MANUALDISEÑOTUNELESSCT2016
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera 2 0 1 6
Lic. Gerardo Ruiz Esparza Secretario
Lic. Raúl Murrieta Cummings Subsecretario de Infraestructura
Ing. Clemente Poon Hung Director General de Servicios Técnicos
Este Manual puede consultarse en la página web de la Dirección General de Servicios Técnicos:
www.dgst.sct.gob.mx Secretaría de Comunicaciones y Transportes Subsecretaría de Infraestructura Dirección General de Servicios Técnicos Av. Coyoacán No. 1895 Col. Acacias Delegación Benito Juárez 03240 México, D.F.
Primera edición 2016
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Índice Capítulo 1. Introducción Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo 2.1. Trazo en planta y perfil 2.1.1. Topografía. 2.1.2. Delimitación del área de estudio 2.1.3. Grado de precisión 2.1.4. Levantamiento topográfico de detalle para diseño de portales y obras exteriores (cuartos o edificios de control) 2.1.5. Replanteo en campo previo a la construcción 2.1.6. Criterios generales para seleccionar túnel contra tajo 2.1.7. Criterios generales para la definición de los emportalamientos
2.2. Perfil longitudinal 2.2.1. Perfil del terreno
2.3. Sección transversal 2.3.1. Gálibos horizontal y vertical 2.3.2. Criterios generales para la configuración geométrica de la sección 2.3.2.1. Evolución de la calzada en función del trazo y su influencia en la definición de la sección interior 2.3.2.2. Definición del ancho de calzada 2.3.2.3. Acotamientos 2.3.2.4. Banquetas 2.3.3. Sección geométrica para túneles en carreteras Tipo A2 2.3.3.1. Túneles de longitud menor a 500 m 2.3.3.2. Túneles de longitud mayor a 500 m 2.3.4. Sección geométrica para túneles en carretera Tipo A4 2.3.5. Sección geométrica para túneles en carretera Tipo A4 S 2.3.5.1. Túneles de longitud menor a 500 m 2.3.5.2. Túneles de longitud mayor a 500 m
2.3.6. Sección tipo en túneles con contrabóveda 2.3.7. Zapatas del revestimiento y juntas de construcción 2.3.8. Faja separadora central 2.3.9. Área para instalaciones 2.3.10. Bahías de emergencia 2.3.10.1. Criterios generales para la ubicación de bahías de emergencia 2.3.11. Túneles de escape o de emergencia 2.3.12. Galerías de conexión
Índice
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Índice Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración 3.1. Introducción 3.2. Recopilación y análisis de información existente 3.3. Geología regional 3.4. Geología local 3.4.1. Levantamiento geológico de detalle
3.5. Prospección geofísica 3.5.1. Método Sísmico 3.5.2. Métodos Eléctricos 3.5.2.1. Sondeos Eléctricos Verticales (SEV) 3.5.2.2. Calicatas Eléctricas 3.5.2.3. Dipolo-dipolo o pseudosecciones 3.5.2.4. Métodos electromagnéticos 3.5.2.5. Geofísica en el interior de sondeos
3.6. Exploración directa 3.6.1. Sondeos exploratorios
Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar 4.1. Introducción 4.2. Caracterización de la roca matriz en función de su resistencia 4.2.1. Ensayos de laboratorio para rocas 4.2.2. Tipos de comportamiento 4.2.3. Sistemas de clasificación ingenieril para la roca matriz 4.2.4. Integración de resultados del estudio de resistencia de la roca matriz
4.3. Clasificaciones geomecánicas 4.3.1. RQD (Deere, 1966) 4.3.2. Clasificación RMR (Bieniawski, 1989) 4.3.3. Sistema NGI (Q) 4.3.4. Geological strength index, GSI (Hoek, 1985) 4.3.5. Consideraciones sobre el empleo de clasificaciones geomecánicas
4.4. Estimación de los parámetros de deformabilidad y resistencia del macizo rocoso 4.4.1. Estimación de las propiedades de deformabilidad del macizo, Em y nm 4.4.1.1. Correlación entre Q , RMR y GSI
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Índice
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Índice 4.4.1.2. Correlación entre calidad y módulo de Young 4.4.1.3. Coeficiente de Poisson, nm
4.4.2. Ley de resistencia del macizo rocoso según el criterio de Hoek y Brown 4.4.2.1. Estimación de parámetros del criterio de rotura de Hoek-Brown para el macizo rocoso 4.4.2.2. Parámetros de Mohr-Coulomb para el macizo rocoso a partir del criterio de Hoek y Brown 4.4.2.3. Parámetros de resistencia para el macizo rocoso a partir de datos experimentales 4.4.2.4. Consideraciones finales sobre los parámetros de resistencia del macizo.
