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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: ƒ ƒ ƒ ƒ ƒ

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.

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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-Cúa (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

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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: [email protected] 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.

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Este objetivo se alcanza colocando un filtro asociado a un sub-dren, justo en el contacto entre el anillo y la losa de fondo, lo cual evidentemente implica la eliminación temporal de la misma y su sucesiva reposición. El filtro en cuestión está constituido por un geo-compuesto que presenta la peculiaridad de ser permeable o hidrófilo desde una cara (la cara 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

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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 (ε60). 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%