura de la fibra

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

FIGURA 4 – Extracción Vs. ruptura de la fibra

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.

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.

ρ = 33/2xπ/4x(D/L)2xfs3x7850

LEY De Mc KEE 100 90

fs = 1.00

80

fs = 1.15

70

fs = 1.25

Dosificación

60

fs = 1.35

50 40 30 20 10 0 15

20

25

30

35

40

45

50

55

60

65

70

75

80

Relación de Forma L/D

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.

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 (CargaAbertura 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)

FIGURA 8 – Viga del ensayo a flexión

FOTO 1 – Ensayo de viga a flexión

4

plain concrete Vf=0.38% (30 kg/m3)

Nominal stress s n [MPa]

3,5 3 2,5 2 1,5 1 0,5 CTODo

0 0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

CTOD m [mm] FIGURA 9 – Ejemplo de resultados de ensayos a flexión

SIN FIBRAS

CON FIBRAS

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

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)

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.

CARGA Vs DEFLEXIÓN

TEST SOBRE CONCRETO CON FIBRAS

ENERGÍA Vs DEFLEXIÓN

TEST SOBRE CONCRETO SIN FIBRAS

FIGURA12 – Diagramas de tenacidad de concreto fibroreforzado y simple

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:

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)

•

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):

•

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):

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

EJEMPLOS DE CARACTERÍSTICAS DE CONCRETOS FIBROREFORZADOS F ib ra V

f 3

[kg /m ] 0 0 0 0 0 0 0 0 V alo ri 20 20 20 20 20 20 20 20 V alo ri 30 30 30 30 30 30 30 V alo ri 40 40 40 40 40 40 40 V alo ri

FF1

(5 0 x 1 .0 0 )

C o n c re to

L /d

CTOD 0 [m m ]

f If [M Pa]

f e q (0 -0 ,6 ) [M Pa]

50 50 50 50 50 50 50 50 M ed i 50 50 50 50 50 50 50 50 M ed i 50 50 50 50 50 50 50 M ed i 50 50 50 50 50 50 50 M ed i

0 .0 2 3 5 0 .0 2 6 0 0 .0 2 3 0 0 .0 2 2 0 0 .0 1 0 5 0 .0 1 3 0 0 .0 1 2 0 0 .0 1 2 0 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8 0 .0 1 7 8

2 .4 8 1 2 .8 9 2 3 .0 4 6 3 .0 0 4 2 .8 6 0 2 .4 2 1 3 .0 0 8 2 .7 5 6 2 .8 0 9 3 .2 0 8 2 .6 5 8 2 .7 2 5 3 .5 0 5 3 .4 8 4 3 .5 8 1 3 .1 1 4 3 .0 3 3 3 .1 6 4 3 .5 4 0 2 .9 0 1 3 .3 8 7 3 .0 7 8 2 .2 9 4 3 .2 5 9 2 .6 8 7 3 .0 2 1 3 .5 4 0 3 .5 2 8 3 .4 2 3 3 .6 2 7 3 .2 0 4 2 .8 5 6 2 .9 2 5 3 .3 0 0

0 .9 1 9 8 1 .0 0 4 0 .9 4 6 1 .4 0 4 0 .6 9 8 0 .4 4 7 0 .7 4 3 0 .9 5 8 0 .8 9 0 2 .1 2 8 1 .1 6 1 2 .0 2 3 2 .7 5 2 1 .6 9 4 2 .5 4 5 1 .5 6 0 2 .0 3 2 1 .9 8 7 2 .4 0 3 2 .4 0 1 4 .0 4 5 2 .5 1 8 1 .4 8 7 2 .2 0 1 1 .2 4 4 2 .3 2 8 3 .1 0 5 3 .2 5 2 5 .7 2 1 2 .2 9 4 1 .4 2 4 1 .9 9 2 2 .1 9 0 2 .8 5 4

f

e q (0 ,6 -3 ,0 )

[M Pa] \ \ \ \ \ \ \ \ 0 .0 0 0 1 .9 1 3 0 .5 6 3 1 .6 6 7 2 .6 0 1 1 .5 7 4 2 .3 8 2 1 .3 9 6 2 .2 1 0 1 .7 8 8 2 .2 1 9 2 .1 0 2 3 .3 4 1 2 .4 7 6 1 .2 8 6 2 .1 7 0 1 .0 4 3 2 .0 9 1 3 .4 1 6 3 .3 7 1 4 .1 3 9 2 .7 2 7 1 .8 4 9 2 .3 4 7 2 .4 2 8 2 .8 9 7

C 2 5 /3 0 D

0

0 .3 7 1 0 .3 4 7 0 .3 1 1 0 .4 6 7 0 .2 4 4 0 .1 8 5 0 .2 4 7 0 .3 4 8 0 .3 1 5 0 .6 6 3 0 .4 3 7 0 .7 4 2 0 .7 8 5 0 .4 8 6 0 .7 1 1 0 .5 0 1 0 .6 7 0 0 .6 2 4 0 .6 7 8 0 .8 2 7 1 .1 9 5 0 .8 1 8 0 .6 4 8 0 .6 7 5 0 .4 5 6 0 .7 5 7 0 .8 7 7 0 .9 2 2 1 .6 7 1 0 .6 3 3 0 .4 4 4 0 .6 9 8 0 .7 4 9 1 .0 2 6

D

1

\ \ \ \ \ \ \ \ \ 0 .8 9 9 0 .4 8 5 0 .8 2 4 0 .9 4 5 0 .9 2 9 0 .9 3 6 0 .8 9 4 1 .0 8 8 0 .8 7 5 0 .9 2 3 0 .8 7 6 0 .8 2 6 0 .9 8 3 0 .8 6 5 0 .9 8 6 0 .8 5 2 0 .9 0 2 1 .1 0 0 1 .0 3 7 0 .7 2 4 1 .1 8 9 1 .2 9 8 1 .1 7 8 1 .1 0 8 1 .0 1 3

D

*D 1 \ \ \ \ \ \ \ \ \ 0 .5 9 6 0 .2 1 2 0 .6 1 1 0 .7 4 2 0 .4 5 1 0 .6 6 5 0 .4 4 8 0 .7 2 9 0 .5 4 6 0 .6 2 6 0 .7 2 4 0 .9 8 7 0 .8 0 4 0 .5 6 1 0 .6 6 6 0 .3 8 9 0 .6 8 2 0 .9 6 5 0 .9 5 6 1 .2 1 0 0 .7 5 3 0 .5 7 6 0 .8 2 2 0 .8 3 0 1 .0 3 9 0

V a lo ri m e d i: F F 1 C 2 5 /3 0

6 R e s 1 a f e ssu ra z io n e 5 F e q (0 -0 ,6 ) 4

F e q (0 ,6 -3 )

3 2 1 0 0

5

10

15

20

25

30

35

40

EJEMPLOS DE RESISTENCIA E ÍNDICES DE DUCTILIDAD

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 P-a/b P-c P-d P-e

Concreto Proyectado 10 cm 14 cm 16 cm 20 cm

Costillas Metálicas Pernos Metálicos IPN 20 t 2 IPN140 @ 150 cm 2 x 4 m @ par de costillas 2 IPN200 @ 100 cm 4 x 6 m @ par de costillas 2 IPN200 @ 100 cm 6 x 6 m @ par de costillas

Capacidad (Kg/cm2) 1,4 2,6 3,5 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 20 < GSI < 30 30 < GSI < 40 40 < GSI < 50 GSI > 50

P-d P-d P-c P-c P-c

P-d P-d P-c P-c P-c

P-e P-d P-c P-c P-a/b

P-e P-d P-c P-c P-a/b

P-e P-e P-d P-a/b P-a/b

P-e P-e P-d P-a/b P-a/b

P-e P-e P-d P-a/b P-a/b

FIGURA 14 – Esquema de un típico soporte en concreto proyectado

FIGURA 15 – Esquema de las cargas actuantes sobre el soporte

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.

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 preestablecido 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) feq = 1.40 MPa

14 cm (P-c) feq = 1.00 MPa

16 cm (P-d) feq = 0.88 MPa

20 cm (P-e) 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) Kg/m3 de FS3

50 % 33

40 % 26

30 % 23

25 % 21

20 % 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 feq (MPa)

33 1.70

26 1.36

23 1.02

21 0.85

20 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.

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 tridimensional.

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.

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’c1/2 = 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

SOPORTES PRIMARIOS Las cargas son Normales y Uniformes Los pernos se representan con Springs de 500000 Kg/cm El Módulo de Reacción del Terreno vale: ParaGSI< 30 K = 10000 T/m3 ParaGSI> 30 K = 50000 T/m3 Area Apoyo =S. Costillas * 0.25m (ancho aproximado del elemento en el modelo)

GSI GSI ≤ 20 20<GSI ≤ 30 30 < GSI ≤ 40 40 < GSI ≤ 50 GSI > 50

Hmax. Cober. = 10 Carga (kg/cm2) T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) 1.8 5.4 5.54 14 P-c 1.8 P-c 5.4 5.54 14 1.8 5.4 5.54 14 P-c 1.8 P-c 5.4 5.54 14 1.8 P-c 5.4 5.54 14

Pernos S.Costillas(m) 2x4 m @ par d.C 1.50 2x4 m @ par d.C 1.50 2x4 m @ par d.C 1.50 2x4 m @ par d.C 1.50 2x4 m @ par d.C 1.50

SPRINGS (Kg/cm) Hastial Apoyo 37500 150000 37500 150000 187500 750000 187500 750000 187500 750000

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 20<GSI ≤ 30 2.3 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.25 31250 125000 P-d1 30 < GSI ≤ 40 2.3 P-d1 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.25 156250 625000 40 < GSI ≤ 50 1.3 5.4 5.54 14 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 750000 P-c GSI > 50 0.8 P-a/b 5.3 5.40 10 -

CASOS Cargas 1 1 2 2 2

3 4 5 6

GSI GSI ≤ 20 20<GSI ≤ 30 30 < GSI ≤ 40 40 < GSI ≤ 50 GSI > 50

Carga 4.0 3.2 2.3 1.3 0.8

Hmax. Cober. = 50 T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) P-e 5.5 5.70 20 5.4 5.56 16 P-d2 P-d1 5.4 5.56 16 5.4 5.54 14 P-c P-a/b 5.3 5.40 10

GSI 30 < GSI ≤ 40 40 < GSI ≤ 50 50 < GSI ≤60 GSI > 60

Carga B 0.8 0.2 0.2 0.2

Hmax. Cober. = 50 - 100 T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) P-a/b 5.3 5.40 10 5.3 5.40 10 P-a/b P-a/b 5.3 5.40 10 P-a/b 5.3 5.40 10

GSI 30 < GSI ≤ 40 40 < GSI ≤ 50 50 < GSI ≤60 GSI > 60

Carga B 1.3 0.5 0.2 0.2

Hmax. Cober. = 100 - 150 SPRINGS (Kg/cm) T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) Pernos S.Costillas(m) Hastial Apoyo P-c 5.4 5.54 14 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 750000 P-a/b 5.3 5.40 10 5.3 5.40 10 P-a/b P-a/b 5.3 5.40 10 -

GSI 30 < GSI ≤ 40 40 < GSI ≤ 50 50 < GSI ≤60 GSI > 60

Carga B 2.3 1.3 0.5 0.2

Hmax. Cober. = 150 - 200 SPRINGS (Kg/cm) T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) Pernos S.Costillas(m) Hastial Apoyo P-d1 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.25 125000 500000 P-c 5.4 5.54 14 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 750000 P-a/b 5.3 5.40 10 P-a/b 5.3 5.40 10 -

5 6

GSI 30 < GSI ≤ 40 40 < GSI ≤ 50 50 < GSI ≤60 GSI > 60

Carga B 4.0 1.8 0.8 0.3

Hmax. Cober. = 200 - 300 SPRINGS (Kg/cm) T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) Pernos S.Costillas(m) Hastial Apoyo P-e 5.5 5.70 20 4x6 m @ par d.C 1.00 125000 500000 P-c 5.4 5.56 16 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 750000 P-a/b 5.3 5.40 10 P-a/b 5.3 5.40 10 -

9 2

GSI 40 < GSI ≤ 50 50 < GSI ≤60 GSI > 60

Carga B 3.2 1.3 0.4

Hmax. Cober. = 300 - 400 SPRINGS (Kg/cm) T.Soporte R.Interno(m) R.Externo(m) Espesor(cm) Pernos S.Costillas(m) Hastial Apoyo P-d2 5.4 5.56 16 4x6 m @ par d.C 1.00 125000 500000 P-c 5.4 5.54 14 2x6 m @ par d.C 1.50 187500 750000 5.3 5.40 10 P-a/b

Pernos S.Costillas(m) 4x6 m @ par d.C 1.00 4x6 m @ par d.C 1.00 4x6 m @ par d.C 1.25 2x6 m @ par d.C 1.50 -

Pernos -

S.Costillas(m) -

SPRINGS (Kg/cm) Hastial Apoyo 25000 100000 25000 100000 156250 625000 187500 750000 -

7 8 5 6

SPRINGS (Kg/cm) Hastial Apoyo -

10 6

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.

M Á X IM A S

C A S O C a rg a s

1 2 3 4 5 6 7 8 9 1 0

T R A C C IO N E S

E N

S O P O R T E S

T e rre n o T e rre n o M á s M e n o s R íg id o R íg id o T r a c c ió n e n H a s t ia le s (K g /c m 2 ) (K g /c m 2 ) 0 .8 0 0 .9 4 0 .5 5 0 .5 6 2 .5 0 2 .5 3 1 .3 0 1 .5 0 0 .4 5 0 .5 1 0 .3 5 0 .4 1 1 .1 0 1 .5 4 2 .8 0 2 .8 0 0 .2 0 1 .3 0 1 .1 0 2 .9 0

P R IM A R IO S

(K g /c m 2 )

M e n o r P r e s ió n L a te r a l T r a c c ió n H a s tia le s (K g /c m 2 ) 2 .5 0 2 .0 0 8 .2 0 5 .7 0 2 .3 0 1 .5 0 7 .3 0 9 .0 0 2 .4 0 3 .9 0

T r a c c ió n B ó ve d a (K g /c m 2 ) 2 .1 0 1 .3 0 3 .3 0 2 .6 0 1 .5 0 0 .9 0 4 .1 0 3 .7 0 1 .5 0 2 .2 0

S O P O R T E T ip o

P P P P P P P P P P

-c -c -d -d -d -c -e -d -e -d

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.

FIGURA 16 – Ejemplo de deformada del soporte

FIGURA 17 – Ejemplo de esfuerzos máximos en el soporte

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.

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

C o n c re to C 2 4 /3 0

D o s . 3 0 K g /m

E n sa y o

f' If (M P a )

D0

D1

D0 x D1

f e q (M P a )

V ig a 4 V ig a 6 V ig a 7 V ig a 8 V ig a 9 V ig a 1 0 V ig a 1 1 V ig a 1 2 V ig a 1 3 V ig a 1 4

3 .3 6 4 7 3 .6 1 4 0 2 .2 3 1 6 2 .7 7 7 9 2 .5 2 1 8 2 .6 0 4 3 2 .9 6 4 0 3 .3 9 1 6 2 .9 4 9 1 3 .5 6 2 8

0 .7 0 0 .7 5 0 .8 5 0 .6 4 0 .7 2 0 .7 5 0 .7 6 0 .7 8 0 .7 5 0 .7 7

0 .6 9 0 .6 6 0 .5 5 0 .6 6 0 .7 4 0 .7 8 0 .8 3 0 .8 3 0 .7 3 0 .8 2

0 .4 8 0 .4 9 0 .4 7 0 .4 2 0 .5 3 0 .5 8 0 .6 3 0 .6 5 0 .5 5 0 .6 3

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

V ig a 1 V ig a 2 V ig a 3 V ig a 4 V ig a 5 V ig a 6 V ig a 7 V ig a 8 V ig a 9 V ig a 1 0 V ig a 1 1 V ig a 1 2

3 .4 2 0 3 3 .3 6 1 0 3 .7 2 6 5 3 .5 8 6 6 2 .9 8 0 3 2 .6 7 5 3 3 .1 7 7 8 2 .9 3 1 1 2 .3 5 7 0 2 .6 4 8 0 2 .6 9 3 9 3 .2 4 4 1

0 .7 5 0 .8 2 0 .8 7 0 .7 2 0 .7 2 0 .7 4 0 .8 0 0 .8 4 0 .7 9 0 .7 9 0 .7 5 0 .6 6

0 .6 9 0 .4 4 0 .5 1 0 .6 9 0 .7 4 0 .6 9 0 .7 5 0 .5 0 0 .7 4 0 .6 0 0 .5 7 0 .6 8

0 .5 2 0 .3 6 0 .4 4 0 .5 0 0 .5 3 0 .5 1 0 .6 0 0 .4 2 0 .5 9 0 .4 7 0 .4 3 0 .4 5

1 .7 7 1 .2 1 1 .6 5 1 .8 0 1 .5 8 1 .3 6 1 .8 9 1 .2 4 1 .3 8 1 .2 5 1 .1 6 1 .4 6

f' Ifm (M P a ) 3 .0 3 5 6

D 0m

D 1m

(D 0 x D 1 )m

0 .7 6

0 .6 8

0 .5 1

f e q m (M P a ) 1 .5 5

3

Fibra FS3 (30/0.75)

Dosificación 30 Kg/m3

Concreto C24/30

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)

(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

ƒlƒ

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

3,24

0,70

0,62

Promedio

f(0-0,6)

f(0,6-3)

(MPa)

(MPa)

Dosificación (Kg/m3)

feqm (MPa)

0,3366

2,99

1,38

30

1,70

Muestra

Dosificación (Kg/m3)

D0 x D1

VG_SANCHON_05_A

30

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

Fibra FS3 (30/0.75)

Dosificación 25 Kg/m3

Concreto C24/30

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)

(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

3,22

0,66

0,68

Promedio

ƒlƒ

f(0-0,6)

f(0,6-3)

(MPa)

(MPa)

Dosificación (Kg/m3)

feqm (MPa)

0,3111

3,01

1,40

25

1,72

0,2620

2,47

0,97

25

1,27

25

0,3865

3,58

1,66

25

2,04

Sanchon_Prueb_4A

25

0,4074

3,89

1,71

25

2,15 1,11

Muestra

Dosificación (Kg/m3)

D0 x D1

Sanchon_Prueb_1A

25

Sanchon_Prueb_1B

25

Sanchon_Prueb_1C Sanchon_Prueb_4B

25

0,3458

1,95

0,90

25

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

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 túneles en concreto reforzado 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.

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: giovanni.plizzari@unibg.it Prof. Gianfranco Perri Universidad Central de Venezuela - Caracas Email: gperri@cantv.net Ing. Roberto Perri A. Universidad Metropolitana Caracas - Venezuela RESUMEN Se introducen aspectos básicos de la tecnología y de la ingeniería del concreto reforzado con fibras metálicas, con especial énfasis a las características de deformación y resistencia de los materiales, incluyendo una comparación 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 analizar los anillos de segmentos prefabricados en concreto reforzado con fibras metálicas que conforman el revestimiento de túneles excavados mecanizadamente con TBM. Se resumen los resultados de los análisis numéricos preliminares llevados a cabo para analizar la factibilidad de construir con concreto vaciado fibro-reforzado, el revestimiento de túneles excavados convencionalmente.

INTRODUCCIÓN Desde hace ya algunos años 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 empleo rutinario 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 buenos ejemplos de las aplicaciones más ampliamente difundidas y de las con mayores perspectivas.

La presencia de fibras metálicas de adecuada resistencia y homogéneamente distribuidas dentro de un concreto, constituye una micro-armadura la cual, por un lado se muestra eficaz para contrastar el muy 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 calidad 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 generalmente no se realizan sobre el concreto ensayos de tracción directa, la evaluación de tal propiedad de resistencia, así como de la ductilidad y de la tenacidad del concreto fibro-reforzado, se efectúan indirectamente en laboratorio mediante pruebas de flexión sobre vigas o planchas.

La Figura 1 ilustra cualitativamente las posibles respuestas que se pueden obtener mediante los referidos ensayos de flexión sobre elementos de concreto fibro-reforzado, representadas gráficamente en términos de curvas cargas-desplazamientos para diferentes dosificaciones de fibras, expresadas por el peso de fibras por volumen de concreto (Kg/m3), o por el porcentaje volumétrico de fibras por el mismo volumen de concreto (Vf).

2800

1,0%

2400

e ent d u r Inc Plastica

LOAD [daN]

2000

1600

0,76%

1200

Soft enin g

800

400

0,38%

0%

0

0

25

50

75

100

125

150

L O A D P O IN T D IS P L A C E M E N T [ µ m ]

Figura 1

Posibles comportamientos a flexión del concreto fibro-reforzado

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 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 de primera fisuración”:

2

- La curva Vf =0% esquematiza el comportamiento de un concreto simple (sin refuerzo) con el cual, tratándose de 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, 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 primera fisuración cierta carga, aunque baja, con luego un colapso más lento (comportamiento softening).

- La curva Vf = 0.76% en cambio es típica de un material dúctil propia de un concreto (fibro-reforzado) capaz de soportar, a partir del punto de primera fisuración, un desplazamiento importante bajo carga constante, antes de un muy lento colapso.

- La curva Vf =1,00% finalmente, evidencia inclusive un cierto incremento de carga soportable, bajo un amplio desplazamiento después del punto de primera fisuración.

Para concluir esta breve introducción, a propósito de calidad y cantidad de fibras metálicas a introducir en un concreto reforzado con fibras (SFRC: Steel Fibre Reinforced Concrete), se pueden avanzar las consideraciones cuantitativas generales y referenciales siguientes: La calidad mecánica de las fibras debe ser muy elevada, con resistencias a la tracción típicas del orden de los 11000 Kg/cm2. La relación de forma (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 unificar 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 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 un concreto fibro-reforzado se deben definir y determinar las siguientes tres principales propiedades: * 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 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 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 a forma de V, profunda a0=0,3h (h la altura de viga) y ancha 3 a 5 mm (Figura 2).