4.5. Modelos geomecánicos 4.5.1. Parte geológica-geomorfológica 4.5.1.1. Topografía 4.5.1.2. Litología y estructura geológica: 4.5.1.3. Esfuerzos In Situ 4.5.2. Parte geométrica y constructiva 4.5.2.1. Geometría 4.5.2.2. Modelación de las fases y etapas de excavación y sostenimiento 4.5.3. Parte constitutiva
4.6. Consideraciones geotécnicas para la definición de procedimientos constructivos 4.6.1. Recomendaciones derivadas de las clasificaciones geomecánicas 4.6.2. Definición de Unidades y Condiciones Geotécnicas 4.6.3. Definición de procedimientos constructivos para distintas condiciones geotécnicas 4.6.4. Recomendaciones constructivas para las distintas condiciones geotécnicas 4.6.5. Secciones tipo de sostenimiento y procedimientos de excavación
4.7. Conclusiones
Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso 5.1. Criterios para la definición geométrica de los portales 5.2. Definición geológica y geotécnica de las excavaciones 5.3. Modelos geomecánicos de los taludes 5.4. Métodos analíticos de cálculo de la estabilidad 5.4.1. Roturas planas 5.4.2. Roturas en cuña Índice
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Índice 5.4.3. Rotura circular 5.4.4. Inestabilidad por vuelco de bloques 5.4.5. Resistencia al corte de las discontinuidades 5.4.5.1. Módulo de Mohr-Coulomb 5.4.5.2. Modelo de Patton 5.4.5.3. Modelo de Barton
5.5. Tratamientos de estabilización 5.5.1. Medidas de estabilización 5.5.2. Medidas de protección superficial 5.5.3. Medidas de drenaje 5.5.4. Elementos estructurales resistentes 5.5.5. Muros y elementos de contención
5.6. Diseño de los tratamientos 5.6.1. Cálculo de anclajes pasivos 5.6.2. Cálculo de anclajes activos
5.7. Diseño estético y paisajístico
Capítulo 6. ANÁLISIS DE EXCAVACIONES 6.1. Introducción 6.2. Generalidades y definiciones 6.2.1. Consideraciones previas a los análisis y los diseños 6.2.2. Selección de los criterios de cálculo 6.2.3. Cálculo numérico 6.2.3.1. Modelización de las fases y etapas de excavación y sostenimiento 6.2.3.2. Parte constitutiva 6.2.3.3. Medios continuos, discontinuos y continuo-equivalentes 6.2.3.4. Modelos continuos en medios no estructurados 6.2.3.5. Modelos de medio continuo equivalente 6.2.3.6. Modelos discontinuos 6.2.3.7. Métodos discretos vs continuo equivalente 6.2.4. Modelización de la excavación de acuerdo a la naturaleza litológica del terreno
6.3. Análisis para distintas condiciones de respuesta del medio 6.3.1. Presiones activas o de montaña 6.3.1.1. Consideraciones básicas para el análisis bajo presiones de montaña 6.3.2. Excavaciones en túneles sujetos a presiones de aflojamiento 4
Índice
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Índice 6.3.3. Túneles en roca fluyente 6.3.3.1. Consideraciones empíricas 6.3.4. Túneles en materiales expansivos 6.3.4.1. Fenomenología 6.3.4.2. Tipos de expansividad 6.3.5. Túneles sujetos a desprendimiento de bloques o cuñas 6.3.5.1. Representación estereográfica de las cuñas y/o bloques potencialmente inestables 6.3.5.2. Formulación para los análisis de estabilidad del túnel 6.3.5.3. Determinación de las propiedades de las discontinuidades 6.3.5.4. Análisis de sensibilidad
6.4. Modelos de cálculo tenso-deformacional 6.4.1. Generalidades 6.4.2. Simulación del estado inicial de esfuerzos 6.4.3. Análisis de las distintas etapas constructivas 6.4.3.1. Análisis en 2D. Criterios para la simulación de la excavación y el efecto del avance del frente en la colocación y el desempeño de los sostenimientos 6.4.3.2. Avance de la excavación y el sostenimiento 6.4.4. Ejemplo de análisis tenso-deformacional de un túnel carretero 6.4.4.1. Caracterización geológico-geotécnica 6.4.4.2. Procedimiento constructivo 6.4.4.3. Primera aproximación: modelización en dos dimensiones 6.4.4.4. Modelización en tres dimensiones
Capítulo 7. Métodos de excavación 7.1. Introducción 7.2. Consideraciones para la selección del método de excavación 7.3. Definición de fases y secuencias de excavación 7.4. Excavación mediante el uso de explosivos 7.4.1. Generalidades 7.4.2. Procedimiento 7.4.3. Maquinaria de perforación 7.4.3.1. Martillos manuales 7.4.3.2. Jumbos 7.4.3.3. Track–drill e hidro-track 7.4.3.4. Canastilla de servicios 7.4.3.5. Accesorios de perforación
Índice
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Índice 7.4.4. Explosivos, iniciadores y accesorios 7.4.5. Cálculo de parámetros 7.4.6. Control de vibraciones 7.4.6.1. Proceso para la obtención del permiso para el uso y manejo de explosivos 7.4.6.2. Funcionamiento de los explosivos 7.4.6.3. Monitoreo 7.4.6.4. Criterios de seguridad
7.5. Excavación mecánica 7.5.1. Martillos hidráulicos pesados 7.5.2. Pistola Neumática 7.5.3. Rozadoras 7.5.4. Máquinas de precorte 7.5.5. Máquina tuneladoras 7.5.5.1. Tuneleras para roca
7.6. Extracción de material producto de la excavación 7.6.1. Generalidades 7.6.2. Equipos para carga y retiro de material 7.6.2.1. Pala excavadora 7.6.2.2. Cargador frontal 7.6.2.3. Cargador LHD 7.6.2.4. Cintas Transportadoras 7.6.2.5. Retiro de material con ferrocarril
Capítulo 8. Sistemas de sostenimiento 8.1. Generalidades y definiciones 8.1.1. Generalidades 8.1.2. Definiciones
8.2. Tipos y clasificación de sostenimientos 8.2.1. Concepto de auto-sostenimiento o auto-soporte 8.2.2. Tipos de sostenimientos 8.2.3. Clasificación de sostenimientos
8.3. Concreto lanzado 8.3.1. Generalidades 8.3.1.1. Concreto lanzado reforzado con malla electrosoldada 8.3.1.2. Concreto lanzado reforzado con fibras 8.3.2. Ventajas del concreto lanzado y requerimientos de diseño 8.3.2.1. Ventajas 8.3.2.2. Requerimientos de diseño 6
Índice
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Índice 8.3.3. Sistemas de aplicación 8.3.4. Propiedades de los materiales 8.3.4.1. La mezcla de concreto 8.3.4.2. Malla electrosoldada 8.3.4.3. Fibras de acero 8.3.4.4. Fibras sintéticas 8.3.4.5. Aditivos 8.3.5. Dosificaciones típicas para el concreto lanzado 8.3.6. Equipos de lanzado 8.3.6.1. Aplicación manual 8.3.6.2. Robots de lanzado
8.4. Anclas tensadas y anclas de fricción 8.4.1. Introducción 8.4.2. Ventajas de utilización 8.4.3. Sistema de anclaje por fricción 8.4.3.1. Elementos de anclaje 8.4.3.2. Tipos de fijación 8.4.4. Sistemas de anclaje activo 8.4.5. Propiedades de los materiales 8.4.5.1. Generales 8.4.5.2. Barras de fibra de vidrio 8.4.5.3. Resinas 8.4.5.4. Anclas auto-perforantes 8.4.5.5. Pernos tipo Swellex 8.4.5.6. Pernos tipo Split-Set
8.5. Marcos metálicos 8.5.1. Introducción 8.5.2. Tipologías y consideraciones de diseño 8.5.2.1. Perfiles estructurales tradicionales 8.5.2.2. Perfiles TH 8.5.2.3. Marcos de celosía 8.5.3. Otras tipologías 8.5.4. Propiedades de los materiales 8.5.4.1. Perfiles estructurales 8.5.4.2. Conexiones
8.6. Sistemas de enfilaje frontal 8.6.1. Generalidades 8.6.2. Tipologías 8.6.2.1. Paraguas ligeros 8.6.2.2. Paraguas pesados Índice
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Índice 8.6.2.3. Paraguas de Jet-Grouting
8.6.3. Propiedades de los materiales 8.6.3.1. Lechadas de cemento 8.6.3.2. Barras de refuerzo (varillas) 8.6.3.3. Micropilotes
8.7. Concreto colado in situ 8.7.1. Generalidades 8.7.2. Propiedades de los materiales 8.7.3.1. Concreto 8.7.3.2. Acero de refuerzo
Capítulo 9. Análisis y diseño estructural de los sistemas de sostenimiento 9.1. Generalidades y definiciones 9.2. Modelización de los diferentes tipos de estructuras 9.2.1. Modelos para la simulación de conexiones 9.2.2. Elementos tipo barra 9.2.3. Modelos estructurales para el cálculo de elementos continuos de concreto 9.2.3.1. Elementos tipo placa 9.2.3.2. Elementos tipo cascarón 9.2.3.3. Elementos tipo viga 9.2.4. Modelización de elementos de reforzamiento del terreno 9.2.5. Modelización de elementos estructurales para anclas de fricción 9.2.6. Modelización de elementos estructurales para marcos metálicos y puntales 9.2.7. Modelización de elementos estructurales para micropilotes 9.2.8. Modelización de estructuras de concreto mediante elementos de medio continuo 9.2.9. Condiciones de carga y frontera para el análisis de los elementos de soporte