3

A 150 mm

CTOD a0=0,3h

A ’450 mm 600 mm

Figura 2

CMOD

Ensayo UNI 11039 de flexión sobre vigas de concreto fibro-reforzado

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 medidos en mm: fIf = PIf l / b(h-a0)2

4

Las resistencias equivalentes (feq(0-0,6)) y (feq(0,6-3)) son los valores medios de la resistencia a flexi贸n, 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 son las 谩reas 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 铆ndices de ductilidad, D0 y D1, se calculan en base a las dos siguientes relaciones:

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

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

SFRC PIf

PIf First Crack Load

LOAD

LOAD

Reference concrete

CTOD

CTOD

CTOD0

CTOD0

TEST SOBRE CONCRETO SIN FIBRAS

TEST SOBRE CONCRETO CON FIBRAS

fIf

U1

STRESS

LOAD

PIf

U2

U1

U2

CTOD CTOD0 CTOD0 +0,6mm

Figura 3

CTOD0 0,3 0,6

CTOD0+3 mm

1,8

Ensayos de flexi贸n sobre vigas de concreto fibro-reforzado

5

3 [mm]

En el marco de una amplia investigación aplicada, finalizada a analizar el posible uso de las fibras “Wirand - Maccaferri” para concreto estructural, el profesor G. Plizzari ha simulado numéricamente, con el código por elementos 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 diámetro y relación de forma 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 numérico ha sido determinar el ligamen bi-lineal entre esfuerzo y abertura de la fisura que simulara satisfactoriamente el comportamiento real obtenido en laboratorio (Figura 5), de pre- y post-inicio fisura de los materiales fibro-reforzados. Para ello, el análisis numérico simuló el comportamiento no lineal del proceso de fracturación considerando una fisura discreta y asumiendo que la energía de fracturación necesaria para inducir la formación de una fisura completa sea disipada a través de una superficie, y no en una banda (fisura difusa) de material.

Bilinear laws Wirand FF1

Bilinear laws Wirand FF3 5

4

Nominal stress [MPa]

Nominal stress [MPa]

5 Vf = 0,00% Vf = 0,45% Vf = 0,57%

3 2 1 0

4

Vf = 0,00% Vf = 0,32% Vf = 0,45%

3 2 1 0

0

1

2

3

4

5

6

0

Crack opening [mm]

2

3

4

Crack opening [mm]

(a) Figura 5

1

(b)

Relaciones Bi-lineales Esfuerzos Tracción – Abertura Fisura

6

5

En los dos diagramas de la Figura 6 se ilustran los resultados finalmente obtenidos numéricamente para la relación Esfuerzo Tracción - Abertura Fisura en función de la dosificación de fibras para ambos tipos de fibras considerados y, en la Figura 7, se confrontan los seis diagramas Esfuerzo Tracción - Abertura Fisura obtenidos en laboratorio para cada tipo y cada dosificación de fibras, con los correspondientes obtenidos en cada caso de la simulación numérica.

Nominal stress vs. CTOD curves Comparison Fibers FF1 - C50/60

Nominal Stress

s N [MPa]

7 6 5 4 3

Vf=0,00% Vf=0,45% Vf=0,57%

2 1 0 0.0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

0.6

0.7

CTODm [mm]

Nominal stress vs. CTOD curves Comparison Fibers FF3 - C50/60

Nominal Stress s N [MPa]

6 5 4 3

Vf=0,00% Vf=0,32% Vf=0,45%

2 1 0 0.0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

0.6

CTODm [mm]

Figura 6 Diagramas Esfuerzos Tracción – Abertura Fisura obtenidos numéricamente

7

Nominal Stress sN [MPa]

Nominal Stress sN [MPa]

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0.0

0.0

9

0

1

2

3

4

5

6

0.3

0.3

CTODm [mm]

0.2

Numerical

Experimental

3

0.4

0.4

R60 - FF1 - 45 kg/m - Vf=0,57%

CTODm [mm]

0.2

Numerical

Experimental

0.5

0.5

0

1

2

3

4

5

6

0.0

0.0

0

-1

-2

-3

-4

-5

-6

0.1

0.1

0.3

0.3

CTODm [mm]

0.2

Numerical

Experimental

3

0.4

0.4

R60 - FF3 - 35 kg/m - Vf=0,45%

CTODm [mm]

0.2

Experimental Numerical

3

R60 - FF3 - 25 kg/m - Vf=0,32%

Figura 7 Resultados de los ensayos a flexi贸n (y de la simulaci贸n) para dos tipos de fibras y dos diferentes dosificaciones

0.1

0.1

3

R60 - FF1 - 35 kg/m - Vf=0,45% Nominal Stress sN [MPa] Nominal Stress sN [MPa]

0.5

0.5

REVESTIMIENTO DE TÚNELES EN SFRC PREFABRICADO Una de las posibles y al mismo tiempo quizás de las mas prometedoras aplicaciones estructurales del concreto reforzado con fibras metalicas, es ciertamente la que se refiere a la construccion de los anillos, prefabricados en segmentos, para el revestimiento de túneles excavados con el empleo de las modernas máquinas excavadoras integralmente automatizadas (Tunnel Boring Mashines).

En efectos, el uso de las fibras metálicas en sustitucion parcial o total de la armadura tradicional en este tipo de elementos estructurales, resulta especialmente conveniente en cuanto: •

las condiciones típicas de terreno incoherente bajo agua dificúltan las previsiones de las solicitaciones actuantes en las secciones transversales y axiales del túnel y en consecuencia muchas de las hipotesis que se asumen en el diseño del revestimiento de túneles contruídos con máquinas de excavacion integral (TBM) se deben aceptar aunque tengan un impacto negativo importante sobre la ejecución o sobre los aspectos económicos: bajo este punto de vista poder contar sobre las características de tenacidad de un material como el concreto reforzado con fibras de acero, resulta de importancia fundamental ya que la combinación de los momentos flectores y de las fuerzas normales aplicadas en dirección tangencial resulta especialmente favorable a la utilización del concreto reforzado con fibras de acero en sustitución (por lo menos parcial) de la armadura tradicional;

•

el SFRC ofrece una buena ductilidad con relación a la fisuración 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 verificado experimentalmente la positiva contribución de las fibras de acero en relación con la fisuración de splitting ya que, despues de producirse la fisura, la carga aplicada ha seguido aumentando hasta duplicar la de primera fisuración. El mismo autor ha verificado el comportamiento de las llaves de corte y ha propuesto formulas de diseño basadas sobre el trabajo del TC 162-TDF de Rilem (2000, 2002).

Otros estudios han sido efectuados por Mashimo y Otros (2002) e por Kooiman y Walraven (1999).

a

bending test (transportation state)

hydraulic jacks plastic deformable supporting pads

b test of in-plane actions (placing situation)

c

d shear test

splitting test

hydraulic jacks

plastic deformable supporting pads

Figura 8 Condiciones de cargas analizadas (Schnütgen, 2003)

En el presente capitulo se reportan los resultados de un estudio numerico llevado a cabo sobre las principales condiciones de carga de interés para los segmentos prefabricados en SFRC para los tuneles actualmente en construcción del Metro (Linea 9) de la ciudad de Barcelona en España.

Con el objeto de favorecer la comparación entre la armadura tradicional y el concreto fibroreforzado, se han tomado en consideracion los siguientes casos: 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 muestra las características geométricas del segmento típico utilizado para la realización de un anillo del revestimiento del tunel y la Figura 10 muestra la condición de carga típica en correspondencia con la fase (muy crítica) de empuje que la TBM ejerce para avanzar, actuando sobre el último anillo colocado.

10

Figura 9 Secci贸n transversal y vista en planta del segmento

Figura 10 Esquema de carga durante el empuje de laTBM

11

La Figura 11 muestra una típica situacion de falta de concreto de relleno alrededor del anillo el cual resulta en consecuencia sujeto a flexión. Esta situación ha sido modelada experimentalmente en la Universidad Politécnica de Catalogna (UPC) con ensayos de flexión en laboratorio (Gettu et Al., 2003; Figura 12).

Inadequate filling

Soil/Rock

Tunnel Segmental ring

Filling grout 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)

12

La Figura 13 muestra los resultados experimentales (limites superiores e inferiores) relativos a la carga en función del desplazamiento: del segmento fibroreforzado y del segmento armado con fibras mas armadura tradicional (armadura mixta). Se puede observar el comportamiento ligeramente degradante del segmento con solamente fibras y el comportamiento endureciente del segmento con armadura mixta.

Los resultados experimentales han sido luego simulados con análisis de elementos finitos basados sobre la mecánica de la fracturación efectuados con el codigo Abaqus 6.4.1 (2003), obteniendo una buena aproximación (Figura 13) confirmándose asi la validez del modelo numérico asumido.

Tunnel Segments, Non Linear Analyses, Flexure Testing 1000

SFRC: Experimental Scatter SFRC+RC: Experimental Scatter SFRC (Fiber FF1-45)+RC: Numerical SFRC (Fiber FF1-35)+RC: Numerical SFRC (Fiber FF1-45): Numerical

900 800

Load [kN]

700 600 500 400 300 200 100 0 0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

1,4

1,6

1,8

2

Deflection [mm] 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 correspondencia de situaciones de carga especialmente significativas que interesan fases transitorias, durante la de manipulación de los segmentos 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 segmento central del arco invertido de solera durante el avance de la TBM; 2) carga sobre el segmento que sostiene otros 6, durante el apilamiento.

13

En la fase de empuje, los gatos hidraulicos de la TBM aplícan presiones sobre áreas especificas de la sección transversal del anillo recien ensamblado, las cuales resultan tan elevadas que pueden llegar a producir la fisuración del concreto, ya que el anillo mismo constituye el “contraste” necesario a permitir la extensión de los gatos hidraulicos que avanzan la TBM mientras está excavando.

En el caso especifico del Metro de Bracelona, los gatos hidraulicos de empuje son 4 por cada segmento y 2 para el segmento de la llave, para un total de 30 (7 x 4 +2) gatos que actúan sobre el anillo. El empuje de cada gato varía en función de las caraterísticas del terreno y de la profundidad del túnel, alcanzando 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 elementos 3D de dimensión media igual a aproximadamente 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 rellenado y el relleno ha fraguado con lo cual puede considerarse que constituya un apoyo rígido en la dirección del eje del túnel;

•

el apoyo del anillo se asume uniforme, ya que al contacto entre anillos existen paneles de polietilene (pad), y se lo considera deformable elasticamente porque es necesario considerar la deformabilidad axial del anillo anterior que ademas representa un vínculo unilateral que no resiste a tracción;

14

•

la rigidez unilateral de los resortes que simulan la deformabilidad del apoyo del anillo, o sea la deformabilidad de los anillos anteriores, ha sido calibrada oportunamente mediante análisis a desplazamientos impuestos;

•

la interacción del segmento con los segmentos adyacentes del mismo anillo también resulta siempre unilateral, ya que los segmentos están simplemente a contacto y ensamblados con pernos;

•

la fricción lateral que se puede generar entre tales superficies laterales de segmentos adyacentes se desprecia y se han posicionado resortes que actúan a compresión normalmente a las superficies y también la rigidez de estos resortes ha sido calibrada oportunamente para simular la deformabilidad local de los segmentos adyacentes;

•

los cuatros gatos actúan sobre el segmento por intermedio de planchas metálicas las cuales pueden ser consideradas suficientemente rígidas y luego distribuir la carga uniformemente sobre sus respectivas áreas de contacto.

Las Figuras 15 – 16 – 17 muestran los tipicos resultados numéricos 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 incremento de carga (despues de la fisuración) posibilitado por las fibras y se puede observar tambien 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 segmento en la dirección (z) del eje del tunel, siempre en correspondencia de la carga de ejercicio.

Se observa, bajo la zona de carga, un comportamiento del segmento similar al de una plancha sujeta a cargas concentradas de gran magnitud: en fectos, despues de un trecho de aproximadamente 100 mm en donde estan presentes esfuerzos de compresión, se manifiestan tracciones a lo largo de aproximadamente 300-400 mm que luego tienden a desaparecer para despues volver sobre el lado opuesto del segmento.

El hecho que las tensiones radiales de tracción se manifiesten 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 uniformemente sobre toda la sección transversal posterior del segmento, generan esfuerzos longitudinales de compresión mucho mas limitados y tracciones locales radiales modestas.

15

25000

Load [kN]

20000

M a x im um Lo a d

S plitting b eh avio ur: First C ra c k s

S erv ice L o ad

15000 10000

S ec o nd C ra ck L d

5000 S ec on d C ra c k s

0 0

0 ,5

1

1 ,5

2

2 ,5

3

3 ,5

D is p la c e m e n t [m m ]

Figura 15 Carga aplicada en funciﾃｳn del desplazamiento horizontal

Figura 16 Esfuerzos radiales ﾏビ en correspondencia de la carga de ejercicio [MPa] 2 1 0 0

200

400

600

800

1000

-1

1200

1400

1600

Service Load

-2 -3 -4

Distance [mm]

Figura 17 Esfuerzos radiales ﾏビ a lo largo del eje del segmento

16

1800

Para analizar las solicitaciones que se inducen en los segmentos durante la etapa de apilamiento, debe considerarse que generalmente luego del desencofrado los segmentos 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 aproximadamente 300 mm cada una, formadas por listones en madera que siguen la curvatura del segmento colocadas con un iter-eje de aproximadamente 2,80 m y conectadas inferiormente por listones que las mantienen distanciadas. Los segmentos que siguen se posicionan sobre viguetas 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 menos minimizar los efectos flexionantes sobre los segmentos. 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 manera adecuada esta fase de carga, se han considerado 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 con un inter-eje de 2,80m+2ee (indicando con ee la excentricidad externa), mientras el segmento superior esta dispuesto con viguetas a una distancia de 2,80m–2ei (indicando con ei la excentricidad interna). En esta situación el peso de los segmentos por encima del critico, actúa concentrado a una distancia de los apoyos igual a ee+ei. Una vez completada la pila, el segundo segmento resultará cargado por el peso total de 5 segmentos + 1 llave: 438 kN corresponden al peso de 6 segmentos enteros. Los análisis numéricos han sido desarrollados adoptando para la excentricidad los valores (Gettu et Al., 2004) reportados en la misma Figura 19.

17

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 empuje, pero con una dimensión 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 superficies si ha applicado una presión uniforme en dirección vertical con el fín de simular el peso de los segmentos superiores (Figura 20). Los apoyos laterales estan esquematizados 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 evaluar cuantos segmentos pueden ser acumulados (apilados) sin inducir fenómenos de fisuración o colapso de los segmentos mas solicitados, ya que el control de la fisuración es un aspecto de primaria 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 progresivamente la carga actuante sobre el segmento hasta la formación de la primerea fisura.. La fisuración es detectada por la presencia de deformaciones plásticas, ya que el codigo Abaqus se basa sobre un modelo a fisuración difundida).

En la condición de carga simulada, despues de la formación de la fisura se produce también 18

el colapso del segmento ya que la estructura es isoestatica y el material es representado como homogeneo a lo largo de la profundidad del segmento (la fisura se forma instantaneamente a lo largo de toda la profundidad del segmento), lo cual impide la resdistribución de las acciones internas.

Los análisis han sido efectuados con referencia a las caraterísticas mecánicas del concreto despues de dos distintos periodos de fraguado, iguales a 4 dias y 28 dias respectivamente.

La primera condición tiene el objeto de verificar el comportamiento en condiciones muy 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 expresiones correlativas previstas en las normas (UNI EN, 2003). La segunda condición tiene el fín de obtener resultados numéricos utilizando las caraterísticas del material determinadas experimentalmente.

Tunnel Segments: Non Linear Analyses, Stacking Test, ei=ee=250 mm 803 730 657 584 kN 511 438 365 292 219 146 73 0

10th segment

SFRC (28 days): SFRC (4days):

th

9 segment 8th segment

D = 283 kN (0,65 S. Load)

Service Load

7th segment 6th segment 5th segment 4th segment rd

3 segment 2nd segment st

1 segment

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

1,4

Deflection [mm] Figura 21 Carga applicada-Flecha en el segundo segmento con excentricidad de 250 mm

En la Figura 21 se muestran 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 segmento está en capacidad de sostener la carga de ejercicio de 6 segmentos superiores. Despues de 28 días de fraguado, el segmento muestra naturalmente una rígidez y una carga última superiores y está en capacidad 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/m3 permite, en presencia de excentricidades no excesivas y en todo caso contenidas dentro del limite de 250 mm, apilar los 6 segmentos necesarios para la conformación de un anillo.

19

REVESTIMIENTO DE TÚNELES EN SFRC VACIADO EN SITIO

Con el objetivo de verificar la factibilidad técnica de sustituir el refuerzo tradicional 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 recurrido a la modelación numérica por medio 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 revestimiento (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 elementos que constituyen el revestimiento 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 rigidez 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 combinaciones de estas a aplicar, según se trate 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/cm2. Los análisis numéricos han sido llevados a cabo para ambas alternativas en cada uno de los tres espesores previstos para el revestimiento y para finalmente un total de 16 casos de carga analizados.

20

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 términos 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 máximos de tracción alcanzados en la clave de la bóveda y en ambos hastíales de la sección del revestimiento.

R E V E S T IM IE N T O S E N B A J A S C O B E R T U R A S T e rre n o

C A S O S

1 16 2 3 4 5 6 7 8

M ás

R í g id o

T e r r e n o M e n o s R í g id o

T ra c c ió n B o ved a (K g /c m 2 )

T ra c c ió n H a s tia le s (K g /c m 2 )

T ra c c ió n B o ved a (K g /c m 2 )

T ra c c ió n H a s tia le s (K g /c m 2 )

2 4 .6 0 1 2 .5 0 4 2 .2 0 3 2 .6 0 1 6 .7 0 4 .8 0 1 .8 3 4 6 .6 0 4 4 .9 5

2 .4 3 0 .9 5 7 .4 0 4 .3 0 2 .1 0 0 .5 7 0 .3 5 1 1 .6 0 1 0 .8 0

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

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

R E V E S T. T ip o

R R R R R R

F 2 -P c F 2 -P c F 2 -P d F 2 -P d F 2 -P d F 2 -P c R F 1 R F 2* R F 2 -P d

R E V E S T IM IE N T O S E N A L T A S C O B E R T U R A S T e rre n o

C A S O S

9 10 11 12 13 14 15

M ás

T ra c c ió n B o ved a (K g /c m 2 ) 0 1 0 2 0 4 3

.6 .2 .2 .4 .6 .2 .7

0 0 9 0 5 0 0

R í g id o

T ra c c ió n H a s tia le s (K g /c m 2 ) 0 0 0 4 0 1 2

.4 .7 .1 .2 .3 .6 .4

T e r r e n o M e n o s R í g id o

T ra c c ió n B o ved a (K g /c m 2 )

0 0 6 0 1 5 1

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

T ra c c ió n H a s tia le s (K g /c m 2 ) 1 0 0 1 0 1 2

.9 .8 .7 .6 .0 .8 .7

0 3 5 0 0 0 0

R E V E S T. T ip o

R F 1 R F 2 -P c R F 1 R F 2 -P d R F 2 -P c R F 2* R F 2 -P d

Esfuerzos máximos de tracción en el revestimiento obtenidos de los análisis numéricos

21

También se reporta, a manera de ejemplo, uno de los resultados obtenidos de los análisis numéricos representados gráficamente en términos de esfuerzos principales máximos 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 las 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 hastíales han resultado por lo general abundantemente incompatibles con las posibles resistencias equivalentes a tracción por flexión de un concreto fibro-reforzado, independientemente de las posibles clases de concreto y también independientemente de las posibles dosificaciones de fibras metálicas.

22

Si por el contrario se hace referencia a las condiciones geotécnicas caracterizadas por terrenos relativamente rígidos, o sea de elevados módulos de reacción, las tracciones que se establecen en bóveda y hastíales resultan sustancialmente más bajas, siempre menores de 5 MPa e inclusive en un tercio de los casos analizados son menores 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 hace referencia a las condiciones geotécnicas caracterizadas por terrenos relativamente rígidos, o sea de elevados módulos de reacción, las tracciones que se establecen en bóveda y hastíales resultan siempre muy bajas y menores 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 condiciones geotécnicas caracterizadas por terrenos poco rígidos, o sea de bajos módulos de reacción, aunque las tracciones que se establecen en los hastíales aun quedan ampliamente dentro limites perfectamente 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 diferenciar entre los tres diferentes tipos de revestimientos previstos: Para el revestimiento RF1 (de 30 cm de espesor), las tracciones en bóveda son muy bajas (menores de 0.2 MPa) y en consecuencia ciertamente compatibles con una adecuada selección del tipo y dosificación de fibras metálicas. 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 soporte primario tipo P-c, o de un revestimiento RF2 acopiado con un soporte primario tipo P-d. En el primer caso del RF2, las tracciones que se establecen son relativamente bajas (del orden de 0.6 MPa), mientras en el segundo caso del RF2, las tracciones son relativamente altas (mayores de 2 y 3 MPa). En el primer caso ciertamente existe plena compatibilidad con las posibles resistencias equivalentes a tracción por flexión de un normal concreto fibroreforzado, mientras en el segundo caso es necesario recurrir a calidad y dosificación elevadas de las fibras metálicas, para alcanzar resistencias equivalentes a tracción por flexión del concreto fibro-reforzado suficientemente superiores a las referidas tracciones (de 2 y 3 MPa).

A este punto es muy importante señalar que la correcta interpretación de los resultados de los análisis comentados debe tomar en debida cuenta que los mismos 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 inmediato como ocurriría para un concreto simple) seguir absorbiendo energía de deformación, bien sea manteniendo la tracción máxima alcanzada (comportamiento plástico perfecto), o disminuyéndola paulatinamente (comportamiento softening) o inclusive incrementándola ligeramente (comportamiento hardening).