9.3. Presiones y cargas del terreno sobre el soporte y elementos de estabilización y reforzamiento del medio 9.3.1. Presiones de montaña 9.3.2. Cargas de aflojamiento 9.3.2.1. Determinación de las presiones de aflojamiento mediante métodos empíricos 9.3.2.2. Consideraciones sobre los métodos empíricos de estimación de las presiones de aflojamiento 9.3.2.3. Técnicas de análisis 8
Índice
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Índice 9.3.3. Presiones de hinchamiento 9.3.3.1. Criterios de diseño 9.3.4. Presiones por roca fluyente 9.3.5. Cargas por desprendimiento de cuñas
9.4. Análisis y diseño estructural 9.4.1. Criterios generales 9.4.2. Análisis y diseño estructural de elementos de concreto lanzado 9.4.2.1. Consideraciones sobre la modelización del concreto lanzado 9.4.2.2. Capacidad estructural del concreto lanzado 9.4.2.3. Mecanismos de interacción del concreto lanzado 9.4.2.4. Concreto lanzado con malla electrosoldada 9.4.2.5. Concreto lanzado con fibras de acero 9.4.2.5.1. Estados límite de servicio de agrietamiento 9.4.3. Análisis y diseño estructural de marcos metálicos 9.4.3.1. Consideraciones generales 9.4.3.2. Análisis por cargas de aflojamiento 9.4.3.3. Cargas por desprendimiento de cuñas 9.4.3.4. Conclusiones de los análisis y el diseño de los marcos metálicos 9.4.4. Análisis y diseño estructural de elementos de concreto colado in situ (Revestimientos) 9.4.4.1. Consideraciones preliminares 9.4.4.2. Metodología básica 9.4.4.3. Concreto simple 9.4.4.4. Concreto armado 9.4.4.5. Secciones compuestas 9.4.5. Análisis y diseño estructural de sistemas de enfilaje frontal 9.4.5.1. Consideraciones de cálculo y diseño 9.4.5.2. Estados límite: Cálculo analítico de micropilotes 9.4.5.3. Diseño estructural
Capítulo 10. Túneles falsos y boquillas 10.1. Introducción 10.2. Consideraciones básicas para determinar su longitud 10.3. Análisis y diseño estructural 10.3.1. Aspectos físicos a considerar en los análisis 10.3.1.1. Interacción terreno-estructura 10.3.1.2. Condiciones estáticas 10.3.1.3. Cargas en el sistema estructural 10.3.1.4. Efectos Geométricos 10.3.1.5. Efectos que induce el procedimiento constructivo Índice
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Índice 10.3.2. Modelización y análisis 10.3.2.1. Condiciones de contorno 10.3.2.2. La estructura de la bóveda, su rigidez y representación en el modelo de elementos finitos 10.3.2.3. El material de relleno, sus propiedades de deformabilidad y resistencia 10.3.2.4. Efectos no lineales 10.3.2.5. Módulo de elasticidad del relleno lateral compactado 10.3.2.6. Módulo de Poisson (n) 10.3.2.7. Ángulo de fricción interna del relleno lateral compactado (f) 10.3.2.8. Presión lateral del relleno sobre el túnel falso 10.3.2.9. Especificaciones para los rellenos 10.3.2.10. Estructura del túnel falso 10.3.2.11. Modelo para cálculo 10.3.2.12. Análisis estructural 10.3.2.13. Estudio de sensibilidad 10.3.3. Revisión estructural 10.3.4. Resultados
10.4. Conclusiones
Capítulo 11. Revestimiento definitivo y acabados 11.1. Introducción 11.2. Revestimiento definitivo 11.2.1. Criterios estructurales 11.2.2. Concreto colado reforzado con varillas 11.2.3. Concreto colado reforzado con fibra 11.2.4. Concreto colado sin acero de refuerzo 11.2.5. Concreto lanzado como revestimiento definitivo 11.2.6. Elementos prefabricados (Dovelas) 11.2.7. Paneles
11.3. Apariencia y acabados 11.3.1. Concreto hidráulico 11.3.2. Concreto lanzado 11.3.3. Paneles de acero esmaltado 11.3.4. Pinturas cerámicas
Capítulo 12. Drenaje e impermeabilización 12.1. Sistema de impermeabilización 12.1.1. Requisitos del sistema de impermeabilización 10
Índice
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Índice 12.2. Geotextil 12.2.1. Características 12.2.2. Instalación
12.3. Geomembrana 12.3.1. Características 12.3.2. Propiedades 12.3.3. Instalación 12.3.4. Otros elementos del sistema 12.3.5. Pruebas de hermeticidad
12.4. Drenaje interior 12.4.1. Drenes en túnel 12.4.2. Subdrenaje incluyendo pozos de visita 12.4.2.1. Pozos de visita 12.4.2.2. Bocas de tormenta
12.5. Drenaje exterior 12.5.1. Cunetas y contracunetas en portales 12.5.1.1. Cunetas 12.4.1.2. Contracunetas 12.5.2. Lavaderos en portales 12.5.3. Alcantarillas 12.5.4. Drenes profundos en taludes
Capítulo 13. Seguimiento técnico y auscultación 13.1. Introducción 13.2. Objetivo 13.3. Interacción entre las partes involucradas en la obra 13.4. Actividades del seguimiento técnico durante la construcción de túneles 13.5. Descripción de las actividades 13.5.1. Integración y análisis del expediente de la Constructora, de los estudios y proyecto constructivo del túnel 13.5.2. Verificación topográfica de los tajos de acceso y de los soportes de estabilización, incluyendo en su caso las adecuaciones al proyecto que se requieran 13.5.3. Seccionamiento de la excavación y confrontación de la geometría y los aspectos geotécnicos relevantes de las secciones excavadas del túnel 13.5.4. Cartografía geológica y caracterización geotécnica durante la excavación del túnel y obras de acceso Índice
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Índice 13.5.5. Verificación y seguimiento en obra del suministro y colocación de los sistemas de excavación, soporte y sostenimiento (enfilaje, concreto lanzado, anclas, marcos, etc.). Incluye soluciones a problemas que se presenten durante la construcción 13.5.6. Verificación, integración e interpretación de las mediciones de comportamiento de las excavaciones del túnel y obras de acceso 13.5.6.1. En obras a cielo abierto 13.5.6.2. Integración e interpretación de la instrumentación y mediciones en el interior del túnel 13.5.7. Verificación de la construcción del drenaje, del revestimiento definitivo del túnel, túneles falsos y pavimento 13.5.8. Recopilación, revisión y procesamiento de los datos de los ensayes de laboratorio 13.5.9. Elaboración de planos de obra “as built”
Capítulo 14. Control de calidad 14.1. Introducción 14.2. Generalidades 14.3. Control de calidad 14.4. Jefe de la unidad de aseguramiento de la calidad de obra 14.5. Características de los materiales 14.5.1. Terracerías 14.5.2. Estructuras 14.5.2.1. Control de calidad de concreto lanzado 14.5.2.2. Control de calidad de concreto hidráulico. 14.5.2.3. Control de calidad de acero de refuerzo 14.5.2.4. Control de calidad de acero estructural 14.5.3. Materiales para obras de Drenaje y Subdrenaje 14.5.4. Materiales para obras de pavimentos
14.6. Métodos de muestreo y prueba de materiales 14.6.1. Suelos y materiales para terracerías 14.6.1.1. Muestreo de Materiales para Terracerías 14.6.1.2. Clasificación de Fragmentos de Roca y Suelos 14.6.1.3. Secado, Disgregado y Cuarto de Muestras 14.6.1.4. Agua 14.6.1.5. Densidades Relativas y Absorción 14.6.1.6. Granulometría de Materiales Compactables para Terracerías 14.6.1.7. Límites de Consistencia 14.6.1.8. Masas Volumétricas y Coeficientes de Variación Volumétrica
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Índice
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Índice 14.6.1.9. Compactación AASHTO 14.6.1.10. Valor Soporte de California (CBR) y Expansión (Exp) en Laboratorio 14.6.1.11. Valor Soporte de California (CBR) en el lugar
14.6.2. Materiales para estructuras 14.6.2.1. Muestreo de Cemento Portland 14.6.2.2. Muestreo de Concreto Hidráulico 14.6.2.3. Revenimiento de Concreto Hidráulico 14.6.2.4. Resistencias a la compresión simple de cilindros de concreto 14.6.2.5. Superficie de Rodamiento (Índice de Perfil) 14.6.3. Materiales para señalamiento y dispositivos de seguridad