23

Por lo tanto los valores de tracción muy elevados que se han obtenido en algunos de los casos de análisis, no son obviamente alcanzables y solamente han permitido constatar 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 menores a los valores típicamente alcanzables para la resistencia a tracción de un concreto fibroreforzado) obtenidos en otros de los casos analizados, han permitido constatar la factibilidad técnica del uso de las fibras para alcanzar la estabilidad 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-reforzado, con lo cual solamente análisis más detallados que tomen en cuenta el efectivo comportamiento plástico de post-pico del concreto fibroreforzado, podrían determinar su efectiva aplicabilidad.

Tales análisis no lineales aunque son muy complejos son perfectamente realizables y, a manera de ejemplo, R. Perri en su Tesis de Grado ha analizado uno de los casos de cargas 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 revestimiento, de ancho aproximado 25 cm y profundidad de 1 m, resultando necesarios 12 elementos 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 cm, con 1 Kg/cm2 de presión vertical en bóveda y con presión horizontal en los hastíales de 0.4 Kg/cm2 a 0.6 Kg/cm2 y finalmente, con el objetivo de simular las condiciones más criticas a esperar, se consideró un módulo de reacción del terreno muy bajo, de 1000 t/m3.

24

Los valores asumidos para la resistencia a compresión (fc) y para el modulo elástico (Ec) del concreto, así como también para el módulo de Poisson y la densidad, 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 comportamiento σ-ε se ha asumido 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 complementada a tracción con una ley bi-lineal (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 Wirand® FF1 Maccaferri), realizadas en laboratorio y luego simuladas numéricamente mediante el programa MERLÍN (Figura 27).

30.00

3.0

Stress [N/mm2]

25.00 20.00

Stress [MPa]

2.0

EC2

15.00 10.00

1.0

5.00 0.00 0

0.0005

0.001

0.0015

0.002

0.0025

0.0 0.0

0.003

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

3.0

Crack opening [mm]

Strain[-]

Figura 26 Comportamientos a compresión y a tracción del concreto fibro-reforzado 3

Hooked steel fibers-C30/37-30 kg/m

Nominal Stress sN [MPa]

4.5 4.0 3.5 3.0 2.5 2.0 1.5 1.0 0.5 0.0 0.0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

CTODm [mm]

Figura 27 Pruebas y simulación numérica de flexión sobre vigas fibro-reforzadas 25

3.5

Se reproduce en las figuras 28 - 29, como ejemplo de los resultados gráficos del análisis numérico no lineal del código ABAQUS, la distribución tridimensional de las solicitaciones principales máximas en el revestimiento fibro-reforzado, mientras los resultados más representativos son los diagramados en la Figura 30.

Figuras 28 - 29

Solicitaciones principales máximas en el revestimiento fibro-reforzado

26

Los dos diagramas muestran, para el concreto simple y para el concreto fibro-reforzado respectivamente, la relación entre la presión vertical de bóveda y el correspondiente desplazamiento vertical en la clave de la misma bóveda al incrementarse la presión hasta el colapso, y pasando por todas las fases de comportamiento 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 debido 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 carga 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”.

27

REFERENCIAS

Perri Roberto (2004), “Concreto reforzado con fibras metálicas: Soporte primario y revestimiento definitivo para los túneles del tramo ferroviario Puerto cabello-Valencia” Trabajo Especial De Grado Universidad Metropolitana Caracas, Venezuela.

Gettu, R., Barragán, B., García, T., Ramos, G., Fernández, C., Oliver, R. (2004), “Steel Fiber Reinforced Concrete for the Barcelona Metro Line 9 Tunnel Lining”, BEFIB 2004.

Hibbit, Karlsson & Sorensen (2003): “ABAQUS/Standard User's Manual Vol. I-II-III, ABAQUS Example Problems Manual, ABAQUS Keywords Manual”.

Mashimo, H., Isago, N., Yoshinaga, S. (2002), “Experimental investigation on loadcarrying capacity of concrete tunnel”, in Proc. of Modern Tunnelling Science and Technology.

Kooiman, A.G., and Walraven J. (1999), “Steel fibre Reinforced Concrete Segments in the Second Heinenoord Tunnel”, in fib Symposium. Prague, Czech Republic.

Schnütgen, B. (2003), “Design of Precast Steel Fiber Reinforced Tunnel Segments”, in Proc., RILEM TC-162 Workshop. Bochum (Germany).

De Waal, R.G.A. (2003), “Summary of a Thesis, Steel Fibre Reinforced Tunnel Segments for the application in Shield Driven Tunnel Linings”. Delft, Netherlands.

Kolic, D., Wagner, H., Schulter, A. (2000), “Development of Dowelled Connectors for Segmental Linings”, FELS BAU Rock and Soil Engineering 6/2000, pp.32-40.

Herrenknecht, M., Bäppler, K. (2003), “Segmental Concrete Lining Design and Installation”.

Falkner, H., Henke, V. (2004), “SFRC – Shear Load Bearing Capacity and Tunnel Linings”. Braunschweig, Germany.

UNI EN 1992-1-1 (2003), “Eurocodice 2: Progettazione delle strutture in calcestruzzo – Parte 1-1 Regole generali e regole per gli edifici”.

UNI 11039 (2003), “Calcestruzzo rinforzato con fibre di acciaio - Parte I: Definizioni, classificazione e designazione - Parte II: Metodi di prova per la determinazione della resistenza di prima fessurazione e degli indici di duttilità”.

AFTES (1999), “Recommendations for the Design, Sizing and Construction of Precast concrete segments installed at the rear of tunnel boring machine”, English version.

Recommendations of DAUB, (December 2000) , Part. 5, “Reinforced Concrete Segments”.

Norme Belge NBN B 15-238, “Essais des betons renforces –Essai de flexion sur eprouvettes prismatiques”.

Reich, R., Cervenka, J., and Saouma, V.E., (1994), “MERLIN, a three-dimensional finite element program based on a mixed-iterative solution strategy for problems in elasticity, plasticity, and linear and nonlinear fracture mechanics”, EPRI, Palo Alto (CA), 1994, http://civil.colorado.edu/~saouma/Merlin.

28

Historia y actualidad de los túneles en Venezuela Gianfranco Perri Universidad Central de Venezuela.

Caracas - Venezuela Email: gperri@cantv.net

RESUMEN Tomando como referencia temporal al Metro de Caracas, se presenta la evolución histórica de la ingeniería de los túneles en Venezuela, recordando desde los túneles ferrocarrileros construidos en el siglo XVIII hasta los túneles de las autopistas extra-urbanas y urbanas, construidos 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 mitad de los años setenta, para continuar con los nuevos túneles viales construidos en los años ochenta.

El presente de la ingeniería de túneles en Venezuela, aún tiene como protagonista al Metro de Caracas, pero este protagonismo debe ser compartido 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 hasta Puerto Cabello con casi una treintena de kilómetro de túneles ya excavados a lo largo de los últimos diez años.

Finalmente, al Metro de Caracas, al de Valencia y al Ferrocarril a Puerto Cabello estará íntimamente ligado también el futuro próximo de la ingeniería de túneles de Venezuela.

INTRODUCCIÓN Cuando se habla de túneles y más 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 completó 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 guerra 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.

Por “Presente del tunneling” se entenderá luego todo hecho relativo a los túneles actualmente en construcción, para la Línea 4 del Metro de Caracas; para la Línea 1 del Metro de Valencia, recién completados y aún no en servicio; pasando por los túneles 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 primeros túneles del Ferrocarril Puerto Cabello-La 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 excavarán para el Ferrocarril Puerto Cabello-La Encrucijada, o los túneles de la prolongación de la Línea 3 del Metro de Caracas que llevarán a interconectar próximamente el Sistema Metro con el Sistema Ferrocarril y también se mencionarán algunos proyectos viales previstos para ser ejecutados en el mediano plazo.

Finalmente, debe precisarse que a continuación se hará referencia esencialmente a los túneles ferrocarrileros y a los túneles viales, mientras los túneles hidráulicos venezolanos si bien numerosos y largos, se omitirán, sin dejar sin embargo de hacer aquí la debida mención al internacionalmente famoso túnel de Yacambú, para el cual por cierto, bien podrían aplicarse indistintamente todas las tres colocaciones temporales de “Pasado - Presente y Futuro”.

PASADO Los ferrocarriles con trenes traccionados por locomotoras de vapor construidos en Venezuela entre finales del siglo XIX y comienzos del siglo XX, representaron la inevitable y primera buena ocasión para la construcción de numerosos túneles a lo largo y ancho de variados sectores del territorio nacional, la mayoría próximos a la región capital aunque algunos, también importantes, más alejados hacia en la región andina.

Se trató en todos los numerosísimos casos, de túneles de dimensiones modestas, sea por sección (generalmente en herradura recta, con anchos de 3 a 4 metros y altos de 4 a 5 metros) que por longitud (generalmente de pocas decenas de metros).

Los ferrocarriles: Caracas-La Guaira, el primero de Venezuela inaugurado en 1883; ValenciaPuerto 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 montaña, 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 se excavaron todos estos túneles, es el que corresponde a las formaciones 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

filitas cuarzo-micáceas y constituidas por esquistos cuarzo-micáceos, gneises y filitas, para el caso de Los Teques y finalmente constituidas por gneises granitos y anfibolitas, para el caso Valencia-Puerto Cabello.

Las condiciones físicas de los macizos rocosos excavados eran las típicas 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 amplio uso de explosivos para las excavaciones y lo cual tampoco generó condiciones de particular precariedad en cuanto 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 soporte alguno y solamente pocos fueron revestidos con concreto masivo, casi siempre por tramos y principalmente 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 presentes en la ciudad de Caracas, ubicado en la vecindad de la central Plaza El Silencio, fue construido antes de 1896 para comunicar el Ferrocarril Central con la Estación Caño Amarillo del Ferrocarril Caracas-La Guaira, pasando debajo del cerro El Calvario. El túnel tiene una longitud de 100 metros aproximadamente, bajo una cobertura máxima del orden de los 20 metros y actualmente aún alberga un canal amplio de tránsito vehicular.

Otro y más largo túnel de 250 metros debajo de El Calvario, para conectar el Gran Ferrocarril de Venezuela con la misma Estación Caño Amarillo del Ferrocarril 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 paso del, desde hace ya muchos años desaparecido, tranvía que cubría la ruta extra urbana El Valle-El Cementerio y en la actualidad sirve como paso peatonal. El túnel fue excavado en las colinas de Roca Tarpeya, inmediatamente al sur del Río Guaire, en un macizo rocoso muy fracturado de esquistos calcáreos duros, con una sección ovoidea y fue revestido en concreto.

Cerrado el pasado remoto de los túneles venezolanos con el cierre del capitulo de los túneles ferrocarrileros, el cual en la Venezuela moderna ha permanecido totalmente cerrado hasta la era del Metro de Caracas, se debe pasar al pasado próximo de los túneles venezolanos y con ello, a los túneles viales construidos en las autopistas 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, construidas entre 1950 y 1975, se han excavado varios importantes túneles, todos gemelos y caracterizados por la misma sección geométrica de herradura recta con aproximadamente 10 metros de ancho.

F.A. TARGET CONTRATISTA 1890

Ferrocarril Caracas-Los Teques: Un Túnel del “ Tren del encanto”

Los Túneles La Planicie, terminales de hecho de la Autopista La Guaira- Caracas y paso obligado de entrada y salida para Caracas, desde y hacia el puerto y el aeropuerto, 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 Trinidad, al final de la Autopista Prados del Este, comunican el valle de Caracas con la ciudad satélite Baruta y fueron construidos entre 1972 y 1974.

Túnel El Paraíso - Portal El Paraíso

Túnel La Planicie - Portal San Martín

Túnel La Trinidad

Túnel El Valle - Portal El Valle

Comenta el ingeniero Roberto Centeno, “... se trataba de un época para la cual era una aventura muy arriesgada el construir túneles para tres canales de 3.60 metros 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 debilidad y en las que generalmente hay filtraciones de aguas. La presencia de populosas barriadas de viviendas humildes (ranchos) que recubren las colinas 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 construidos en forma rústica en la superficie del terreno y hasta profundidades de dos a dos y medio metros. Los constructores de los ranchos no conocen nada de geología, como es obvio pensar, pero sí saben que el agua se infiltra rápidamente por el fondo de los sumideros y que ello les resuelve el problema de la disposición de sus aguas negras o servidas, pues como ellos mismos lo expresan, ‘el suelo cuela bien el agua, y por ello el terreno es bueno para construir el rancho’. En tales condiciones, la gran mayoría de los expertos en túneles, quienes intervinieron en el proyecto de las autopistas de la ciudad de Caracas, consideraron que las características geomecánicas desfavorables de las rocas blandas de las unidades 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 diseño y la construcción de una sección de túne1 que pudiera alojar tres canales de circulación vehicu1ar. Por este motivo, principalmente, los túne1es 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 más adelante, construidos hasta el 1975, fue rigurosamente estandardizada por el Ministerio de Obras Públicas. Cada uno de los dos tubos siempre presentes, tiene un ancho neto de 9,25 metros, con dos canales de transito vehicular de 3,60 metros y dos aceras de ancho asimétrico con 1,50 y 0,55 metros; el arco de calota tiene un radio neto de 5 metros y la altura libre al centro del arco es de 7,20 metros.

El arco del revestimiento de calota y hastiales es en concreto de 40 a 60 centímetros de espesor y el pavimento no integra estructuralmente el revestimiento. El drenaje ha sido originalmente confiado únicamente a un subdren longitudinal central que corre 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 percolación (las ya citadas por el ingeniero R. Centeno) por medio de varias series de geo-drenes sub-horizontales colocados transversalmente en los hastiales, con lo cual sin embargo, 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 mismo nombre y la barriada El Cementerio, con una longitud media aproximada de 1.200 metros, dibujan un alineamiento en forma de “S” atravesando casi perpendicularmente una fila de cota máxima 1075 m.s.n.m. y alcanzándose allí una cobertura del orden de los 155 metros.

El macizo rocoso excavado se compone de esquistos cuarzo-grafitosos calcáreos y calizas lenticulares en condiciones físicas de rocas meteorizadas a frescas fracturadas y muy fracturadas, con frecuentes presencias de aguas de precolación.

Existen tres cámaras transversales que conectan los túneles gemelos, cada una larga unos 30 metros en sección de herradura recta de 4,50 metros de ancho y 5,60 metros 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 las tres cámaras, durante los varios años de operación.

Finalmente, hacia el año 1995 en la cámara N.1, del lado El Cementerio donde opera una subestación de transformación, se produjo una importante chimenea derrumbándose unos 150 m3 de rocas lo cual obligó 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 proyectado y de las perforadoras para los pernos, elementos con lo cual se estabilizó 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 frente de excavación y una muestra de aquello se reporta a continuación.

Túnel El Paraíso - Levantamiento geológico del frente

Durante la excavación de los túneles La Trinidad, de casi 200 metros lineales de longitud, que se realizó toda en un macizo rocoso de esquistos cuarzo micáceos bastante alterados, se presentó un problema de inestabilidad de cierta magnitud en proximidad del portal La Trinidad, produciéndose un macro-deslizamiento, cuyo control inclusive obligó a modificar el proceso constructivo previsto.

Túnel La Trinidad – Portal La Trinidad – Deslizamientos en superficie durante la construcción

En cuanto a los túneles viales de las autopistas extra-urbanas venezolanas, construidos entre los años 50 y la mitad de los 70, al igual de los de Caracas son todos gemelos y con sección geométrica a herradura recta: los 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 finalmente los Túneles La Cabrera en la Autopista Maracay-Valencia, también construidos en 1959.

Los túneles Boquerón 1 son aún hoy en día los más largos viales de Venezuela, con aproximadamente 1.800 metros lineales, mientras los Boquerón 2 son largos aproximadamente 500 metros lineales. Las coberturas máximas alcanzan los 200 metros. Ambos túneles, en realidad los 4, fueron ventilados con un sistema forzado de vanguardia para la época de su construcción, con los ductos de aire en calota y, los largos de Boquerón 1, con además 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 ubicados más hacia occidente, en la Autopista Caracas-Valencia, entre Maracay y Valencia; están constituidos por dos tubos, cada uno de cerca de 520 m de longitud, aproximadamente 10 metros de ancho y 8 metros de altura máxima, hastiales verticales, techo abovedado circularmente (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 siguiendo el, para la época muy novedoso, NATM (Nuevo Método Austriaco para Túneles) que preveía estabilizar las excavaciones esencialmente con el uso combinado de concreto proyectado y pernos metálicos. 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 metros de separación transversal y a cada metro de separación longitudinal.

Para conformar un tubo de ventilación forzada con 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 empotradas de manera continua al recubrimiento 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 macizo rocoso constituido por esquistos cuarzo-grafitosos y esquistos cuarzo-calcáreos, con frecuentes lentes de calcita cristalina o mármol. El rumbo general de la foliación es casi paralelo al eje de los túneles y el buzamiento es muy elevado hasta seudo vertical, debiéndose además 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.

Existen varios documentos profesionales los cuales muestran que después de pocos años de haber entrado en funcionamiento los túneles, se comenzaron a manifestar claros y numerosos indicios de inestabilidades, con fisuras en el concreto proyectado del soporte, especialmente 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 sujetos 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 presumir que a la situación ilustrada concurrieron probablemente un conjunto de numerosos factores, incluyendo algunos de índole políticoadministrativa debido a los cuales 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 resistencia del terreno para formar con este una estructura anular en buena parte autoportante alrededor del túnel, y el soporte era por lo tanto aplicado solamente para facilitar y permitir tal formación.

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 transito vehicular, se prolongaron a lo largo de casi una década.

Estos trabajos de reparación consistieron acertadamente en el refuerzo del pilar central, mediante la aplicación de anclajes post-tensados pasantes, al igual 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 mal concebida y peor aún realizada solución, llevó a la construcción de una nueva bóveda absolutamente ineficaz, implicando 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 ejecutado por razones económicas y por no enfrentar las inevitables e impopulares interrupciones temporales del tránsito vehicular.

A partir de la segunda mitad de los 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 siempre la ingeniería de túneles en Venezuela, pero paralelamente continúa extendiéndose la red vial de autopistas extra-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 Caracas, y los Túneles La Vuelta Grande en la Autopista GuarenaBarcelona en 1987.

Los primeros de estos túneles gemelos, Los Totumos, se construyeron con éxito en rocas blandas esquistosas muy fisuradas, empleando un revestimiento provisional constituido 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 sostenidas por clavos de aceros fijados al concreto proyectado; como paso final se construye el revestimiento definitivo de concreto armado el cual queda protegido por la lámina impermeabilizante continua contra las filtraciones del agua proveniente de la masa de roca blanda.

Las aguas retenidas por la membrana son evacuadas a través de sub-drenajes ubicados al pie de los hastiales.

Túneles Los Totumos - Impermeabilización Los dos túneles nuevos La Planicie, se construyeron empleando el método Bernold el cual, como una especie de variante del NATM, se caracteriza por recurrir al uso de chapas metálicas flexibles a manera de entibado entre costillas. En la construcción de estos túneles, se quiso emplear una rozadora a objeto de evitar las molestias de las voladuras a las densas pobladas que cubrían el cerro de La Planicie: el intento funcionó solamente a mitad ya que finalmente, frente a la presencia de sectores muy 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

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 finalmente, también gemelos y con aproximadamente 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 media sección en un macizo rocoso metamórfico de rocas esquistosas en condiciones físicas medianamente meteorizadas y el soporte primario previó el uso de costillas metálicas y concreto proyectado para el arco de bóveda, mientras los hastiales, durante la fase de excavación del banco, fueron temporalmente soportados con solamente una capa de concreto proyectado.

Túneles La Vuelta Grande - Soporte primario y revestimiento definitivo

Adicionalmente y para completar el cuadro actual de los túneles viales existentes en todo el territorio de Venezuela, debe mencionarse que en la región andina se construyó, entre 1981 y 1991 en la autopista Mérida-El Vigía, una serie de cuatro túneles: Estanques – Cañabrava – Mocotíes – Santa Teresa, agrupando luego con el revestimiento definitivo los últimos dos en 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 metros, es largo 1.484 metros y se excavó dentro de un macizo sedimentario constituido por la clásica alternancia de areniscas y lutitas, con predominio de las primeras. El túnel Cañabrava, con 14,2 metros de ancho (dos canales en subida y uno en bajada, para salvar una muy fuerte pendiente del 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 autopista preveía en cada caso la construcción de tubos de tres canales de tránsito, pero luego del inicio de la excavación del túnel Estanques, 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/cm2. La porción media final del Santa Tersa, nuevamente se excavó en la formación sedimentaria, pero esta vez con franco predominio de las lutitas sobre las areniscas.

EL METRO DE CARACAS En 1978 se iniciaron finalmente, después de años de planificación y proyectos, las obras subterráneas de la Línea 1 del Metro de Caracas en el Oeste de la ciudad y desde entonces el avance no se ha prácticamente detenido hasta todo el 1994: El 2 de enero 1983 se inauguró el (primer) tramo Pro Patria-La Hoyada y en marzo del mismo año el (segundo) tramo La Hoyada-Chacaío de la Línea 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 suman 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 inconvenientes, los fracasos y las mil maneras exitosas de cómo aquellos se enfrentaron y resolvieron.

Los túneles excavados con escudos de varias generaciones, de frente abierto semiabierto y cerrado, han sido los más 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 armado envigado de altísima resistencia, de 5,16 metros de diámetro interno, 22 cm de espesor y largos inicialmente 0,80 metros y luego también 1,20 metros.

Metro de Caracas – Túnel gemelo estándar – Líneas 1 - 2 –3

Metro de Caracas – Anillo estándar – Líneas 1 - 2 –3

Metro de Caracas – Estadísticas de las obras y Operaciones para el año 1995

Metro de Caracas – Entrada y salida de los túnel gemelos estándar

El control de los asentamientos en superficie en correspondencia de coberturas limitadas y condiciones críticas del subsuelo aluvial arcillo-arenoso con niveles de falda sub-superficiales, ha constituido en todos los frentes 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, sistemática y meticulosa, ha incluido también pruebas en laboratorio y en situ para la caracterización geotécnicas de los terrenos a excavar y hasta para la modelación a escala de las obras 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 soportes 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

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 estimuló interesantes estudios, investigaciones y soluciones ingeniosas con las cuales se pudo finalmente reducir y controlar una problemática potencialmente en extremo grave.