14.7. Ensayos de laboratorio 14.8. Análisis y criterios estadísticos de control de calidad 14.8.1. Causas de variación en las características por controlar 14.8.2. Proceso bajo control estadístico 14.8.3. Proceso fuera de control estadístico 14.8.4. Análisis estadísticos
14.9. Informes de control de calidad 14.9.1. Requisitos que debe cumplir un informe de control de calidad 14.9.2. Tipos de informes de control de calidad 14.9.3. Informes de control de calidad
14.10. Cartas de control de calidad
Capítulo 15. Iluminación 15.1. Introducción 15.2. Definiciones relacionadas con el alumbrado de túneles 15.3. Túnel, tipos y clasificación 15.3.1. Clasificación de túneles 15.3.2. Instalaciones en túneles 15.4. Alumbrado 15.4.1. Características y zonas del túnel 15.4.1.1. Composición del tráfico
15.5. Recomendaciones importantes 15.6. Distancia en túneles largos y cortos 15.7. Sistemas de alumbrado 15.7.1. Alumbrado simétrico 15.7.2. Alumbrado a “contraflujo” (CBL) 15.7.3. Alumbrado a favor del flujo Índice
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Índice 15.8. Aspectos comunes de distintos métodos de diseño 15.8.1. Efecto Flicker o parpadeo 15.8.2. Limitación del deslumbramiento 15.8.3. Control de alumbrado
15.9. Términos relacionados con el tráfico 15.9.1. Velocidad de diseño 15.9.2. Densidad de tráfico
15.10. Tránsito y geometría de la calzada 15.10.1. Tránsito 15.10.2. Túneles divididos y no divididos
15.11. Problemática visual en los túneles 15.11.1. Efecto Visual 15.11.2. Fenómenos visuales 15.11.2.1. Efecto de adaptación 15.11.2.2. Fenómeno de inducción 15.11.2.3. Luminancia de velo 15.11.2.4. El aspecto del campo de visión en función de la orientación geográfica del túnel 15.11.2.5. Distancia mínima de seguridad de frenado (DMSF)
15.12. Alumbrado de túneles largos 15.13. Alumbrado artificial de túneles cortos 15.14. Señales de tráfico 15.15. Método para determinar la luminancia en las diferentes zonas al interior del túnel 15.15.1. Método aproximado 15.15.2. Método más exacto 15.15.3. Método de L20 ponderado con el tráfico
15.15.3.1. Clases de túneles 15.15.3.2. Determinación de la luminancia de umbral Lth. 15.15.3.3. Longitud de la zona de umbral y de transición 15.15.3.4. Determinación de la luminancia en la zona interior del túnel 15.15.3.5. La zona de salida 15.15.3.6. Uniformidades de luminancia 15.15.3.7. Alumbrado nocturno
15.16. Decisión sobre la iluminación o no de túneles cortos 15.17. Influencia sobre el porcentaje de visión a través 15.18. Método alternativo o simplificado 15.19. Publicación CIE No. 88:2004
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Índice
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Índice Capítulo 16. Ventilación 16.1. Generalidades 16.2. Alcance de la ventilación natural 16.3. Diseño del sistema de ventilación 16.4. Sistemas de ventilación 16.4.1. Ventilación natural 16.4.2. Ventilación Longitudinal 16.4.3. Ventilación semitransversal 16.4.4. Ventilación transversal 16.4.5. Cuartos técnicos
16.5. Sistema de ventilación en caso de incendio 16.5.1. Comportamiento del humo en el interior de un túnel 16.5.2. La seguridad ante un incendio 16.5.3. Extracción del humo en un incendio 16.5.4. Recomendaciones de la Asociación Internacional Permanente de los congresos de carreteras (P.I.A.R.C.) sobre ventilación transversal 16.5.5. Ámbito Normativo
16.6. Ventilación de emergencia 16.6.1. Generalidades 16.6.2. Control de humo 16.6.3. Objetivos del diseño 16.6.4. Bases del diseño
16.7. Ensayos en túneles 16.7.1. Ensayo sin humos 16.7.2. Ensayos con humos 16.7.2.1. Ensayo de humo frío 16.7.2.2. Ensayo de humo caliente
Capítulo 17. Sistemas de seguridad y control 17.1. Introducción 17.2. Sistemas de seguridad en túneles 17.2.1. Instalaciones generales 17.2.2. Factores geométricos 17.2.3. Longitud del túnel 17.2.4. Número de cuerpos y número de carriles 17.2.5. Gálibo vertical y horizontal 17.2.6. Bahías de emergencia Índice
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Índice 17.2.7. Galerías de conexión y salidas de emergencia
17.3. Equipamiento de túneles 17.3.1. Iluminación 17.3.2. Sistema de extracción de humos 17.3.3. Ventilación 17.3.4. Detección de incendios 17.3.5. Estaciones de emergencia 17.3.6. Postes de emergencia (postes SOS) 17.3.7. Abastecimiento de agua
17.4. Señalamiento en túneles 17.4.1. Señalamiento Horizontal 17.4.1.1. Señalamiento horizontal para túneles en carreteras tipo A2 17.4.1.2. Señalamiento horizontal para túneles en carreteras tipo A4 17.4.1.3. Señalamiento horizontal para túneles en carreteras tipo A4S 17.4.1.4. Señalamiento horizontal en aproximación a bahía de emergencia 17.4.2. Señalamiento vertical 17.4.2.1. Señales preventivas 17.4.2.1.1. Señal SP-6 Curva 17.4.2.1.2. Señal OD-12 Indicadores de curvas peligrosas 17.4.2.2. Señales restrictivas 17.4.2.2.1. Señal SR-15 Altura libre restringida (Gálibo) 17.4.2.2.2. Señal SR-18 Prohibido rebasar 17.4.2.2.3. Señal SR-9 Velocidad 17.4.2.3. Señales informativas 17.4.2.3.1. Señal Nombre del túnel 17.4.2.3.2. Señales “Conserve su carril” y “Túnel próximo encienda sus luces” 17.4.2.3.3. Señal Bahía de emergencia 17.4.2.3.4. Señal Salida a Galería de conexión 17.4.2.3.5. Señal extintor y SOS. 17.4.3. Paneles de señalamiento y mensajes variables
17.5. Radio 17.6. Centro de control 17.7. Sistemas de vigilancia 17.7.1. Sistemas de Televisión de Circuito Cerrado (CCTV) 17.7.2. Registros 17.7.3. Detección de Incendios
17.8. Emergencias 16
Índice
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Índice 17.9. Equipos para el cierre del túnel 17.10. Sistemas de comunicación 17.11. Incidencias 17.11.1. Sistema de Detección Automática de Incidentes (DAI)
17.12. Suministro de electricidad de emergencia 17.13. Resistencia a los equipos de fuego 17.14. Factores de protección contra fuego y de seguridad humana contra incendios 17.15. REQUERIMIENTOS MÍNIMOS DE PROTECCIÓN CONTRA EL FUEGO
Capítulo 18. Seguridad e higiene en la obra 18.1. Introducción 18.2. Generalidades 18.3. Medidas preventivas comunes para cualquier sistema de ejecución de túneles 18.3.1. Gafetes de identificación 18.3.2. Control de acceso al túnel y visitas al mismo 18.3.3. Señalización 18.3.4. Iluminación durante la construcción 18.3.5. Iluminación de emergencia 18.3.6. Ventilación durante la construcción 18.3.7. Circulación en obra 18.3.8. Telefonía 18.3.9. Protección contra incendios 18.3.10. Servicios de drenaje y servicios sanitarios 18.3.11. Medidas de seguridad en el frente de excavación 18.3.12. Otros elementos de protección y seguridad 18.3.13. Mediciones de sustancias tóxicas 18.3.14. Equipos de protección individual (EPI’s) 18.4. Medidas preventivas 18.4.1. Durante los trabajos de perforación 18.4.2. Durante los trabajos de preparación para la voladura
18.5. Higiene y planes de emergencia 18.5.1. Contaminantes físicos 18.5.2. Contaminantes químicos 18.5.3. Plan de autoprotección y emergencia 18.5.4. Primeros auxilios Índice
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Índice Capítulo 19. Operación y mantenimiento 19.1. Generalidades 19.2. El manual de operación 19.3. Plan general de operación 19.3.1. Objetivos 19.3.2. Actividades
19.4. Planes parciales 19.4.1. Plan de Operaciones Normales (P.O.N.) 19.4.2. Plan de Emergencia Interior (P.E.I.) 19.4.3. Plan de Mantenimiento (P.M.) 19.4.3.1. Tipos de mantenimiento 19.4.3.2. Organización del mantenimiento 19.4.3.3. Recursos asociados al plan de mantenimiento 19.4.3.4. Procedimientos de mantenimiento 19.4.3.5. Ejecución de los trabajos 19.4.4. Plan de implantación y seguimiento 19.4.4.1. Objetivos del plan de implantación y seguimiento
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Índice
Capítulo 1.