La gasolina en el subsuelo del Metro de Caracas ha sido detectada esencialmente a todo lo largo de la Línea 1. Durante las investigaciones del subsuelo en la fosa de la Estación California donde se manifestaron emanaciones gaseosas e incendios, luego durante las excavaciones subterráneas se midieron hasta 28.000 ppm y finalmente, durante las operaciones en proximidad de las Estaciones Parque del Este y Gato Negro. En las Líneas 2 y 3 se manifestaron presencias gaseosas únicamente durante las exploraciones 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 limitaron a las sofisticadas maquinas 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 para las excavaciones subterráneas de un túnel especial de gran diámetro construido, entre las estaciones La Hoyada y Capitolio, por etapas con dos galerías mineras para alojar el pie de los hastiales primero y luego con un amplio semi-escudo abierto, bajo coberturas limitadas a muy pocos metros.

Se protegieron con éxito las edificaciones coloniales de la iglesia de San Francisco, de la Universidad y de la Corte Suprema y para ello se construyó una pantalla enterrada de micropilotes para cuyo proyecto se empleó la novedosa metodología de los elementos finitos (FEM).

Metro de Caracas - Línea 1 - Túnel Cuadra Histórica - Protección con micropilotes

Metro de Caracas - Línea 1 – Ejemplos de empleo de la tecnología jet grouting Se experimentó con éxito y luego se hizo casi rutina la tecnología del “jet grouting”, desde el 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. Para controlar los asentamientos en superficie, para controlar el frente de introducción del topo en el fondo de las estaciones una vez abatido el diafragma de muros colados soporte de las profundas excavaciones 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

También hubo fracasos: Para excavar el ya mencionado túnel minero de gran diámetro de la Línea 2, se compraron dos maquinas cortadoras de sierra y una rozadora, las cuales no pudieron excavar sino pocos metros 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 chimeneas 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 similar hacia el extremo Este de la Línea 1, pero esta vez en coincidencia con 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

Pero el Metro de Caracas había restablecido la continuidad con el pasado remoto de la ingeniería de túneles en Venezuela y había 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

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 Monumental y se extiende hacia el Norte a lo largo de la Avenida Bolívar hasta la estación Miranda, con un recorrido de aproximadamente 6 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, ha sido construida en subterráneo, mediante el uso de una máquina 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 presentes 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, hacia el Norte hasta la ciudad Guaparo, sede de la Universidad de Carabobo.

Debido a que la ciudad de Valencia se desarrolla en la llanura del lago que lleva su mismo nombre, los terrenos interceptados por la excavación de los 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 de 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.

Metro de Valencia - Datos geométricos básicos de la sección del túnel

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 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 manera totalmente mecanizada mediante el uso de una maquina TBM escudada con la posibilidad de controlar las presiones en el frente de excavación mediante la adecuada aplicación de presiones de estabilización y control (EPBS) y ha sido soportado y revestido mediante secuencia única integrada a la excavación, con anillos prefabricados en concreto armado largos 1,5 metros y compuestos de 7 elementos de espesor igual a 40 cm y diámetro interno igual a 8,442 metros.

El confinamiento del terreno circundante la excavación ha sido garantizado por el escudo de acero de la TBM, luego al frente por la presión ejercida por la cabeza de la TBM en presión (EPBS) 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 vacío 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 ha sido garantizada 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.

La tecnología EPBS, además de mantener la estabilidad del frente de excavación, permite minimizar los asentamientos que se pueden producir en superficie durante la excavación, estabilizando el frente con 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, 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 obtener una mezcla de suelo excavado que sea suficientemente impermeable y viscosa para transmitir la presión al frente sin pérdidas por excesiva penetración en los estratos más permeables y, o, por filtración de agua en presión hacia el tornillo sin fin de la salida. Alternativamente se utilizan aditivos (espumas) para corregir las deficiencias en la humedad y en la granulometría del terreno excavado. Finalmente, en los casos de frentes con predominio absoluto de arenas y, o, gravas, se añaden polímeros para aumentar 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 tecnología 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 elementos prefabricados (segmentos, o dovelas) ensamblados para configurar anillos de longitud 1,5 metros.

Metro de Valencia – Segmentos de los anillos de revestimiento prefabricados

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 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 efecto, 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.

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 siempre una rotación prevista para obviar tal inconveniente.

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 nominal.

Metro de Valencia – Túnel revestido con anillos prefabricados universales

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.

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 y 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.

Cuando se excava en ambiente urbano con bajas coberturas y con grandes diámetros, uno de los problemas técnicos más importantes 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 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 componentes de las deformaciones del terreno se apoya en el adecuado e inmediato llenado 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.

Los resultados específicos logrados en el Metro de Valencia en términos de control de las deformaciones, inicialmente (en correspondencia con el primer tramo excavado) no pudieron 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, al mismo 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 EPBS 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 asentamientos registrados entre los dos puntos externos de las secciones monitoreadas en superficie (ubicados aproximadamente a unos 15 metros a cada lado del eje del túnel), raramente han superado los 3 cm y demás, ninguna estructura superficial o sub-superficial ha sufrido daño alguno, incluyendo un tubo enterrado de gasducto, 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 solo 3 metros.

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 subterráneo en comparación con un recorrido superficial, 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 alrededor del año 1985, fue concebido esencialmente con características de ferrocarril superficial, previendo la construcción de un total de 7 túneles relativamente cortos, para un total de recorrido subterráneo de casi 2.500 metros, mientras los restantes aproximadamente 7.000 metros discurrían en superficie, con una plataforma en terraplén o en corte y con la construcción de una docena de puentes, necesarios para sortear los repetidos atravesamientos del río San Pedro, paralelamente al cual se diseñó el alineamiento del Metro.

Naturalmente las líneas guías que orientaron al proyectista fueron las de evitar a toda costa el subterráneo en un ilusorio intento de aminorar el costo de las obras con lo cual, en consideración de la abrupta topografía y morfología de la franja de territorio que salvaba el importante desnivel de aproximadamente 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 remanentes espolones montañosos con una larga serie de túneles muy parietales.

M ETRO LO S TEQ UES P R O Y E C T O O R IG IN A L L o n g it u d T ú n e le s C O R R A L D E P IE D R A S

635 m

( L a s A d ju n ta s - E l T a m b o r )

L = 9 .0 0 0 m

P R O Y E C T O M O D IF IC A D O L o n g it u d T ú n e le s 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

265 m

C A L IF O R N IA 2

470 m

L A L IN E A

224 m

L A L IN E A

224 m

R IO C R IS T A L

169 m

R IO C R IS T A L

169 m

C A R R IZ A L IT O 1

735 m

C A R R IZ A L IT O 2

118 m

ZENDA

334 m

C A R R IZ A L IT O

3 .5 6 0 m

LA ESPERANZA

200 m

T 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

Cuando casi 20 años después de haberse elaborado el proyecto se inició la construcción, todas las contradicciones y casi absurdidades técnicas del trazado quedaron evidenciadas y resaltadas, también a consecuencia del intenso proceso de urbanización masiva al que había estado sometido el territorio a lo largo de aquellos últimos 20 años.

El trazado original implicaba la ejecución de numerosos y extensos cortes extremadamente altos, hasta más que 30 metros, a ser excavados en unos macizos meteorizados de rocas

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 construir igualmente impactantes obras hidráulicas, para rectificar el cauce del río San Pedro y atravesarlo con numerosos puentes y finalmente, los túneles previstos poseían características absolutamente precarias de estabilidad, debido a su extrema parietalidad lo cual, además de todo, implicaba 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 misma realización y, por etapas sucesivas y prácticamente durante el curso de las obras, las cuales nunca fueron interrumpidas como consecuencia de los cambios introducidos, se logró formular y ejecutar un proyecto decididamente próximo a lo óptimo, sea desde el punto de vista del impacto socio-ambiental, sea de la seguridad de las obras y de las futuras 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 inversión constructiva, con un incremento relativo importante respecto al costo originalmente previsto al momento de la contratación de las obras.

El valor de tal incremento del costo sin embargo, 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 inevitables demoras, con las innumerables 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 entre dos alternativas de obras, ya que a favor de una respecto a la otra, pesan factores tan contundentes como son la calidad técnica global del producto, el

control del impacto social y ambiental, 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 condiciones geo-estáticas de cada sector. La excavaciones se ejecutan a sección completa soportadas temporalmente siempre por concreto proyectado, con además pernos y costillas metálicas 2IPN160, cuando las condiciones geomecánicas lo requieren.

Metro de Los Teques – Soporte primario y revestimiento de los túneles La longitud total de túneles suma casi 6 Km, prácticamente dos terceras partes del recorrido total, siendo el más largo el Túnel Carrizalito el cual con sus más de 3.500 metros de longitud permitió salvar el tramo central y más problemático de todo el alineamiento, 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

Con este largo túnel, también fue necesario cruzar 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-soporte mediante arcos tronco-cónicos de micropilotes y el segundo, con un escaso metro de cobertura, nada menos que un túnel del viejo ferrocarril, 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 metros aproximadamente y por una ventana vehicular igualmente transversal al alineamiento del túnel larga unos 85 metros, construida con la misma 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 tramo muy problemático en cuanto a sus interferencias con el río San Pedro y finalmente, 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

El Túnel Corral De Piedras tuvo que ser alargado a casi el doble de su longitud original, debido a la proximidad de la intersección del trazado con un antiguo e importante 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

Nivel 1150

DESPLAZAMIENTO DEL ALINEAMIENTO EN LA SECCIÓN DEL DESLIZAMIENTO

Carretera Nacional Las Adjuntas-Los Teques Nivel 990

Metro de Los Teques – Túnel Corral De Piedras en la sección del movimiento de masas

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 encuentra en La Rinconada, en el Suroeste de Caracas donde se construirá el Multiterminal Metropolitano, el cual, además de albergar la estación del ferrocarril, incluirá la estación La Rinconada de la Línea 3 del Metro de Caracas, próxima a construir.

La topografía de montaña del primer tramo del trayecto, entre Caracas y Charallave, impone grandes retos para la construcción, ya que de los 22 km de longitud que tiene este tramo, 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 con una longitud de 18 km, se desarrolla en una topografía menos abrupta en la cual 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 sección en forma de herradura curva con radio interno neto de 4,80 metros y arco de solera con distintos radios, generalmente de aproximadamente 8 metros. Poseen longitudes y coberturas distintas, desde los valores máximos correspondientes al Túnel Tazón largo 6.765 metros bajo casi 600 m de máxima cobertura, hasta el Túnel 0 con 55 metros de longitud y menos de 5 metros 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

y el Túnel 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.

TÚNEL

PROGRESIVA INICIAL

PROGRESIVA FINAL

LONGITUD (m)

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

TRINCHERA RINCONADA

Ferrocarril Caracas-Cúa – 24 Túneles para un total de más de 21 Kilómetros lineales 34

Las condiciones físicas de los macizos rocosos excavados, van de roca muy meteorizada o moderadamente meteorizada en superficie y en correspondencia de las coberturas menores (hasta 30 – 100 metros) a roca poco meteorizada 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 excavado, han sido variables pero siempre sin la existencia de una falda constante. Más comúnmente se han encontrado aguas de precolación las cuales muy puntualmente se han hecho abundantes y persistente, requiriendo de su captación permanente.

Ferrocarril Caracas-Cúa – Excavación con avance a sección completa Los túneles Pitahaya y Mume, que se ubican entre Charallave y Cúa, han sido en cambio excavados en un ambiente geológico cuyo subsuelo lo conforman predominantemente los terrenos arcillo-arenosos de la denominada Formación Tuy con horizontes limo-gravosos y niveles de arcilla con moderado potencial expansivo.

Las condiciones de excavación de algunos de los túneles han presentado cierto grado de dificultad debido a las características geomecánicas frecuentemente desfavorables de los macizos rocosos encontrados. El tipo de avance ha variado en función de las condiciones de la roca y de las soluciones tecnológicas adoptadas: desde avance a sección completa 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 empleada en todos los túneles es de tipo convencional, utilizándose los martillos demoledores hasta tanto la resistencia a la compresión uniaxial de las rocas no supera limites del orden de los 300 a 400 Kg/cm² y luego haciendo recurso a las voladuras de las rocas.

El soporte primario está constituido por costillas metálicas 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, siempre colocado después de completar la excavación de cada túnel, se ejecuta en concreto armado vaciado en sitio mediante el uso de un especial encofrado deslizante de 12 metros de largo, el cual corre sobre rieles temporales 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 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 pre-soporte constituido 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 elementos de pre-soporte (micropilotes sub-horizontales dispuestos en arco troncocónico) y de los de pre-consolidación (elementos longitudinales horizontales de vidrioresina en el frente) así como de los complementarios (micropilotes laterales subhorizontales y sub-verticales), es variable dependiendo de las condiciones geomecánicas

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específicas de cada situación.

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 37

Los micropilotes sub-horizontales de 12 m de longitud dispuestos en arco troncocónico, se colocan con separación entre sí que va de un mínimo de 30 cm hasta un máximo de 60 cm, a veces variable para una misma sección entre centro de bóveda y periferia de la misma, determinando una cantidad de elementos de entre 25 y 45 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 sub-verticales 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 variable para garantizar en cada caso el contacto directo entre el arco de costillas y el arco troncocónico de los micropilotes, se extiende por 8 metros antes de iniciar con un nuevo ciclo, manteniendo de tal forma en todo frente, un pre-soporte y una pre-consolidación que afectan un mínimo de 4 metros (12 m menos 8 m) de longitud por excavar.

Los túneles Pitahaya y Mume, de aproximadamente 500 m y 200 m de longitud respectivamente y coberturas máximas del orden de los 50 m, se ubican entre Charallave y Cúa, en un ambiente geológico cuyo subsuelo lo conforman los suelos arcillo-arenosos de la Formación Tuy con horizontes limo-gravosos y niveles de arcilla con moderado potencial expansivo.

La geometría de su sección de excavación y las estructuras de soporte aplicadas, son algo diferente a las adoptadas en los otros túneles, siendo la diferencia principal, además del constante uso del arco troncocónico de pre-soporte y de los elementos 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 geometría casi circular, soportado estructuralmente también en la etapa de soporte primario, y el mayor 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 ocasiones ha representado ciertas dificultades esencialmente ligadas a condiciones topográficas adversas las cuales implican 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-horizontales, siguiendo la tecnología y procedimiento constructivo ya aplicado en algunos 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 muro de gravedad, de contención y al mismo 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 constante y fundamental en el seguimiento, control y adaptación del proyecto de los túneles en el curso de la construcción, midiéndose convergencias, presiones y deformaciones, con métodos mecánicos ópticos y electromagnéticos, según cada circunstancia.

Las convergencias se han medido de manera absolutamente sistemática, desde el frente y hasta la completa estabilización de la cavidad, mientras las presiones, deformaciones y demás 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 situaciones atípicas, las cuales han requerido de la aplicación de soluciones igualmente atípicas. Es por ejemplo el caso que se ha repetido en por lo menos dos de los túneles (Sabaneta y Túnel 2) en donde en correspondencia 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 pre-bóveda en concreto armado, conformada con suficiente precisión geométrica para coincidir en el subterráneo con el perfil de excavación de la bóveda del túnel. Durante la excavación se colocan 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 oportunamente superado dificultades extremas. Es el caso de algunas pocas chimeneas accidentalmente ocurridas en coincidencia con importantes brechas de falla en materiales grafitosos en presencia de aguas abundantes en el túnel Tazón y es el caso de las considerables convergencias de origen tectónico, ocurridas en un tramo del túnel Sabaneta, las cuales implicaron el re-perfilado parcial de la sección de excavación y que pudieron ser adecuadamente controladas mediante la aplicación de anclajes pre-tensados de gran longitud en correspondencia de los hastiales, previamente a la construcción del revestimiento definitivo en concreto armado.

En el Túnel Canoas1 se produjeron a lo largo de un extenso tramo, las más grandes convergencias de la sección de excavación, las cuales alcanzaron radialmente el metro a consecuencia del desarrollo de improvisos fenómenos de “squeezing” y obligaron a intervenciones urgentes y extensas de re-perfilado de la sección y de construcción anticipada del arco invertido del revestimiento, reforzado estructuralmente y modificado geométricamente para contrastar las elevadas e imprevistas presiones.

Pero todo lo relativo a las obras subterráneas del proyecto, ha resultado finalmente y globalmente en un inobjetable éxito técnico, económico y programático, pudiéndose finalmente contemplar la colocación de los rieles dentro de los túneles y, próximamente 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 extensión que posee el ramal ferrocarrilero entre Puerto Cabello (el más grande y central del Venezuela) y La Encrucijada-Cagua (el más importante y estratégico nudo vial de la región centro occidental del país), el primer tramo de aproximadamente 30 Km de longitud, se desarrolla en un ambiente geomorfológico absolutamente montañoso (Cordillera de la Costa Central) salvando los aproximadamente 500 metros de altura que separan al mar de la ciudad de Valencia, mientras los remanentes 80 Km de la proyectada vía férrea se desarrollan en un ambiente geomorfológico prácticamente plano, discurriendo inicialmente por los valles de los ríos Retobo, Cabriales, San Diego, Los Guayos y Guacara y finalmente por la llanura de agradación del Lago de Valencia, en donde los afloramientos rocosos son escasos poco profundos y en general limitados a los cauces de los cursos de agua más importantes.

La Cordillera de la Costa en este sector central de la geografía venezolana, está dominada por una serie de amplios pliegues abiertos, constituyendo una gran estructura 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 fluviales y en la llanura de agradación del Lago de Valencia, está constituido por sedimentos aluviales alternamente finos de arcillas poco sobreconsolidada 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 montañoso, acompañan al núcleo granítico central en sucesión bastante concordante, rocas metamórficas gneisicas y esquistosas, con muy abundante presencia de rocas anfibolicas en todo el sector Norte. Mientras, en los 80 Km del tramo definido plano, el ferrocarril, alternando con la citada sucesión de valles fluviales, discurre por tramos limitados en el piedemonte occidental y suroccidental del relieve local y luego en la llanura de agradación del Lago de Valencia donde, con excepción de aisladas zonas en las que el trazado afecta a áreas topográficamente elevadas, discurre nuevamente 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 (todos de doble vía y con un galibo de 5 metros de radio para el revestimiento en concreto armado), 8 están ubicados en el tramo 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 manera convencional y con muy extenso y sistemático empleo de voladuras para los del tramo montañoso, abiertos en macizos rocosos muy competentes constituidos por rocas gneisicas y anfibolicas muy duras y abrasivas, con un comportamiento geo-estático muy satisfactorio que requiere en general de un mínimo soporte de seguridad conformado por una delgada capa de concreto proyectado y pernos eventuales.

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Para el caso de los túneles del tramo plano en cambio, abiertos bajo coberturas limitadas en macizos rocosos incompetentes de rocas esquistosas 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 manera 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.

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

Ferrocarril Puerto Cabello-La Encrucijada – 23 Túneles para un total de más de 33 Km

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La Línea 4 del Metro de Caracas Esta nueva porción del Metro de Caracas, inicialmente concebida como extensión 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 también de su futura importante extensión prevista hacia el Este. El tramo actualmente en construcción, de aproximadamente unos 5 Kilómetros y medio de extensión, entre la Estación Capuchinos de la Línea 2 y la Estación Plaza Venezuela de las Líneas 1 y 3, comprende cuatro nuevas estaciones (Teatro - Nuevo Circo - Parque Central y Zona Rental).

Se inicia al extremo Oeste con un interesante reto ingenieril: los túneles gemelos, 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 aproximadamente 90° con 250 metros de radio para alinearse en sentido 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 metros, sea lateralmente y sea verticalmente. 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 involucrado se caracteriza por un manto de suelos de origen coluvioaluvial, de carácter predominantemente granular y de compacidad media a densa que descansa sobre los estratos rocosos presentes en sitio caracterizados como esquistos cuarzo-micáceos meteorizados. El contacto entre los suelos y el basamento rocoso se presenta a lo largo del sector en forma errática por lo cual los túneles, atraviesan de manera alternada estas dos formaciones geológicas, constituyendo tales circunstancias un elemento adicional de complicación a enfrentar.

Luego, todo el sector intermedio y principal del desarrollo en túneles, corre a lo largo de la central Avenida Lecuna la cual se caracteriza por ser muy estrecha y por estar densamente edificada con sistemática presencia a ambos lados de importantes edificios comerciales y de viviendas.

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Estas circunstancias implican que los túneles gemelos se alinean ajustadamente dentro del ancho de la avenida y sus paredes externas resultan muy a menudo prácticamente tangentes a las fachadas de los edificios, acercándose dramáticamente a sus 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 escudos EPBS de última generación, que efectivamente se

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están empleando en la Línea 4 y que poseen características similares, aunque con menor 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 tradicionalmente denominados como estándar del Metro de Caracas. Ahora son del ventajoso tipo universal antes descrito, aún conservando el mismo 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 extremo de la Línea 4 en construcción, finalmente, la última estación prevista prácticamente se apoya sobre el túnel de servicio preexistente que conecta las Líneas 1 y 3, denominado Túnel 1-3, lo cual nuevamente 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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REFERENCIAS

1. R. CENTENO W. "Problemas relativos a la filtración de aguas en los revestimientos de los túneles urbanos de Caracas". Primer Congreso Latinoamericano de Obras Subterráneas, Caracas- Venezuela, 1984.

2. G. PERRI A. "Análisis numérico de pantalla de micropilotes anclada para la contracimentación de estructuras adyacentes al túnel del Metro de Caracas". Primer Congreso Latinoamericano de Obras Subterráneas, Caracas- Venezuela, 1984.

3. G. PERRI A. "Análisis Numérico de Interacción. Metro de Caracas". (En colaboración con R. Centeno). VIII Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones, 16 al 21 Agosto 1987, Cartagena - Colombia.

4. G. PERRI A. "La tecnología CCP en el Metro de Caracas". VIII Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones, 16 al 21 Agosto 1987, Cartagena - Colombia.

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

6. G. PERRI A. "Jet Grouting in Tunnelling: Consolidation in the "El Silencio" manouvering section of the second line. Caracas Subway". Internacional Congress on Tunnel and Underground Works, del 3 al 7 de Septiembre 1990, Chengdu - China.

7. G. PERRI A. "Inyecciónes tipo ‘Jet Groutin’ en túneles: Consolidación en la sección de maniobras ‘El Silencio’ de la segunda línea del Metro de Caracas". (En colaboración con H. Araya). 3er. Congreso Suramericano de Mecánica de rocas, 16 al 20 Octubre 1990, Caracas- Venezuela.

8. G. PERRI A. "Análisis Numérico de un Túnel Urbano de Caracas". IX Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones, del 26 al 30 Agosto 1991, Viña del Mar - Chile.

9. G. PERRI A. "Análisis Numérico para los túneles gemelos de La Bandera en la Línea 3 del Metro de Caracas". Congreso Internacional Hacia Nuevos Mundos en Túneles, 16 al 20 mayo 1992, Acapulco - México.

10. G. PERRI A. "Evolución de los Criterios y Métodos para el Análisis y Diseño Geotécnico Estructural de los Túneles Estándar del Metro de Caracas". XII Seminario Venezolano de Geotecnia, del 3 al 7 Noviembre 1992, Caracas- Venezuela.

11. G. PERRI A. "La problemática Geotécnica del Metro de Caracas presente en importantes Foros Internacionales". XII Seminario Venezolano de Geotecnia, del 3 al 7 Noviembre 1992, Caracas - Venezuela.

12. G. PERRI A. "Analysis and Prevention of the Damages that could be caused by the future Excavation of hydraulic tunnel very close to Caracas subway twin tunnels".

ISRM, International Symposium EUROCK 93, del 21 al 24 Junio 1993, Lisboa Portugal.

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13. G. PERRI A. "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, del 3 al 4 Abril 1994, El Cairo - Egypto,.

14. G. PERRI A. "Interacción entre dos nuevos túneles gemelos y un túnel de gran diámetro preexistente excavados en rocas descompuestas para el Metro de Caracas". IV Congreso Suramericano de Mecánica de rocas, del 10 al 14 Mayo 1994, Santiago Chile.

15. G. PERRI A. "Construir el Metro de Caracas: el precio de lo bello". (En colaboración con R. Alvarez). Caracas: memorias para el futuro. Gangemi Editore, 1995, Roma Italia 1995.

16. G. PERRI A. "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, Junio 1998, Caracas- Venezuela.

17. G. PERRI A. "Undergropund works and tunneling". XI Congreso Panamericano de Mecánica de Suelos e Ingeniería de Fundaciones, Agosto 1999, Iguazú - Brazil.

18. G. PERRI A. "Actividades antropicas y estabilidad geotécnica a largo plazo del Ferrocarril Caracas-Cúa". XVI Seminario Venezolano de Geotecnia, Noviembre 2000, Caracas - Venezuela.

19. G. PERRI A. "Proyecto de túneles: Criterios de diseño". Boletín de la Sociedad Venezolana de Geotecnia, N. 81, Enero 2002, Caracas - Venezuela.

20. G. PERRI A. "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, Noviembre 2002, Caracas - Venezuela.

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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XVII Seminario Venezolano de Geotecnia

5 al 7 de Noviembre, 2002

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 - Ingeniero Consultor

INTRODUCCIÓN Los túneles de la Línea 1 del Metro de Valencia, actualmente en construcción, se están excavando con una maquina TBM (Túnnel Boring Machine) escudada de gran diámetro (9.5 metros), en terrenos constituidos por suelos arcillosos y arenosos, bajo nivel freático y bajo coberturas que varían dentro de un rango aproximado de 7 a 20 metros.

Tal obra se está excavando, aceleradamente (rendimientos de hasta 20 anillos por día: 30 m/d) con seguridad para el personal técnico y obrero y para las infraestructuras adyacentes sub-superficiales y en superficie, gracias al empleo de la mas avanzada tecnología actualmente disponible para la excavación mecanizada de túneles de gran diámetro en ambiente urbano y en condiciones geotécnicas difíciles: EPBS (Earth Pressure Balanced Shield).

El proyecto de los túneles del Metro de Valencia ha sido elaborado por el autor con la asesoría de la sociedad GEOmecDATA Ingeniería de Túneles y la construcción está a cargo de la empresa venezolana Ghella-Sogene para la Alcaldía de la ciudad de Valencia.

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).

MIRANDA

E.MIRA NDA

Figura 1: Línea 1 en construcción y futura Línea 2 del Metro de Valencia

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 50 45 40

Comportamento colloso

Tendenza al comportamento colloso

35 IP (%)

30 25 20 15 10 Comportamento non colloso

5 0 0

20

40

60

80 Wn/WP*100

100

120

140

160

Figura 2: Carta del comportamiento stickyness de lo terrenos a ser afectados por el trazado

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

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:

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

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.

Especificaciones Básicas de la TBM LOVAT (EPBS) Diámetro excavación Longitud del escudo + Backup Peso de la TBM + Backup Velocidad de avance de diseño

9.519m 180 m 990 ton est.

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 Empuje por gato a 340 Kg/cm2 Empuje máximo total a 340 Kg/cm2 Empuje por gato a 408 Kg/cm2 Empuje máximo total a 408 Kg/cm2 Carrera de los gatos Dimensiones zapatas de empuje

30 180 t/gato 5400 t 215 t/gato 6450 t 2.250 m 813 mm * 311 mm

Area zapatas de empuje

2445 cm2

Radio cilindro de empuje

4437 mm

A

A

Figura 5: Cabeza – Escudo – Backup (parcial) de la TBM EPBS LOVAT

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).

Figura 7: CaracterĂ­sticas geomĂŠtricas del anillo universal

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.

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.

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 Yacambú, 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.

2.

3.

4.

5.

6.

Identificación y caracterización geomecánica de rocas y macizos rocosos Sectorización del túnel en zonas macroscópicamente homogéneas Determinación de las clases de comportamiento de la excavación Determinación de las cargas de diseño para soportes y revestimiento Dimensionado del soporte primario y del revestimiento definitivo 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:

-

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

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.

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:   JCS   τ = σ n tan φ b + JRC log10  σ  n  

siendo: τ resistencia al corte σn esfuerzo normal φb 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:

-

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 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 ¨σcm¨ La cohesión del macizo rocoso ¨cm¨ El ángulo de fricción del macizo rocoso ¨ϕm¨ El módulo de deformación del macizo rocoso ¨Em¨.

Hoek y Brown presentaron los gráficos (anexos) de Em, ϕm, cm, σcm 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):

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

cm = 0.75 σci (0.0058+ 0.0004 mi) eGSI (0.0455 - 0.0073 Ln

-

-

Hoek (2.001):

Hoek (1.997):

σcm = (0.0034mi0.8) σci[1.029+0.025e(-0.1 Em = 1000(σ σci/100)1/2 10 (GSI-10) / 40

mi) GSI

]

(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.

I N D IC E D E R E S IS T E N C I A G E O L OG IC A (G S I) P A R A L A S R O C AS M E T AM O R FIC A S D E L A C O R D IL L E R A D E L A C O S T A DE V E NE Z U E L A

A partir de l a desc ripción de l a es tructura y las condiciones de la superficie de la m asa rocosa, s elec cionar el intervalo apropiado de esta gráfica. Estim ar el valor promedio del Indice de R esistencia Geológica (GSI) de dicho intervalo.

N o intentar ser tan preciso. Escoger un rango de GSI de 36 a 42 es m ás aceptable que fijar un GSI = 38. Tam bién es im portante reconoc er que el criteri o de Hoek-Brown debería s er aplic ado solam ente en m acizos roc osos donde el tam año de los bloques o fragmentos es pequeño c omparado c on el tamaño de l a exc avación a s er evaluada.

C uando el tamaño de los bloques individuales es aproxim adam ente mayor a un cuarto de la dim ensión de la exc avación, generalmente la falla estaría c ontrolada por la estructura y el c riterio de H oek-Brown no debería ser utilizado.

ES TR U CT U RA

IN T ACT A O M ASIVA – m acizo rocos o c on pocas discontinuidades, carentes de planos de foliación

D IS M IN U C IO N EN C AL ID A D D E S U P ER F IC IE

90

N /A

N/ A

N /A

Ej: C uarc itas , anfibolit as o m árm oles

80 PO CO FO LI ADA – m acizo rocos o parcialm ente frac turado con hasta tres sistemas de discontinuidades. Puede contener intercalaciones delgadas de rocas foliadas Ej: C uarc ita fracturada interc alada ocas ionalm ente con esquis tos y/o f ilit as

70

60 M ODERADAMENT E F OLIAD A – m acizo rocos o fracturado c ons tituido por intercalaciones de roc as foliadas y no foliadas en proporciones sem ejantes

50

Ej: Int ercalac iones d e es quistos y /o filitas con m árm oles frac turados e n proporc ión s imilar

F OLIAD A – macizo roc oso plegado y/o fallado, m uy frac turado, donde predominan las rocas foliadas, c on oc asionales intercalaciones de roc as no foliadas Ej: E squis tos y/o filitas muy frac turadas i nt ercaladas oc as iona lm ente con m árm oles lentic ulares

40

30

M U Y FO LI ADA – m acizo rocos o plegado, altam ente fracturado, c onstituido únicam ente por roc as m uy f oliadas Ej: E squis tos y/o filitas muy frac turadas s in la pres enc ia d e márm oles, gneis es o cuarc it as

BR EC H ADA/ CIZ ALLAD A – m acizo rocos o m uy plegado, alterado tectónicam ente, c on aspecto brechoide.

Ej: B rec ha de fal la o zona influenc iada por fal las c erc anas

20

N /A

N /A

10

5 P rop u e s t o p o r M . T ruz m a n (1 .9 99 )

Aunque la estimación de los parámetro de resistencia al corte del macizo rocoso (¨cm¨ y ¨ϕm¨) 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):  σ  σ 1 = σ 3 + σci mb 3 + s   σci 

a

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:  GSI − 100  mb = mi exp   28 − 14 D 

 GSI − 100  s = exp   9 − 3D 

a = 0.5+ (e

- GSI/15

–e

)/6

- 20/3

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 σcm se obtiene imponiendo (σ3 = 0) y así resultando (σcm = σci sa) mientras teóricamente, la resistencia a la tracción uniaxial del macizo rocoso también se pede deducir resultando ser igual a (σtm = sσci /mb) obtenida imponiendo (σ1 = σ3 = σtm).

Debe observarse que el resultado ahora obtenido para σcm 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 σcm 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

adecuado criterio de Hoek-Brown, es necesario cálcular la σcm deduciéndola de su relación con los parámetros de resistencia al corte de Mhor-Coulomb (c y ϕ): σcm = [2 c cos ϕ] / [1-sen ϕ] 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 (σ3n= σ3max/σci), siendo σ3max 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]: ϕ = 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 σcm que finalmente resulta de todo este procedimiento es la siguiente: σcm = σci [(mb+4s–a(mb–8s))*(mb/4+s)a-1]/[2(1+a)(2+a)]

25

10

15

Shear strength τ MPa

Major principal stress

σ1 MPa

20

10

5

5 0 -5

0

5

10

15

Normal stress σ n MPa 0 -5

0

5

Minor principal stress

10

σ3 MPa

Interpolación entre parámetros de Mhor-Coulomb y parámetros de Hoek-Brown

2. Sectorización del túnel en zonas macroscópicamente homogéneas Sobre la base de la características topográficas, morfológicas, geo-litológicas y geoestructurales 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

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

Cobertura

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

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 (σci 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 (σcm) y ponerla directamente en relación con el estado de solicitación natural (γH) siendo (γ) 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

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.

•

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

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 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 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

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.

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 vidrioresina, 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, presoporte 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.).

Intervenciones y Soportes Conservativos y Mejorativos: Simples y Combinados (Lunardi,

2001)

Intervenciones y Soportes Conservativos y Mejorativos: Simples y Combinados (Lunardi,

2001)

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 (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 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=α α(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: α = 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.

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=γγH]

H≤B [pv=γγH]

2

Intermedia

Di<H≤2.5Di [pv=γγα(b+h)] pv min.= γb; pv max.= γH

B<H≤2.5B [pv=γγα(b+h)] pv min.= γB; pv max.= γH

3

Profunda

H>2.5Di radial/gravitacional pv=

H>2.5B radial/gravitacional pv=

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.

4,0

mi=7

mi=5

α = 1244mi-1,433GSI(mi0,0004mi-0,0046mi-1,2344)

3,8 3,6 3,4 3,2 3,0 mi=10

2,8 2,6 2,4

mi=13

2,2 2,0 1,8 mi=16

1,6 1,4

mi=20

1,2 1,0

mi=25

0,8 mi=30

0,6 mi=35

0,4 0,2 0,0 0

10

20

30

40

50

60

70

80

FACTOR DE CARGAS "ALPHA" DE TERZAGHI (Perri, 2000)

90 GSI 100

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 proyectadoSobre-espesor de concreto proyectado resultante de la sobre excavaciónSeparación entre costillas y, para los casos correspondientes a túneles profundosConvergencia 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.

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 U2 U3 U4

= = = =

1.2*PP 1.2*PP 0.9*PP 1*PP +

+ 1.3*CB + 1.3*CH + 1.3*CB + 0.8*CH + 0.8*CB + 1.3*CH 1*CB + 1*CH + SU

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 - σci y la macro-estructura del macizo rocoso GSI) y su relación con el estado de solicitaciones naturales (la

cobertura γH en primera aproximación) o sea, aún mas en síntesis, el antes definido Índice de competencia de la excavación (función de : mi - σci – GSI- γ- H): IC = σcm/γγH = (0.0034mi0.8) σci{1.029+0.025e(-0.1

mi) GSI

}

/γγH

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

Secciones Profundas

Lunardi Hoek y Marinos Russo y Otros Convergencia Índice de Competencia Radio Plástico

Secciones Superficiales e Intermedias

de

Comportamiento

A

de

la

Excavación

B

C

A a-b

B c

C d

D e

E f

ε <1

(1< ε <2.5)

(2.5< ε <5)

(5< ε <10)

ε >10

IC >0.45

(0.45> IC >0.3)

(0.3> IC >0.2)

(0.2> IC >0.15)

IC <0.15

Rp/Ro =1

(1< Rp/Ro <2)

(2< Rp/Ro <4)

Rp/Ro >4

Rp/Ro >>4

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.

RETROALIMENTACIÓN DEL DISEÑO DURANTE LA CONSTRUCCIÓN

Levantamiento geomecánico del frente de excavación

Clasificación del macizo rocoso

Estado tensional de referencia

DETERMINACIÓN DE LA CLASE DE COMPORTAMIENTO

Re-caracterización geomecánica en la etapa de construcción

Determinación de los parámetros geomecánicos y del estado tensional

SELECCIÓN DEL TIPO DE SOPORTE Ensayos geomecánicos en situ y de laboratorio y monitoreo

DEFINICIÓN DEL EVENTUAL TRATAMIENTO DEL LA ROCA

Longitud libre

Verificación y ajuste del diseño

Tiempo de auto-soporte

Condiciones de estabilidad en le frente Velocidad de convergencia hasta una distancia d=r (r= radio de excavación)

No confirmación del modelo de previsión

Confirmación del modelo de previsión

Monitoreo y ensayos de integración Coincidencia con la clase de diseño

No coincidencia con la clase de diseño

Interacción con los proyectistas

Elaboración de los datos de monitoreo para d>r

Valores del monitoreo entre los límites del modelo de previsión

Valores del monitoreo fuera los limites del modelo de previsión Interacción con los proyectistas

Aplicación de la sección tipo prevista

Monitoreo de chequeo

Modificaciones técnicas Resolución de no conformidad Rediseño

Aplicación de las contra-medidas predefinidas (ej. consolidación suplementar)

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 comportamiento” 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 excavación 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 tabla 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 en referencia, aunque debe también ser verificada y aplicada para las condiciones profundas.

2. La relativa a la interacción entre tal calidad geomecánica integral del terreno (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.

GSI

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

>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 roca intacta (σci) y del parametro (mi) igualmente relativo a la roca intacta; finalmente requiere del conocimiento de la cobertura de la seccion (H) y del peso unitario del macizo rocoso (γ): GSI se determina en el frente de excavación; σci se determina en laboratorio, o se estima en el frente de excavación ; mi se estima en el frente de excavación, o se determina 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 excavación 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).

(calculo 70)

GSI > 60

(calculo 50)

GSI =(40-60)

(calculo 32)

GSI = (25-40)

(calculo 20)

GSI =(15-25)

(calculo 10)

GSI < 15

H/σci (m/MPa) 11

12

13

14

15

16

17

18

19

20

23

25

28

30

0,11 0,15 0,18 0,24 0,29 0,35 0,40 0,45 0,17 0,22 0,26 0,33 0,40 0,47 0,54 0,60 0,29 0,36 0,41 0,51 0,60 0,69 0,78 0,87 0,61 0,72 0,80 0,93 1,05 1,18 1,31 1,45 1,45 1,60 1,69 1,83 1,99 2,17 2,38 2,60

0,09 0,13 0,16 0,21 0,26 0,30 0,35 0,39 0,15 0,19 0,23 0,29 0,35 0,41 0,47 0,53 0,25 0,31 0,36 0,45 0,53 0,60 0,68 0,76 0,53 0,63 0,70 0,81 0,92 1,03 1,15 1,27 1,27 1,40 1,48 1,60 1,74 1,90 2,08 2,28

0,08 0,11 0,14 0,19 0,23 0,27 0,31 0,35 0,13 0,17 0,20 0,26 0,31 0,37 0,42 0,47 0,22 0,28 0,32 0,40 0,47 0,54 0,60 0,67 0,48 0,56 0,62 0,72 0,82 0,92 1,02 1,13 1,13 1,25 1,31 1,42 1,55 1,69 1,85 2,02

0,08 0,10 0,12 0,17 0,21 0,24 0,28 0,31 0,12 0,15 0,18 0,23 0,28 0,33 0,38 0,42 0,20 0,25 0,29 0,36 0,42 0,48 0,54 0,61 0,43 0,50 0,56 0,65 0,74 0,82 0,92 1,01 1,02 1,12 1,18 1,28 1,39 1,52 1,66 1,82 0,34 0,38 0,18 0,23 0,26 0,33 0,38 0,44 0,49 0,55 0,39 0,46 0,51 0,59 0,67 0,75 0,83 0,92 0,92 1,02 1,08 1,17 1,26 1,38 1,51 1,65

e

0,07 0,09 0,11 0,15 0,19 0,22 0,25 0,28 0,11 0,14 0,17 0,21 0,26

0,06 0,08 0,10 0,14 0,17 0,20 0,23 0,26 0,10 0,13 0,15 0,20 0,24 0,27 0,31 0,35 0,17 0,21 0,24 0,30 0,35 0,40 0,45 0,51 0,36 0,42 0,47 0,54 0,61 0,69 0,76 0,84 0,85 0,93 0,99 1,07 1,16 1,27 1,39 1,52

0,06 0,08 0,10 0,13 0,16 0,19 0,21 0,24 0,09 0,12 0,14 0,18 0,22 0,25 0,29 0,32 0,15 0,19 0,22 0,28 0,32 0,37 0,42 0,47 0,33 0,39 0,43 0,50 0,57 0,63 0,71 0,78 0,78 0,86 0,91 0,99 1,07 1,17 1,28 1,40

0,05 0,07 0,09 0,12 0,15 0,17 0,20 0,22 0,08 0,11 0,13 0,17 0,20 0,24 0,27 0,30 0,14 0,18 0,21 0,26 0,30 0,34 0,39 0,43 0,31 0,36 0,40 0,46 0,53 0,59 0,65 0,72 0,73 0,80 0,85 0,92 0,99 1,08 1,19 1,30 0,55 0,61 0,68 0,68 0,75 0,79 0,85 0,93 1,01 1,11 1,21

c

0,05 0,07 0,08 0,11 0,14 0,16 0,19 0,21 0,08 0,10 0,12 0,16 0,19 0,22 0,25 0,28 0,13 0,17 0,19 0,24 0,28 0,32 0,36 0,40 0,29 0,34 0,37 0,43

0,05 0,06 0,08 0,10 0,13 0,15 0,17 0,20 0,07 0,09 0,11 0,15 0,18 0,21 0,23 0,26 0,13 0,16 0,18 0,22 0,26 0,30 0,34 0,38 0,27 0,31 0,35 0,41 0,46 0,51 0,57 0,63 0,63 0,70 0,74 0,80 0,87 0,95 1,04 1,14 0,36 0,25 0,30 0,33 0,38 0,43 0,48 0,54 0,60 0,60 0,66 0,70 0,75 0,82 0,89 0,98 1,07

d

0,04 0,06 0,07 0,10 0,12 0,14 0,16 0,18 0,07 0,09 0,11 0,14 0,17 0,19 0,22 0,25 0,12 0,15 0,17 0,21 0,25 0,28

0,04 0,05 0,07 0,09 0,11 0,13 0,15 0,16 0,06 0,08 0,10 0,12 0,15 0,17 0,20 0,22 0,11 0,13 0,15 0,19 0,22 0,25 0,29 0,32 0,23 0,27 0,29 0,34 0,39 0,43 0,48 0,53 0,53 0,59 0,62 0,67 0,73 0,80 0,88 0,96

0,04 0,05 0,06 0,08 0,10 0,12 0,14 0,16 0,06 0,08 0,09 0,12 0,14 0,16 0,19 0,21 0,10 0,13 0,15 0,18 0,21 0,24 0,27 0,30 0,21 0,25 0,28 0,32 0,37 0,41 0,46 0,51 0,51 0,56 0,59 0,64 0,70 0,76 0,83 0,91 0,68 0,74 0,81

a/b

0,03 0,05 0,06 0,07 0,09 0,11 0,12 0,14 0,05 0,07 0,08 0,10 0,13 0,15 0,17 0,19 0,09 0,11 0,13 0,16 0,19 0,21 0,24 0,27 0,19 0,22 0,25 0,29 0,33 0,37 0,41 0,45 0,45 0,50 0,53 0,57

0,03 0,04 0,05 0,07 0,08 0,10 0,11 0,13 0,05 0,06 0,07 0,09 0,11 0,13 0,15 0,17 0,08 0,10 0,12 0,14 0,17 0,19 0,22 0,24 0,17 0,20 0,22 0,26 0,29 0,33 0,37 0,41 0,41 0,45 0,47 0,51 0,56 0,61 0,67 0,73

0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,09 0,10 0,11 0,04 0,06 0,07 0,09 0,10 0,12 0,14 0,15 0,07 0,09 0,11 0,13 0,15 0,18 0,20 0,22 0,16 0,18 0,20 0,24 0,27 0,30 0,33 0,37 0,37 0,41 0,43 0,47 0,51 0,55 0,60 0,66

0,03 0,03 0,04 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,04 0,05 0,06 0,08 0,09 0,11 0,13 0,14 0,07 0,08 0,10 0,12 0,14 0,16 0,18 0,20 0,14 0,17 0,19 0,22 0,25 0,27 0,31 0,34 0,34 0,37 0,39 0,43 0,46 0,51 0,55 0,61

0,04 0,06 0,07 0,09 0,11 0,13 0,15 0,17 0,06 0,08 0,10 0,13 0,16 0,18 0,21 0,23 0,11 0,14 0,16 0,20 0,23 0,27 0,30 0,34 0,24 0,28 0,31 0,36 0,41 0,46 0,51 0,56 0,56 0,62 0,66 0,71 0,77 0,84 0,92 1,01

10

5 7,5 10 15 20 25 30 35 5 7,5 10 15 20 25 30 35 5 7,5 10 15 20 25 30 35 5 7,5 10 15 20 25 30 35 5 7,5 10 15 20 25 30 35

9

INDICE DE COMPETENCIA (IC = σ cm / γH)

8

mi

7 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,03 0,04 0,05 0,07 0,08 0,09 0,11 0,12 0,06 0,07 0,08 0,10 0,12 0,14 0,16 0,17 0,12 0,14 0,16 0,19 0,21 0,24 0,26 0,29 0,29 0,32 0,34 0,37 0,40 0,43 0,48 0,52

35 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,11 0,05 0,06 0,07 0,09 0,11 0,12 0,14 0,15 0,11 0,13 0,14 0,16 0,18 0,21 0,23 0,25 0,25 0,28 0,30 0,32 0,35 0,38 0,42 0,46

40

0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,04 0,06 0,06 0,08 0,09 0,11 0,12 0,13 0,10 0,11 0,12 0,14 0,16 0,18 0,20 0,23 0,23 0,25 0,26 0,28 0,31 0,34 0,37 0,40

f

0,02 0,02 0,03 0,04 0,05 0,05 0,06 0,07 0,03

45 0,02 0,02 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,06 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,08 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,10 0,11 0,12 0,09 0,10 0,11 0,13 0,15 0,16 0,18 0,20 0,20 0,22 0,24 0,26 0,28 0,30 0,33 0,36

50

CLASE DE COMPORTAMIENTO DE LA EXCAVACION EN FUNCION DE: GSI - H - σci

0,01 0,02 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05 0,05 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05 0,05 0,06 0,07 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,07 0,08 0,09 0,11 0,12 0,14 0,15 0,17 0,17 0,19 0,20 0,21 0,23 0,25 0,28 0,30

60 0,01 0,01 0,02 0,02 0,03 0,03 0,04 0,04 0,02 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05 0,05 0,06 0,03 0,04 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,06 0,07 0,08 0,09 0,11 0,12 0,13 0,14 0,15 0,16 0,17 0,18 0,20 0,22 0,24 0,26

70 0,01 0,01 0,02 0,02 0,03 0,03 0,03 0,04 0,01 0,02 0,02 0,03 0,04 0,04 0,05 0,05 0,03 0,03 0,04 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,11 0,13 0,13 0,14 0,15 0,16 0,17 0,19 0,21 0,23

80 0,01 0,01 0,01 0,02 0,02 0,03 0,03 0,03 0,01 0,02 0,02 0,03 0,03 0,04 0,04 0,05 0,02 0,03 0,03 0,04 0,05 0,05 0,06 0,07 0,05 0,06 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,11 0,11 0,12 0,13 0,14 0,15 0,17 0,18 0,20

90 0,01 0,01 0,01 0,02 0,02 0,02 0,03 0,03 0,01 0,02 0,02 0,02 0,03 0,03 0,04 0,04 0,02 0,03 0,03 0,04 0,04 0,05 0,05 0,06 0,04 0,05 0,06 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,10 0,11 0,12 0,13 0,14 0,15 0,17 0,18

100

0,01 0,01 0,01 0,01 0,02 0,02 0,02 0,03 0,01 0,01 0,01 0,02 0,02 0,03 0,03 0,03 0,02 0,02 0,02 0,03 0,03 0,04 0,04 0,05 0,03 0,04 0,04 0,05 0,06 0,07 0,07 0,08 0,08 0,09 0,09 0,10 0,11 0,12 0,13 0,15

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G.Perri, 2002

BIBLIOGRAFÍA Hoek, E., Carranza-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 Squeezing. Tunnels and Tunnelling International. Part 1 November 2000, Part 2 December 2000.

Truzman, M. 2000 Determinación del Índice de Resistencia Geológico (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 visión 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 Underground 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.

POLITECNICO DI TORINO

Corso : INDAGINI E CONTROLLI GEOTECNICI Prof. Otello Del Greco Politecnico di Torino

Tema: INDAGINI E CONTROLLI GEOTECNICI PER IL PROGETTO E LA COSTRUZIONE DI GALLERIE IN AMBIENTE URBANO Prof. Gianfranco Perri Universidad Central di Caracas

a.a. 1999-2000

INDAGINI E CONTROLLI GEOTECNICI PER IL PROGETTO E LA COSTRUZIONE DI GALLERIE IN AMBIENTE URBANO

Indice INTRODUZIONE ………………………………………… ………. pag. 1 Assestamenti indotti dalle gallerie ..…………………. ……………...……3 Tunneling through gasoline contamination. The Caracas Metro experience Presencia de hidrocarburos en las lineas del Metro de Caracas

INDAGINI PROGETTUALI PER GALLERIE URBANE ……….…40 Indagini geomorfologiche ……………………………………………….41 Limites y posibilidades de la exploración geotecnica en el caso de la falla del muro…

Problemas constructivos en los anclajes de la estación Maternidad de la Linea 2 del..

Aspectos geomorfologicos del trazado de la Linea II del Metro de Caracas

Indagini geoidrologiche ………………………………………………….70 Misure piezometriche Misure di permeabilità Fluctuación del nivel freatico a consecuencia de la construcción de la Linea I del …

Indagini geotecniche ……………………………………………………..87 Site exploration and quantification of significant properties of rock mass

Indagini geofisiche ……………………………………………………....99 MISURE E CONTROLLI PER GALLERIE URBANE ....…………...104 (in sotterraneo, dalla superficie, sulle strutture adiacenti, durante l’esercizio, etc.)

Misure ottiche …………………………………… ……………………105 Cataloghi ………………………………………………………………..126

INDAGINI E CONTROLLI GEOTECNICI PER IL PROGETTO E LA COSTRUZIONE DI GALLERIE IN AMBIENTE URBANO Prof. Gianfranco Perri

INTRODUZIONE Dati per acquisiti i concetti, le problematiche, le motivazioni e le attività generali in materia di indagini, misure e controlli geotecnici, da eseguire prima, durante e dopo la realizzazione di un’opera eventualmente sotterranea, ci si chiede in questa sede quali siano per questi temi le peculiarità relative al caso in cui l’opera in oggetto sia una galleria che si sviluppi in un ambiente tipicamente urbano.

La risposta può certo essere inizialmente ricercata individuando da una parte, quali siano le peculiarità delle gallerie urbane in relazione alle non urbane e dall’altra, individuando quali siano le peculiarità dell’ambiente, o territorio, tipicamente urbano, segnalandone quindi le principali differenze in relazione agli altri territori ed ambienti tipicamente interessati da gallerie: minerarie, idroelettriche, autostradali, ferroviarie, etc.

Le gallerie urbane sono tipicamente “poco profonde”, con coperture che vanno da 0 metri fino a poche (1,2,o 3) decine di metri. Le ragioni di questa caratteristica geometrica sono abbastanza ovvie: le gallerie urbane generalmente adempiono un servizio, di sottopasso, di trasporto, di drenaggio, di scolo, di immagazzinamento, etc., quasi sempre collegato sistematicamente e frequentemente (cioè con distanze corte tra un punto ed il seguente) con la superficie; si pensi per esempio alle metropolitane od alle fognature. In conseguenza, se si considera poi che le massime pendenze longitudinali delle gallerie, che sono in ogni caso limitate dalle operazioni proprie del servizio, non superano che pochi percento, il risultato é la inevitabile suddetta sub superficialità delle gallerie urbane.

I territori urbani sono tipicamente “congestionati” dalle strutture e dalle infrastrutture che sono non solo adagiate appoggiate od attaccate alla superficie, ma anche e molto spesso alloggiate sotto la superficie: edificazioni, strade, ponti, acquedotti, serbatoi, drenaggi, fognature, linee elettriche ed elettroniche, etc.

A questo punto resta solo da ricordare che tutti i terreni sono, in minor o maggior grado dipendendo dalla loro natura meccanica, deformabili. Che lo scavo di una galleria sempre, in minor o maggior grado dipendendo dalla sua dimensione e forma dalla natura del terreno e dal processo costruttivo impiegato, induce al suo intorno una ridistribuzione degli sforzi naturali preesistenti nel terreno con le conseguenti inevitabili deformazioni di questo. E che tali deformazioni inevitabilmente si propagano dal perimetro dello scavo in tutte le direzioni, incluse quelle che vanno verso la superficie potendola raggiungere, con maggiore o minore velocità ed intensità, in funzione della grandezza delle deformazioni iniziali, delle caratteristiche meccaniche del terreno e della “distanza” dal punto in cui le deformazioni si siano generate, in funzione cioè della profondità della galleria.

Però, si era appunto detto che le gallerie urbane sono poco profonde! Ed allora ecco qui qualche risposta alla domanda relativa alle peculiarità dei temi su indagini misure e controlli geotecnici per gallerie urbane: si deve con assoluta enfasi indagare, misurare e controllare tutto ciò che abbia qualcosa a che vedere con le deformazioni del terreno intorno allo scavo, con quelle che si propagano nel sottosuolo e con quelle che raggiungono la superficie fino a quelle che possono interessare anche le soprastrutture presenti sulla superficie.

Naturalmente ci sono altre peculiarità importanti e determinanti, come per esempio quelle relative più specificamente alle indagini geotecniche e che derivano dalla frequente mimetizzazione superficiale delle aree urbane. Si tratta in effetti sempre di territori che sono stati intensamente ed a volte ripetutamente intervenuti e modificati anche radicalmente; interessando molte volte anche il sottosuolo ed in ogni caso occultando tracce ed indizi geomorfologici che in altre circostanze rappresenterebbero preziosi strumenti ausiliari, quando non addirittura principali, di diagnostico geotecnico.

Da un lato bisogna quindi aumentare considerevolmente, ravvicinandoli opportunamente, i siti di esplorazione diretta e dall’altro bisogna necessariamente ricorrere all’uso di mezzi di indagine remota, come per esempio quelli offerti dallo studio di foto aeree, possibilmente anche corrispondenti a periodi anteriori e di preurbanizzazione del territorio.

Finalmente, si deve citare l’esistenza di altre e più eccezionali peculiarità geotecniche dell’ambiente urbano e tra queste, solo ad esempio: la presenza nel sottosuolo di idrocarburi, in prossimità delle stazioni di servizio; un elemento di forte preoccupazione e di conseguenze potenzialmente gravi.

Assestamenti indotti dalle galerie Naturalmente resta fuori dagli obiettivi qui preposti, l’affrontare in maniera esauriente la complessa problematica riguardante l’analisi, la stima ed il calcolo delle deformazioni che si producono intorno allo scavo e che si possono riflettere anche con assestamenti in superficie o che, con ogni probabilità, possono interessare strutture ed infrastrutture superficiali e subsuperficiali la cui sicurezza ed agibilità devono essere preservate mantenendo dentro i prestabiliti limiti di acettabilità, gli assestamenti totali e sopratutto, quelli differenziali.

Nonostante, è però importante richiamare quelle nozioni, quei concetti e quelle idee fondamentali dell’ingegneria geotecnica sotterranea dalle quali si possa poi facilmente dedurre la risposta al quesito già implicitamente posto quando si commentava che si deve indagare, misurare e controllare tutto ciò che abbia qualcosa a che vedere con le deformazioni del terreno intorno allo scavo: cosa si deve indagare misurare e controllare? Basterà capire da cosa dipendono, o quali sono i fattori che controllano, gli assestamenti del terreno in prossimità di una galleria!

PRINCIPALI FATTORI CHE CONTROLLANO GLI ASSESTAMENTI

• • • • • •

Caratteristiche meccaniche di deformazione del terreno Condizioni idrologiche ed idrauliche del terreno Caratteristiche reologiche del terreno Dimensioni e forma della galleria Profondità della galleria Metodo costruttivo: * Scavo convenzionale * Scavo meccanizzato * Sopporto convenzionale * Sopporto prefabbricato

Del resto la bibliografia sul tema degli assestamenti da scavi sotterranei è molto amplia e diffusa, consentendo senza difficoltà una selezione sufficientemente adatta agli scopi qui individuati. Per esempio: Settlements induced by tunnelling (Recommendations AFTES in ¨Tunneles et ouverages souterrains¨ N.132, November/December 1995).

INDAGINI PROGETTUALI PER GALLERIE URBANE Si è già commentato che su di un territorio urbano le indagini geotecniche devono essere in principio più abbondanti, nel senso che devono essere condotte su intervalli di superficie più brevi, con l’obiettivo di compensare pur solo parzialmente l’handicap che deriva dalla trasformazione e spesso mimetizzazione sofferta dal territorio in superficie e subsuperficialmente, come diretta conseguenza degli interventi urbanistici propri di ogni insediamento.

Sono usuali separazioni di poche (2 a 5) decine di metri tra le perforazioni sistematicamente condotte per l’indagine geotecnica di progetto lungo l’asse di una galleria urbana, spesso anche integrate da perforazioni disposte su direttrici trasversali quando le circostanze di notevole eterogeneità del sottosuolo lo richiedono.

Però allo stesso tempo, il solo aumento della densità (pur sempre limitata dai costi, dai tempi e dagli ostacoli fisici) dei punti di esplorazione diretta mediante adeguate terebrazioni del terreno, non sempre è di per sé sufficiente a sopperire la mancanza di quelle importanti indicazioni che normalmente derivano da una semplice attenta ed esperta osservazione della geomorfologia di un territorio naturale vergine.

Si deve pertanto indispensabilmente ricorrere a strumenti più sofisticati di indagine geologica e geomorfologica, quali quelli della fotointerpretazione di fotografie aeree, possibilmente relative ad epoche distinte, o quelli della geologia regionale, per l’impiego dei quali si rende indispensabile il lavoro di specialisti delle rispettive materie.

Queste indagini inoltre, devono essere realizzate, sia anticipatamente che in parallelo o successivamente però, sempre in perfetta coordinazione e sintonia con quelle che impiegano gli strumenti classici delle indagini geognostiche dirette, con le quali devono sistematicamente, utilitariamente e reciprocamente, complementarsi ed integrarsi.

Di seguito si accenneranno sia i temi dell’indagine geoidrologica e geomorfologica, sia quelli dell’indagine geofisica e della geotecnica classica, comprendendo in quest’ultima gli aspetti fondamentali relativi alle perforazioni geognostiche, alla campionatura del terreno, alle prove e misure in situ ed accennando infine alla caratterizzazione geotecnica dei terreni in laboratorio.

In questo contesto inoltre, si darà una certa priorità, senza però giungere all’esclusività, a quelle indagini che sono più tipicamente impiegate negli ambienti geologici caratterizzati dalla presenza predominante di terreni sciolti (terre), fronte a quelle proprie degli ambienti predominantemente rocciosi, in considerazione della maggiore diffusione statistica dei primi, nelle grandi estensioni territoriali urbane.

Indagini geomorfologiche Gli studi geomorfologici analizzano la configurazione, l’origine e l’evoluzione della superficie terrestre, con il compito principale di spiegare le forme del suolo e di capire i fenomeni da cui esse sono derivate, per poi utilizzare tali conoscenze a vari fini applicativi, quali per esempio quelli geotecnici o quelli idrologici in generale od altri in particolare, come ad esempio quelli relativi a specifici aspetti progettuali e costruttivi delle gallerie subsuperficiali.

In questo contesto risulta fondamentale la conoscenza sia degli agenti dell’azione morfologica, sia delle caratteristiche e conseguenze pratiche proprie di ogni diverso agente ed ogni diversa azioni dalle cui peculiarità derivano direttamente: azione solare, azione gravitativa, azione del vento, azione del ghiaccio, azione delle acque piovane, fluviali, pluviali, lacustri e marine.

In quanto agli elementi fisiografici risultanti, essi sono alle volte visibili e riconoscibili dal semplice occhio umano, più o meno esperto, quando sia possibile ubicarlo in buona posizione di osservazione, mentre altre volte sono deducibili dall’analisi e dallo studio di segnali ed indizi precisi. Però in ogni caso, sono indiscutibilmente più chiaramente visibili ed interpretabili quando osservati da grandi distanze, come occorre nella visione aerea diretta o nello studio tridimensionale di coppie di fotografie aeree in scala opportuna (da 1:1.000 a 1: 100.000).

Elementi fisiografici quali i terrazzi fluviali e marini, le conoidi, le pianure alluvionali e le valli glaciali, i detriti, le morene, i solchi, gli alvei ed i paleoalvei, le pendenze e gli strapiombi, le fratture e gli scollamenti, le doline e le cavità, etc., hanno tutti un significato preciso e si possono collegare sempre a specifici aspetti applicativi di notevole importanza.

Nonostante quanto appena affermato, é però doveroso segnalare che, anche se da un lato è abbastanza diffusa ed accettata l’idea dell’utilità pratica degli studi geomorfologici quali strumenti di lavoro nelle fasi di analisi

studio e selezione dei tracciati interurbani, dall’altro non succede esattamente lo stesso per i casi relativi al progetto ed alla costruzione delle opere urbane.

Per queste, in considerazione del fatto che la selezione dei tracciati è in ogni caso molto strettamente condizionata e praticamente imposta dalle esigenze operative, si crede spesso non necessario o quanto meno non vantaggioso il ricorso allo studio geomorfologico, nonostante i limitati costi e tempi necessari, affidando interamente l’indagine geologica e geotecnica ai molto più costosi e lenti strumenti tradizionali (perforazioni) della meccanica delle terre e delle rocce, erroneamente considerati sempre più precisi, più affidabili e quindi autosufficienti, fermo restando la loro indiscussa utilità ed assoluta necessità.

Nel caso specifico delle gallerie urbane, gli studi geomorfologici costituiscono elementi di informazione basica di grande utilità fin dal momento di scegliere le macchine più appropriate per realizzare lo scavo e poi per riconoscere la possibilità e frequenza di incontro lungo lo scavo, di depositi alluvionali non coesivi eventualmente sotto falda, o di livelli di sottosuolo eventualmente interessati dalla presenza di grandi blocchi rocciosi, o di alvei sommersi però particolarmente attivi, etc.

Nonostante l’approfondimento del pur sempre interessante tema della geomorfologia esuli dai propositi stabiliti, si ritiene utile presentare un paio di esempi di applicazione puntuale dello strumento dell’indagine geomorfologica al diagnostico geotecnico di due situazioni impreviste (anche se prevedibili) occorse durante la costruzione del Metro di Caracas: il collasso di un pannello di diaframma ancorato nella Linea 1 e difficoltá operative nella realizzazione di ancoraggi di contenimento nella Linea 2.

Limites y posibilidades de la exploración geotecnica en el caso de la f…...

G. Perri y P. Feliziani (XII Seminario venezolano de Geotecnia, 1992) Problemas constructivos en los anclajes de la estación Maternidad ...……

Gianfranco Perri (XII Seminario venezolano de Geotecnia, 1992) Quindi per concludere il capitolo si riproduce, complementandolo con l’illustrazione di alcuni piani tipici estratti dagli studi originali, un articolo che riassume alcuni aspetti geomorfologici generali relativi alla metropolitana di Caracas: Aspectos geomorfologicos del trazado de la Linea 2 del Metro de Caracas Roberto Centeno W. (XII Seminario venezolano de Geotecnia, 1992)

Indagini geoidrologiche L’acqua entra in gioco con distinti ruoli, tutti ugualmente importanti, quando si tratta del progetto, la costruzione e l’esercizio di una galleria urbana.

Il comportamento geotecnico di un terreno è indissolubilmente controllato dall’elemento acqua: uno dei tre che, assieme all’aeriforme ed al solido, lo costituiscono: quando l’aria è assente e quindi tutti gli spazi lasciati liberi dal solido sono occupati dall’acqua, il terreno è saturo; nel caso contrario il terreno si dichiara parzialmente saturato e l’analisi del suo comportamento meccanico è ancor più complesso; a volte infine l’acqua può essere assente.

Dall’acqua dipendono tra l’altro, la resistenza, la deformabilità e la reologia, quindi la stabilità e la lavorabilità del terreno. Dall’acqua dipendono i carichi sui sostegni delle gallerie e la loro evoluzione, cosi come gli assestamenti del terreno intorno allo scavo e la loro evoluzione.

Alla presenza dell’acqua ed alla necessità di mantenerla al di fuori dei vuoti utili creati dalle gallerie durante il loro esercizio, si devono tutti gli importanti e svariati aspetti tecnologici dell’impermeabilizzazione delle strutture sotterranee. Ed a tale presenza ed ai deterioramenti che può eventualmente indurre sulle strutture sotterranee, si devono gli ugualmente importanti e svariati aspetti tecnologici contro la corrosione e gli altri effetti negativi della potenziale aggressività delle acque sotterranee.

Generalmente l’acqua fluisce nei terreni a conseguenza dell’azione gravitativa e con velocità e volumi proporzionali alle pressioni idrostatiche (più precisamente proporzionali ai gradienti idraulici) presenti ed alla permeabilità dei terreni, seguendo più o meno approssimativamente la legge sperimentale di Darcy.

La permeabilità dei terreni (velocità con cui fluisce l’acqua attraverso il terreno quando è sottoposta ad un gradiente idraulico unitario) è una delle grandezze fisiche che ammette maggiori variazioni in funzione del tipo di terreno: varia tra limiti così elevati che vanno da 1 o 10 o 100 cm/s in rocce intensamente fratturate od in ghiaie pulite, fino a 10-6 o 10-7 o 10-8 cm/s in rocce massive od in argille montmorillonitiche praticamente impermeabili.

Bisogna quindi indagare: sulla presenza e qualità dell’acqua nei terreni da scavare ed in quelli al di sopra ed al di sotto, sulle pressioni e sui gradienti idraulici, e sull’evoluzione naturale od artificiale di tutti questi fattori; e bisogna infine indagare sulla permeabilità dei terreni interessati dalle opere.

Misure piezometriche Nonostante la rimbombanza del titolo (Indagini geoidrologiche) assegnato al presente capitolo, non sono purtroppo rari i casi in cui l’indagine geoidrologica per il progetto e la costruzione di una galleria urbana, resta limitata di fatto alla semplice segnalazione, più o meno documentata, della presenza d’acqua nei fori delle perforazioni geognostiche.

Naturalmente una tale indagine é troppo limitata ed è quasi sempre insufficiente, però è anche certo che deve essere sempre eseguita perché in ogni caso è utile oltre che semplice ed economica; pertanto deve anche essere fatta bene.

Nelle norme per l’esecuzione degli studi geotecnici della Metropolitana di Caracas, si legge: … Durante l’esecuzione di una perforazione , la misura della profondità freatica dovrà essere effettuata all’inizio della giornata lavorativa, poi ogni 6 ore e quindi al termine della giornata quando si procederà inoltre, a svuotare opportunamente e totalmente il foro. Al giorno seguente, prima di eventualmente riprendere ad approfondire la perforazione, si misurerà nuovamente la quota dell’acqua rientrata nel foro e così via fino al completamento dello stesso. …

Poi la stessa norma continua: … Nei casi in cui si constati l’esistenza di una falda freatica, una volta che la perforazione esplorativa selezionata a tale fine abbia raggiunto la profondità d’indagine prevista, si dovranno collocare piezometri per poter quindi eseguire letture periodiche. Quando si riscontri la presenza di vari acquiferi a differenti profondità in una stessa perforazione, questi dovranno essere tra di essi isolati mediante adeguati tamponi impermeabili, con il fine di poter poi monitorare le varie quote piezometriche.

La descrizione delle attrezzature, dei materiali e dei procedimenti che si impiegano comunemente per segnalare la presenza d’acqua, o per istallare e misurare piezometri, perlomeno quelli più semplici però allo stesso tempo effettivi in molte circostanze, è un compito abbastanza facile e pertanto può essere affidato alla sola lettura delle tavole illustrative allegate.

Ben più approfonditi commenti invece richiederebbe il tema della corretta e completa interpretazione che dei dati piezometrici è necessario eseguire, ai fini della reale conoscenza e comprensione dell’andamento delle pressioni e dei gradienti idraulici nei terreni poi interessati dagli scavi sotterranei.

Misure di permeabilità Le prove di permeabilità che si eseguono nei terreni in situ (prove in laboratorio tradizionalmente si eseguono solo per terreni molto omogenei a grana fine, nei quali è possibile prelevare campioni rappresentativi relativamente indisturbati) possono in principio differenziarsi in due categorie, dipendendo dal diametro della perforazione che si realizza a tale fine: prove di pompaggio in pozzo (diametro da 50 a 100 cm) e prove in foro (diametro da 10 a 50 cm).

Le prove di pompaggio con pozzo e piezometri vengono eseguite emungendo una portata d’acqua costante da un pozzo e misurando gli abbassamenti del livello della stessa nel medesimo e nei fori piezometrici (da 3 a 9) installati lungo un allineamento radiale rispetto ad esso. Se la falda non è alimentata il livello continua a diminuire sempre più lentamente fino al valore prossimo alla stabilizzazione con un raggio d’influenza teoricamente infinito, se invece la falda è alimentata il regime si stabilizza con un raggio d’influenza del pozzo definito. In linea di massima il raggio d’azione sensibile di un terreno molto permeabile e dell’ordine dei 2 o 3 volte il diametro del pozzo, mentre scende all’ordine di uno o mezzo diametro per i terreni poco permeabili.

Le prove di permeabilità in foro permettono misurare la permeabilità del terreno intorno al foro generalmente per livelli o strati di terreno con spessori compresi tra qualche cm ed 1 o 2 m, creando all’interno del foro un gradiente idraulico mediante immissione od estrazione d’acqua tale per cui si possa misurare la tendenza al ristabilirsi dell’equilibrio idraulico (prove a carico variabile) oppure misurare la portata del flusso mantenendo constante il gradiente ossia mantenendo constante un livello dell’acqua nel foro, superiore a quello stabilizzato corrispondente alla falda esterna immettendo acqua, od inferiore allo stesso emungendo acqua, (prove a carico constante).

Nelle prove a carico variabile l’intero tratto in prova deve essere in falda, nelle prove a carico constante è possibile la misura anche nel caso in cui il tratto in prova sia fuori falda (prova di dispersione), però l’interpretazione della prova è notevolmente più complessa.

Nei massicci rocciosi, per i quali la circolazione dell’acqua avviene principalmente attraverso le fessure, le prove di permeabilità (meglio circolabilità) si eseguono iniettando acqua in tratte di foro (opportunamente orientato) isolate in avanzamento od in risalita, misurando l’assorbimento d’acqua in unità Lugeon: portata di 1 litro al minuto a 1 MPa per 10 minuti.

Indagini geotecniche Sia l’esplorazione geotecnica che la caratterizzazione geotecnica del sottosuolo condotte per il progetto e la costruzione di gallerie urbane, in termini specifici relativi ai tipi ed ai metodi di indagine impiegati in sito ed in laboratorio, non si discostano in principio da quelle esplorazioni e caratterizzazioni che si eseguono per le altre opere dell’ingegneria civile nelle quali il terreno è più comunemente utilizzato come elemento recettore di fondazioni.

Pertanto, non ci sono peculiarità importanti da segnalare mentre è invece certamente utile fare naturale riferimento agli amplissimi e classici capitoli della meccanica delle terre e dell’ingegneria delle fondazioni, dedicati alle tecniche più o meno tradizionali di esplorazione diretta ed indiretta del sottosuolo ed a quelle di prove in sito ed in laboratorio.

Si allega una tavola riassuntiva relativa alle ¨Principali prove in sito e loro applicabilitਠ, mentre è da segnalare che anche nel campo della meccanica delle rocce la tradizione si è in qualche modo, anche se più di recente, consolidata in quanto alle tecniche di esplorazione e di caratterizzazione, ed a tale proposito si allega una sintesi qualificata (Site exploration and quantification of significant properties of rock mass), anch’essa accompagnata da una tavola riassuntiva sulle ¨Measuring techniques for in situ and laboratory tests¨.

Ritornando al dominante ambiente geologico urbano caratterizzato da un sottosuolo di depositi sedimentari recenti, deve essere segnalato che gli operatori della geotecnica hanno da sempre incluso le prove in sito nello studio dei problemi che riguardano la meccanica del comportamento del terreno, anche se le moderne tecniche di valutazione delle proprietà geotecniche dei terreni mediante prove in sito hanno certamente avuto un più forte sviluppo durante gli ultimi decenni.

In ogni caso, sono stati significativi i miglioramenti nelle apparecchiature, nella strumentazione, nelle modalità esecutive e nei metodi di analisi dei dati in entrambi i campi di caratterizzazione: in laboratorio ed in sito.

Le moderne tecniche di laboratorio offrono la possibilità di eseguire prove, in genere sui campioni indisturbati o semi indisturbati prelevati in sondaggi o scavi, che permettono di ottenere informazioni attendibili sulle caratteristiche tensioni-deformazioni-tempo dei provini, in condizioni di drenaggio controllate e per i più svariati percorsi di sollecitazione.

Persistono tuttavia molti problemi, in particolare derivanti dagli inevitabili disturbi arrecati al campione durante il prelievo e dalla modesta rappresentatività del volume di terreno provato, rispetto a quello reale. In conseguenza è certamente l’utilizzo combinato delle prove di laboratorio e di quelle in sito, che costituisce il più affidabile percorso per raggiungere od approssimarsi al raggiungimento della soluzione dei problemi di natura geotecnica, essendo i due tipi di prove fortemente complementari.

In riferimento quindi generale alle indagini progettuali, si può osservare che gli obiettivi primari di un’indagine geotecnica sono nell’ordine: da un lato determinare la stratigrafia e la variabilità spaziale dei depositi, cioè disegnare i profili geologico-geotecnico-stratigrafici del sottosuolo; e dall’altro determinare, con il complemento delle prove di laboratorio, le principali caratteristiche fisiche e meccaniche di ciascuno degli strati già identificati.

L’approccio moderno delle indagini in sito per il primo dei succitati obiettivi, è quello che utilizza sempre più le prove penetrometriche statiche, piuttosto che i sondaggi con frequenti ma non continue prove penetrometriche dinamiche. In effetti le prove statiche, oltre a fornire una continuità verticale delle informazioni, hanno il vantaggio di essere economiche, di permettere una rapida esecuzione e di consentire una valutazione preliminare dei parametri del terreno; però le prove dinamiche prevedono spesso anche il recupero fisico del campione da analizzare, poi eventualmente anche in laboratorio.

Per raggiungere il secondo obiettivo di una più approfondita definizione delle proprietà fisico-meccaniche dei terreni, con le indagini in sito si ricorre a prove puntuali più sofisticate, più lente e quindi più costose.

Nella già citata tavola riassuntiva delle prove in sito, sono elencate le principali prove con indicazione della loro applicabilità nei differenti tipi di terreno, nonché della loro affidabilità nei confronti dei singoli quesiti di carattere geotecnico, attributi questi da non dover però considerare di validità assoluta, ma piuttosto di validità relativa ad esperienze specifiche e pertanto da essere assunti con la dovuta prudenza.

L’esame del contenuto della tavola mostra che la maggior parte delle prove elencate, che non rappresentano certamente la totalità delle conosciute possibili od utilizzate, è applicabile a terreni poco cementati e che hanno una dimensione media dei grani minore di quella della ghiaia fina, giacché solo poche prove in sito trovano applicabilità in tali terreni e richiedono in genere un preforo.

Indagini geofisiche Come deducibile da quanto già accennato in precedenza, le metodologie d'indagine geotecnica basica di tipo prettamente geognostico applicate nel campo delle gallerie, anche urbane, si possono integrare con le più recenti tecniche di prospezione geofisica e con le relative metodologie di elaborazione ed interpretazione.

I rilievi geologici e geognostici di dettaglio forniscono una massa di dati da eventualmente elaborare anche statisticamente al fine di definire la caratterizzazione geologica e geomeccanica del sottosuolo, mentre le prospezioni geofisiche consentono le varie interpolazioni tra i valori puntuali misurati e la stima dei parametri geomeccanici caratterizzanti volumi di terreno ben definiti.

Con l'applicazione delle metodologie d'indagine geofisica si possono fondamentalmente ricavare due blocchi di informazioni: i dati sulla geometria delle strutture del sottosuolo ed i dati per la caratterizzazione del comportamento meccanico dello stesso.

Dal primo blocco di informazioni si ricava la forma e la consistenza dei vari litotipi evidenziandone eventuali stratificazioni, discontinuità, cavità e comunque tutto quanto permetta la elaborazione di una sezione geologica.

Dal secondo blocco di informazioni possono ricavarsi alcuni parametri fisici che sono poi correlabili con le caratteristiche litologiche e geomeccaniche del terreno.

Le metodologie di indagine geofisica impiegabili nello studio geotecnico di una galleria, sono essenzialmente quelle sismiche e quelle geoelettriche, ed in subordine (e mirate solo alla risoluzione di una specifica e locale problematica) quelle che applicano i metodi gravimetrici, magnetici, elettromagnetici e radioattivi.

I metodi sismici, in cui possono oggi essere inclusi anche i rilievi con l'uso delle onde radar, sono sicuramente quelli maggiormente usati e quelli che nel contempo consentono una più estesa applicabilità.

I dati che se ne ricavano, oltre che fornire informazioni sulla geometria delle strutture del sottosuolo, consentono di misurare la velocità di propagazione delle onde elastiche e di elaborare quindi una valutazione delle caratteristiche geomeccaniche delle diverse porzioni di terreno che eventualmente compongono il sottosuolo indagato.

I metodi di prospezione sismica si basano essenzialmente sull'analisi del comportamento spaziale di un'onda elastica (sismica o radar) che si propaga nel terreno da una sorgente di energia ad una serie di punti di ricezione.

Fondamentalmente le metodologie d'indagine sismica possono sintetizzarsi in tre tipi: per rifrazione, per riflessione e per trasparenza (tomografia).

Senza entrare nel merito delle tre metodologie, è possibile comunque sintetizzarne i campi d'impiego specifici e complementari.

Il metodo sismico a rifrazione, sfruttando la diversa velocità di propagazione delle onde sismiche nei vari terreni, è impiegabile per le indagini più superficiali ove sia ad esempio necessario definire la profondità del basamento roccioso sotto coltri di terreno detritico od alluvionale.

Il metodo sismico a riflessione, si basa sui tempi di ritorno dell'onda sismica alla superficie del suolo dopo essere stata riflessa dalle varie discontinuità. Questo metodo si impiega per indagini sino a qualche migliaio di metri di profondità (escludendo il primo centinaio di metri che può essere meglio indagato con la sismica a rifrazione) e permette una accurata definizione della geometria del sottosuolo anche quando questa ha una forma abbastanza complessa.

Il metodo a riflessione con impiego di onde radar, è invece impiegato per indagini ancor più corticali quali ad esempio quelle volte alla ricerca di eventuali cavità subsuperficiali.

Il metodo che impiega le misure per trasparenza (o dirette), più recente e legato alle moderne tecniche tomografiche di elaborazione, permette un forte recupero di informazioni puntuali circa la geometria, la struttura e le caratteristiche geomeccaniche del terreno presente nel sottosuolo indagato.

Si basa sulla misura del tempo di propagazione dell'onda sismica o radar diretta tra due fori di sonda, oppure tra punti diversi del piano topografico.

Le applicazioni sono in genere direttte ad analizzare in dettaglio situazioni particolari od a definire localmente le caratteristiche geomeccaniche, del sottosuolo soprattutto sotto il profilo della fratturazione.

I rilievi geoelettrici infine, hanno invece un'applicabilità più circoscritta, sia perché più sensibili alle eterogeneità del piano topografico, sia perché il parametro fisico rilevato è correlabile, nell'ambito di un litotipo, alla sola permeabilità, ed infine perché la definizione della geometria del sottosuolo diventa, per questo metodo, più problematica se ci si allontana da modelli semplici, in genere stratificati.

MISURE

E

CONTROLLI

PER

LE

GALLERIE

URBANE

(in sotterraneo, dalla superficie, sulle strutture adiacenti, durante l’esercizio, etc.)

Questa seconda parte del corso é dedicata ai temi delle misure e dei controlli geotecnici usuali e necessari nelle fasi del corso d’opera ed, eventualmente, in quelle di esercizio delle gallerie urbane.

Si tratta in essenza di temi strumentali molto ampli e variati, legati all’uso di tecnologie meccaniche, ottiche, elettriche ed elettroniche, coadiuvate tutte dalle analisi interpretative le quali vanno dalle piú semplici ed immediate fino a quelle piú complesse e totalmente integrate da sistemi, analitici e numerici, di software ed hardware avanzati in estremo.

In forma estremamente schematica si elencano di seguito, sulla base sia delle grandezze oggetto delle misure e dei controlli, sia degli strumenti di misura, i principali temi che saranno successivamente illustrati:

LIVELLI PIEZOMETRICI

Piezometri

PRESSIONI INTERSTIZIALI

Piezometri

SPOSTAMENTI

Inclinometri - Tiltimetri - Clinometri Livellometri - Assestimetri - Estensimetri

CONVERGENZE

Distometri - Perfilometri - Fessurimetri

CARICHI

Celle

PRESSIONI

Celle

SOLLECITAZIONI

Strain gauges

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 Mohr-Coulomb para la solución de problemas de ingenieria de rocas, debido a las dificultades teóricas y practicas de definir los parametros de resistencia al corte (c y φ) para los macizos rocosos, generalmete muy heterogeneos. Se presenta la versión actualizada del criterio de resistencia de Hoek-Brown para macizos rocosos con la estima de sus parametros basicos (m y s) por medio del indice de calidad geomecanica del macizo (GSI). Basado en la formulación original de la AFTES y en el nuevo indice (GSI), se propone una formula 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 túneles 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 totalmente sobre el soporte, siendo por lo tanto el peso de tal volumen el responsable directo de la presencia y magnitud de las presiones verticales actuantes (γHp), con (γ) peso unitario del terreno contenido en el “sólido de cargas” (figura 1).

En realidad tal metodología de cálculo ha sido también aplicada a túneles profundos siguiendo varias formulaciones (ejemplo Terzaghi 1946 y Protodyaconof 1960), aunque generalmente se admite que es más oportuno, para estos casos, recurrir al uso de metodologías 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 Subterráneo, 1988) propone aplicar la metodología del “sólido de cargas” solamente hasta tanto la cobertura del túnel sea inferior a 2.5 veces el ancho (b) del “sólido de cargas” y, en cuanto a la evaluación de la altura (Hp) de tal “sólido de cargas”, propone que esta sea igual 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 función de las dimensiones de la sección 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 las coberturas son muy limitadas, es improbable que se desarrolle el fenómeno conocido como “efecto arco” según el cual, debido a la fricción y consecuente resistencia al corte entre las partículas constituyente el medio suprayacente al túnel y a consecuencia del inevitable asentamiento del terreno en el techo de la excavación, se produce el autosostenimiento del terreno suprayacente a una superficie arqueada, cuya forma y distancia del techo de la excavación varían en función de la geometría del problema, de las características geotécnicas de los terrenos y del procedimiento constructivo empleado.

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 esta que por lo general resulta ser algo mas 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 cargas debe ser la que resulte mayor entre Hp=b y Hp = (b − 2c γ ) 1 − e −2 H tg φ / b / 2 tg φ , 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 fórmula indicada para los suelos, al 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, por antonomasia heterogéneo, anisotrópico y discontinuo.

En efectos, con el desarrollarse de la mecánica de rocas se revelaron prontamente los fuertes limite 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 como resultaba necesario en un gran numero de problemas prácticos en los que el comportamiento mecánico del macizo no resultaba directamente controlado ni por planos específicos de discontinuidades ni por la resistencia al corte intrínseca a los materiales rocosos constituyente el macizo, sino por la resistencia media global del conjunto constituido por los materiales rocosos, las discontinuidades, 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 resistencia de Hoek (1980) para rocas y macizos rocosos, ha 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-Brown introduce parámetros de resistencia al corte propios, sea del material rocoso (la 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).

Según la versión actual del criterio de resistencia de Hoek-Brown (1997), la formulación general es la siguiente:

⎞ ⎛ σ σ 1 = σ 3 + Co⎜ mb 3 + s ⎟ ⎠ ⎝ Co

a

Siendo: (σ1 y σ3) los esfuerzos principales máximos y mínimos respectivamente (eventualmente efectivos) al momento de la rotura; (mb) la constante de Hoek para el macizo rocoso; (s y a) las constantes de Hoek que dependen de las características geomecánicas del macizo rocoso; y (Co) la resistencia a la compresión uniaxial del material rocoso.

Para el material rocoso: (mb = mi); (s = 1); (a = 0.5) y el criterio se transforma:

σ 1 = σ 3 + Co mi

σ3 Co

+1

Para el macizo rocoso (cuando GSI ≥ 25), los parámetros mb, s y a, valen:

⎛ GSI − 100 ⎞ mb = mi exp⎜ ⎟ 28 ⎝ ⎠

⎛ GSI − 100 ⎞ s = exp⎜ ⎟ 9 ⎝ ⎠

a = 0.5

Para el macizo rocoso (cuando GSI < 25), los parámetros mb, s y a, valen:

⎛ GSI − 100 ⎞ mb = mi exp⎜ ⎟ 28 ⎝ ⎠

s=0 y

a = 0.65 -

GSI 200

La definición del Geological Strength Index (GSI) para el macizo rocoso, depende de la macroestructura del macizo rocoso (grado de fracturación) y de las condiciones de las superficies de las discontinuidades, según la mas reciente definición propuesta por Hoek (1998) reproducida en la figura 3.

Los autores del criterio sugieren, a falta de una apreciación directa en campo y solo para 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 problemas están resueltos con la sola adopción del criterio de Hoek-Brown. Queda el problema de la selección del más representativo valor de los parámetros (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 (mi) es dificultosa: para cada material presente, según Hoek y Brown (1997), se deben realizar por lo menos 5 ensayos triaxiales sobre igual número 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 citada practica, relativa al uso del criterio de Mohr-Coulomb para macizos rocosos, lo constituye la antes descrita metodología AFTES, propuesta para evaluar las cargas sobre el soporte de túneles poco profundos excavados en rocas.

manteniendo inalterada la formulación del criterio:

σ 1 = σ 3 + Co m σ 3 / Co + s ,

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 decaimiento de los parámetros (m y s) cuando se transforman en parámetros residuales (mr y sr), se acentúa notablemente con el disminuir del valor del GSI, o sea con el disminuir de la calidad geomecánica del macizo rocoso. En particular para macizos rocosos de baja calidad geomecánica (GSI < 25 – 30), los valores numéricos de los parámetros residuales decaen abruptamente y probablemente en forma 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 mismo trabajo de 1997, Hoek y Brown por intermedio de tres ejemplos relativos a macizos rocoso de optima, media y baja calidad, a los cuales asignan valores numéricos para los parámetros naturales y residuales, permiten deducir los valores del GSI residual en cada caso, resultando una relación no lineal entre GSIres y GSI presentando, los valores residuales, una caída tanto más acentuada cuanto mejor es la 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 macizos de calidad intermedia y se mantiene en el mismo orden (GSIres ≈ GSI) para macizos rocoso de baja calidad (GSI < 30).

La explicación de este nuevo resultado, debe ser buscada en el comportamiento post falla que presentan los macizo rocoso de diferente calidad: desde un comportamiento elasto frágil para una calidad optima, 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 residuales (mr y sr): sería necesario asumir 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 los parámetros residuales, especialmente para macizos rocosos de calidad geomecánica muy pobre. Se incluye 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 formulas 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 asumir (s = 0), para GSI < 25.

En alternativa, se propone a continuación una metodología sencilla que permita 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 equivalente 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 observar 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 confinamiento dentro del terreno interesado y estas presiones, por intermedio del coeficiente de empuje lateral, son a su vez proporcionales a las presiones verticales y por lo tanto en primera aproximación a la misma cobertura, o a la relación (H/D) entre cobertura y diámetro equivalente de la sección de la excavación, para así al mismo 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 también que el limite superior de la cobertura (H) para la aplicabilidad del método del sólido de cargas, debería igualmente 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 empírica de calcular la altura (Hp) del sólido de cargas en función del GSI, del diámetro 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) entre el ángulo de fricción global y cohesión global de un macizo rocoso y la calidad geomecánica del mismo macizo rocoso (GSI) y del correspondiente material rocoso (mi y Co) dominante (figura 5), obteniéndose finalmente mediante simulación la fórmula con la cual se ha construido el diagrama propuesto:

β=

6.25 50 − GSI ⎞ exp⎛⎜ ⎟ H/D 25 ⎝ ⎠

A manera de complemento, resulta interesante señalar 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 (más 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 como sea posible estimar los valores numéricos del GSI residual, pueden hacerse las consideraciones que siguen: En la actualización del criterio de rotura para macizos rocosos del 1988, Hoek y Brown presentaron 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): m RMR − 100 = exp ⎛⎜ mi 28 ⎝

⎞ ; mr = exp ⎛ RMR − 100 ⎞ ; s = exp ⎛ RMR − 100 ⎟ ⎜ ⎟ ⎜ 14 9 ⎠ mi ⎝ ⎠ ⎝

⎞ ; sr = exp ⎛ RMR - 100 ⎞ ⎟ ⎜ ⎟ 6 ⎠ ⎝ ⎠

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. and Grasso P. 1998. 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).

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 comportamiento de una excavación y se define cada una de las siete posibles clases que pueden ser encontradas. Se identifican los elementos 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 normalmente necesarias para cada caso. Se señala como la clase de comportamiento de una excavación depende, en primera aproximación, de las características geomecánicas de los materiales rocosos constituyentes el macizo (la resistencia a compresión uniaxial), de la macroestructura del macizo (el Geological Strenght Index) y del estado de solicitaciones naturales preexistentes a la excavación (la cobertura). Se propone una formulación aproximada y sencilla para prever, a nivel de proyecto, 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 relativamente corta evolución (quizás el año de nacimiento 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 motivados por nuevas teorías, nuevas herramientas de calculo, nuevas metodologias, nuevas concepciones, todas casi siempre presentadas o asumidas como finalmente exactas, finalmente poderosas, finalmente reveladoras e interpretes fieles del real comportamiento de las excavaciones subterráneas y de las leyes físicas y matemáticas que lo controlan.

Pero, puntualmente, a cada fuerte entusiasmo ha seguido una mas o menos fuerte frustración, motivada por la constatación de las equivocaciones, las inexactitudes, las parcialidades y, cuanto menos, de los límites de cada teoría, herramienta o metodología de análisis y calculo, propuesta.

Así ha ocurrido con la teoría del efecto arco de Terzaghi, con los métodos basados sobre el uso de los índices geomecánicos RMR, RSR, Q, con la técnica de los elementos finitos, con las 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 importantes y a veces trascendentales en el camino 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 tales contribuciones, hoy en día el panorama se revela, aún que con toda su gran complejidad, 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 limites de cada formulación propuesta que obligan, una vez más, a recurrir finalmente al análisis observacional del real comportamiento de la excavación en cada caso específico, como la forma finalmente más adecuada de optimizar el diseño y la construcción de las obras subterráneas.

Renunciando en esta ocasión a enumerar y comentar los suficientemente conocidos y reconocidos limites prácticos y teóricos del método de los elementos 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 comportamiento de la excavación, como base insustituible y suficientemente pragmática en el proceso de análisis y diseño optimo de una excavación subterránea.

Vale quizás la pena solamente 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, como por ejemplo 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 métodos de cálculo sofisticadísimos, como por ejemplo el método 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 comportamiento geoestático de una excavación subterráneas o, 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 macizo rocoso.

El estado de solicitación natural, en primera aproximación, puede (a falta de elementos adicionales como por ejemplo mediciones) 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 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 identificar numéricamente esta geomecánica del macizo rocoso, se pueden usar diferentes índices de calidad geomecánica, 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, ciertamente es el índice mas adecuado para caracterizar geomecanicamente un macizo rocoso con miras a estimar sus propiedades geotecnicas de resistencia y deformabilidad. En tabla gráfica se presenta la versión 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 geomecánicas 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 formulas deducidas interpretando y completando las indicaciones originales (Hoek y Brown, 1997), que permiten obtener una estima inicial aunque aproximada, de las características de resistencia (ángulo de fricción, cohesión y compresión uniaxial) y de deformabilidad (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

Cohesi贸n y Compresi贸n del macizo rocoso Vs GSI y Co 0,45

Angulo de fricci贸n (phi) del macizo rocoso Vs GSI y mi 2.5

phi- 9Ln(mi)

0,40

Com/Co

2.0

0,35 1.5

0,30

0,25 1.0

0,20

c/Co

0.5

0,15

0,10 0.0

0,05 -0.5

0,00 0

20

40

60

80

GSI

0

100

Modulo del macizo (Em) en Kg/cm2 Vs GSI y Co

20

40

60

80

GSI

100

Modulo del macizo rocozo Vs GSI y Modulo del material 1,00

1000000

Co =1000

Em/ E

900000

0,90

800000

0,80

700000

0,70

600000

0,60

0,50

500000

0,40

400000

0,30

300000

0,20

200000

Co =50

100000 0

0,10

0,00 20

30

40

50

60

70

80 GSI 90

0

20

40

60

80

GSI

100

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 movilización entre resistencia y solicitaciones es por lo tanto siempre mayor de 1; 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.

En estas categorías, 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 gravitativos de eventuales cuñas lapídeas localizadas mediante los análisis geoestructurales. Se asume 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 embargo bajos y la deformación radial (relación entre el desplazamiento radial y el radio de la galería) ya inevitable al frente, resulta muy contenida (por lo general menor que 0,5%).

Sobre el contorno de la cavidad, a cierta distancia del frente, las solicitaciones inducidas superan la resistencia del macizo rocoso (FS<1). Se forma consecuentemente, más allá del perfil de excavación, una franja de roca plástificada, de extensión menor de un radio del túnel, mientras al mismo 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 seguramente 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 normales velocidades de avance de la excavación y no se producen

d

Inestabilidad generalizada (macizo muy débil y/o zona de fallas)

Factor de Seguridad al frente = f (H,Co,GSI) =

f

−

Elementos Carácterizantes (Definitorios) Estabilidad al frente Estabilidad en la cavidad Eventuales inestabilidades (cinematismos de bloques) Estabilidad al frente Cavidad inestable (δo <=0.5%Ro) Frente pròximo al equilibrio Cavidad inestable (0.5%Ro<δo<1%Ro) Frente inestable Cavidad inestable (grandes deformaciones) (δo >= 1% Ro)

RMR = < 25 GSI = < 30 Co = < 20 MPa Em = < 1000 Mpa

RMR = 15 – 45 GSI = 25-55 Co = 10 – 30 MPa Em = 500 – 3000 Mpa

RMR = 35 - 65 GSI = 40 – 75 Co = 20 - 60 MPa Em = 2000–8000 Mpa

Elementos Concomitantes (Asociados) RMR = > 60 GSI = > 70 Co = > 40 MPa Em=5000-10000 MPa

Elementos Consecuentes (Acciones a tomar) Concreto Proyectado (5–10 cm) (Eventual) Pernos L = 3 – 5 m (Eventuales o Sistemáticos) Concreto Proyectado (10 – 20 cm) Pernos (L= 4 -6 m) (dens. 1-2/ m2) (o, alt. : Costillas IPN 140-200) Ygual a la Clase ‘c’ + Armado del frente (y del estrados) (Eventual) Concreto Proyectado (20 – 30 cm) Costillas IPN 200-300 + Armado del frente (y del extrados) + Pernos integrativos (Eventuales) (o Recalificación preventiva) Concreto proyectado (30 cm) Costillas IPN 300 + Armado del frente (y del extrados) + Presostenimiento (Eventual) + Pernos integrativos (Eventuales) (o Recalificación preventiva)

FSc = 25(Co H ) exp[(GSI − 100 ) / 6]

2

FSf = 0.3 + 80(Co H ) exp[(GSI − 100 ) 14 ] + 600 (Co H ) exp[(GSI − 100 ) / 6]

FSf << 1 FSc << 1

FSf < 1 FSc < 1 (Rp/Ro > 4)

FSf > 1 FSc >1 (Rp/Ro = 1) FSf > 1 FSc < 1 (Rp/Ro = 1-2) FSf ≈ 1 FSc < 1 (Rp/Ro = 2-4)

Elementos Determinantes (Discriminantorios)

H es la cobertura en metros - Ro es el radio equivalente del túnel - Rp es el radio plástico - Co es la compresión uniaxial en MPa δo es la deformación radial al frente (como % del radio del túnel) y el principal elemento definitoriode la clase de comportamiento

FSc: Factor de Seguridad en la cavidad = f (H,Co,GSI) =

FSf:

− −

c

e

− −

a–b

− −

− − −

Clases de Comportamiento de la Excavación

CLASES DE COMPORTAMIENTO Y ESTABILIZACIÓN DE LA EXCAVACIÓN

derrumbes del frente. La deformación radial en el frente resulta, como orden de magnitud, entre 0,5 y 1% del radio del túnel (Ro).

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 (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 tanto la posibilidad de utilizar exclusivamente técnicas de contraste pasivo, o por el contrario la necesidad de aplicar conjuntamente intervenciones de carácter conservativo y mejorativo.

En efectos, es muy probable que las acciones de estabilización puedan concretizarse con la 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 vidrioresina con el objeto de rigidizarlo lo suficiente para permitir 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 más críticas, dentro de esta clase de comportamiento “d”, la consolidación del frente mediante elementos de vidrioresina se podrá extender en el inmediato estrados del perímetro de la excavación, mediante la colocación de una serie de elementos de vidrioresina periféricos y algo inclinados respecto al eje del túnel para de tal manera afectar, con la acción mecánica 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 alrededor de la excavación y en consecuencia limitar 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 deformativos, 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 muy 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 muy útil una intervención mejorativa de consolidación preventiva del núcleo con elementos resistentes de vidrioresina conectados al macizo rocoso mediante inyecciones de mezclas de cemento, previamente a la instalación de un soporte primario muy pesado eventualmente integrado con la aplicación de elementos radiales de recalificación del macizo rocoso cuya densidad y longitud dependerán esencialmente del comportamiento deformacional del macizo rocoso alrededor de la excavación. Tales elementos radiales podrán también ser constituidos por vidrioresina, o podrán ser guayas 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 inmediatas cercanías del frente de excavación, con el objeto de limitar 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.

FSf - FSc

)

)

FSc = 25(Co H ) exp[(GSI − 100 ) / 6]

2

FSf = 0.3 + 80(Co H ) exp[(GSI − 100 ) 14 ] + 600 (Co H ) exp[(GSI − 100 ) / 6]

FSc = 0.25 s (Co H ) Asumiendo H en m y Co en MPa y con mi 10 m = 10 exp[(GSI-100) 14] s = exp[(GSI-100) 6]

FSf = 0.3 + 0.08m(Co/H) + 0.06 s(Co/H) 2

FSc = Co s 4 H

FSf = 1.25 H + mCo1.25 H + sCo 2 4 H

(

H = cobertura de la excavación

P0 = Pr esión geoestática natural ( 2.5 H)

St = 1.6 P0 ; Pc = 0.5 P0 en el frente ; Pc = 0 en lacavidad

St = Esfuerzo medio en las paredes de excavación Pc = Pr esión de confinamiento en las paredes de excavación C 0 = resistencia a la compreción del material ro cos o

FS = S1 S 3 = Pc + mCoPc + sCo 2 St

(

Según el criterio de Hoek y Brown, puede definirse el factor de seguridad:

EXCAVACIÓN:

FÓRMULAS APROXIMADAS DE LOS ELEMENTOS DISCRIMINATORIOS DE LAS CLASES DE COMPORTAMIENTO DE LA

Clase de Comportamiento f: La clase de comportamiento 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 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 geoestructurales y hidrogeológicas, la necesidad de intervenciones de preconfinamiento, presoporte o de mejoramiento en avance, o eventualmente una oportuna combinación de dichos métodos. Debido a la reducida capacidad portante de los terrenos, el sistema de contraste de primera fase contemplará además adecuadas soluciones técnicas complementarias (por ejemplo, costillas con apoyo 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 como la definición y tipología de las intervenciones de consolidación de la roca se podrán detallar solamente en fase constructiva mediante la atenta observación y constante monitoreo del comportamiento efectivo de la excavación, pueden preliminarmente introducirse algunas herramientas de análisis aproximado, con el objetivo de predecir el comportamiento 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 comportamiento de la excavación previamente definidas (de “a” hasta “f”), aquellos elementos que puedan resultar suficientemente “discriminatorios” de las diferentes situaciones, aunque también será igualmente útil identificar para cada clase, aquellos elementos que pueden considerarse como “asociados” aunque no discriminatorios por sí mismos.

Naturalmente el cuadro se deberá completar con la identificación de las posibles medidas 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 elementos “caracterizantes” en cada caso, son la estabilidad del frente y la estabilidad de la cavidad. Estos elementos definitorios a su vez dependen de la compleja interacción entre varias componentes, principalmente: el estado de solicitaciones naturales (cobertura en primera aproximación), la competencia mecánica de los materiales constituyentes el macizo rocoso (en primera aproximación la resistencia a la compresión uniaxial) y la macroestructura del macizo rocoso (anisotropía, fracturación, plegamiento, alteración, etc.) para cuantificar la cual, en primera 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, respectivamente 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 combinación de estos factores de seguridad cuales elementos “discriminatorios” de las diferentes clases de comportamiento de la excavación, según tales valores resulten mayores 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 forma de rangos, incluyendo finalmente de manera muy esquemática, indicaciones sobre los posibles soportes y las posibles eventuales intervenciones de consolidación a utilizar en cada clase.

Conclusiones Persiguiendo el objetivo de utilizar el concepto de clase de comportamiento 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 frente (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 procedimiento ilustrado permite, de una manera simple aunque aproximada, prever en fase de proyecto las clases de comportamiento a esperar así como las probables intervenciones de estabilización necesarias y luego, durante la construcción, permite 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 como ilustra la tabla gráfica, para una misma calidad geomecánica del macizo rocoso (GSI), es posible que la excavación tenga un comportamiento 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 necesariamente directa y unívoca dependencia, muchas veces equivocadamente supuesta, entre la calidad geomecánica del macizo rocoso (por ejemplo su RMR) y el comportamiento de la excavación, muchos menos si se tratara de la relación inversa igualmente a veces (incorrectamente) ventilada: calidad geomecánica del macizo 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. .

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 términos generales esta moderna técnica de presoporte y preconsolidación de los terrenos, utilizada para la excavación mecanizada 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 micropilotes y de los elementos en vidrioresina de armadura 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 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" 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 experimentando (esencialmente en Italia) en la construcción de túneles de grandes diámetros en terrenos especialmente difíciles en condiciones críticas en relación con la estabilidad de la excavación, una técnica de preconsolidación o de conformación de un presostenimiento del terreno adyacente a la excavación, que bien se puede definir como la técnica de un moderno "marchavanti" (del término italiano "marciare avanti": marchar adelante), toda vez que resulta natural y casi inevitable la asociación de ideas con aquella técnica minera que fue clásica y tradicional en el arte tunelero de todo el mundo, que consiste en hacer preceder el frente la excavación en terrenos especialmente inestables, por la hinca en el perímetro 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 metros, en una operación extremadamente lenta y dificultosa, prácticamente 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 llamar "Umbrella Arch", (arco protector), se caracteriza por su aplicación en túneles de gran diámetro y por permitir la excavación semimecanizada casi a sección completa y sobre tramos de avance que pueden alcanzar hasta la docena de metros.

Lo anterior se logra mediante el uso de elementos, generalmente tubulares metálicos, que se ponen en obra en fase de avance, más allá del estrados de la excavación, introduciéndolos dentro de perforaciones especialmente ejecutadas con gran longitud y precisa orientación, integrándose, además, tal operación con inyecciones 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 últimos años, ha dado lugar a un gran número de aplicaciones con constantes mejoras en su ejecución a consecuencia bien sea de los progresos tecnológicos alcanzados sobre las máquinas perforadoras y sobre las metodología de inyecciones, bien sea de la experiencia acumulada hasta alcanzar la actual sistemática aplicación en condiciones geológicas y geotécnicas muy diferentes entre sí: desde las 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 mitad de los años 70 como técnica de excavación para túneles en condiciones difíciles, muy a menudo en áreas urbanas.

La más antigua referencia bibliográfica encontrada que relata una técnica constructiva bastante próxima 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 método en los siguientes términos, 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 (beyond these values, allowable deflections might be exceeded). The tubes are driven in short lengths by rotation and lubricated by betonitecement 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 más o menos extendidamente la técnica del arco protector, y en su trabajo describen con detalle siete de estos quince casos, tres de los cuales relativos 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 embebidos dentro de una columna previamente inyectada de carato, aumentando notablemente la eficiencia mecánica del arco; inclusive en unos casos, solamente las columnas "jet grouting" por sí, constituían el elemento estructural, sin ser reforzadas con el tubo o siendo a veces armadas simplemente con una barra metálica para garantizar su continuidad estructural y para prevenir desprendimientos accidentales de pedazos de columnas de concreto durante la excavación. Los

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 distintos principios de la técnica del "jet grouting" en las obras subterráneas, refiere del túnel ferrocarrilero "Campiolo" 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), presentado 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 técnica del "Umbrella Arch", respectivamente por: Barla Ceppi y otros y Pelizza y otros. En Caracas, en octubre de 1990, al Tercer Congreso Suramericano de Mecánica de Rocas, Grasso y otros presentaron un trabajo relativo al uso de la técnica del arco protector mediante "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 cabo un encuentro técnico científico internacional, del 18 al 20 de marzo, 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 años de experiencias en el uso del método del arco protector al estilo "marchavanti" e incluye una tabla (figura 3) resumen de diez ejemplos de túneles excavados con el método del "Umbrella 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 máximos 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 últimos dos (llegando a Cúa) que son el Pitahaya 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 cuarzosericíticas, las cuarcitas son micáceas y los mármoles son laminados.

Las condiciones físicas de los macizos rocosos van de roca muy meteorizada o moderadamente meteorizada en correspondencia de las coberturas menores (hasta 30 – 100 m) a roca poco meteorizada o fresca bajo las coberturas superiores a los 100 m, 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 (2-3) metros de espesor.

Los túneles Pitahaya y Mume, de aproximadamente 500 m y 200 m de longitud respectivamente y coberturas máximas del orden de los 50 m, se ubican entre Charallave y Cúa, en un ambiente geológico cuyo subsuelo lo conforman los esquistos arcillo-arenosos de la Formación 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 martillos demoledores hasta tanto la resistencia a la compresión uniaxial de las rocas no supera limites del orden de los 300 Kg/cm² y luego haciendo recurso a las voladuras de las rocas. El soporte primario está constituido por costillas metálicas IPN300, IPN200 e IPN140, colocadas aisladamente o en pares, separadas de un mínimo 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 comportamiento más criticas en relación 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 micropilotes, eventualmente integrado con elementos (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 esquema típico del presoporte y preconsolidación con frecuencia empleado en la excavación de los túneles del ferrocarril Caracas – Cúa en condiciones de clara criticidad y de potencial inestabilidad, 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 elementos de presoporte (micropilotes subhorizontales dispuestos en arco troncocónico) y de los de preconsolidación (elementos longitudinales horizontales de vidrioresina en el frente) así como de los complementarios (micropilotes laterales subhorizontales y subverticales), es variable dependiendo de las condiciones geomecánicas específicas de cada situación:

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Los micropilotes subhorizontales de 12 m de longitud dispuestos en arco troncocónico, se colocan con separación entre sí que va de un mínimo de 30 cm hasta un máximo de 60 cm, a veces variable para una misma sección entre centro de bóveda y periferia de la misma, determinando una cantidad de elementos de entre 25 y 40 según el caso, para cada sección de intervención.

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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.

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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 variable 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, manteniendo de tal forma 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.

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 .archaeological site” Toronto 1989

material under an

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 Tarvisio 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 perforazione 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

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 participa actualmente en los proyectos de varios importantes túneles hidráulicos, en Costa Rica, Chile, Panamá 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.