Introducción
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Capítulo 1. Introducción
Túnel Carretera Durango - Mazatlán
Contexto de los túneles de carretera en México Los primeros túneles de carretera que se construyeron en México fueron: el ubicado en la antigua carretera federal de México-Acapulco, que se encuentra en el Cañón del Zopilote y data de alrededor de 1930; un pequeño túnel en la carretera de Xilitla, San Luis Potosí, que unía esta población con el camino nacional México-Laredo y que fue inaugurado en 1936; otro muy corto en la carretera de Cuetzalan, Puebla, destruido a finales de los años cincuenta y el mítico túnel de Ogarrio, inaugurado en 1901, pero que funcionó con tranvía hasta 1908, luego con carretones tirados por bestias hasta 1950 en que dio paso a los primeros vehículos motorizados a la ciudad de Real de Catorce. Más reciente fue la construcción del túnel de acceso a la hidroeléctrica de Chicoasén (1979), con unos 600 m de longitud, excavado en roca caliza sin revestir. A principios de los años 80 se construyó el túnel carretero del libramiento de la ciudad de Puerto Vallarta de unos 450 m de longitud aproximadamente. Poco después se realizaron las primeras obras subterráneas de carretera realmente importantes de México; el verdadero inicio de la Era de los Túneles Carreteros en México puede datarse en esta misma década, con los túneles de la Autopista México-Toluca, aunque dicho inicio haya sido muy incipiente. Aquellas obras estuvieron ligadas a la construcción de las modernas autopistas de cuota que requirieron especificaciones rigurosas de trazo y en su construcción ya se aplicaron técnicas modernas de excavación, soporte, mediciones y análisis numéricos. Capítulo 1. Introducción
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Más tarde, entre 1989 y 1993 se construyeron 3 importantes túneles en la autopista CuernavacaAcapulco; Tierra Colorada (400 m de longitud), Agua de Obispo (450 m de longitud) y los Querendes. Este último, aunque muy corto (100 m.) fue, sin embargo, el túnel de carretera de mayor sección construido hasta entonces en México (y posiblemente en el mundo), con un área transversal de cerca de 200 m2, un claro de 22 m y altura cercana a los 14 m. Este túnel cuenta con cuatro carriles de circulación más banquetas. Con la construcción de esta obra además se rompió con el tabú de que el “mínimo techo para construir un túnel debería de ser tres veces el claro”. En este caso el techo o cobertura era de solo 15 m. Unos años más tarde se concluyó la construcción del túnel carretero de acceso a Acapulco, conocido como el Maxitúnel, de casi 3 km de longitud, con una sección para alojar tres carriles. Destacan también los túneles de La Esperanza, en las Cumbres de Maltrata, Veracruz y el del Tigre, en la carretera Morelia-Lázaro Cárdenas, ambos construidos en la década de los noventa, así como los túneles de la carretera Arriaga-Tierra y Libertad en Chiapas, un poco posteriores; y finalmente el túnel de la carretera Amozoc-Perote (2008). En años recientes, en un periodo de 6 años se planeó, proyectó y realizó la construcción de 69 túneles con una longitud total de 26.4 km, destacando las autopistas Durango-Mazatlán y MéxicoTuxpan. La Autopista Durango-Mazatlán es uno de los proyectos carreteros más ambiciosos y técnicamente complejos de la historia reciente de México. Con sus 61 túneles, entre ellos, El Sinaloense de 2,795 m y el único que cuenta con una galería de emergencia con salidas de conexión y equipado con todos los sistemas de seguridad; esta obra, supuso un reto para la ingeniería mexicana, no sólo por la complejidad de las formaciones geológicas de la Sierra Madre Occidental en la que se ubica, sino por lo que significó en su momento la integración de criterios de diseño, secciones geométricas y procedimientos constructivos. No obstante lo anterior y a pesar de que la totalidad de los estudios y proyectos se realizó en un periodo de 6 años, durante la construcción y, con base en un riguroso seguimiento geológico– geotécnico llevado a cabo durante la construcción de los túneles, se efectuaron adecuaciones y mejoras a los proyectos, debido, entre otras cosas a: la geología real que resultó; las distintas técnicas constructivas y maquinaria empleadas por las múltiples empresas contratistas involucradas y por último, a las nuevas tecnologías que fueron implementadas gradualmente durante su construcción. Asimismo, en la carretera México–Tuxpan, tramo Nuevo Necaxa-Ávila Camacho, que cruza la Sierra Madre Oriental al norte del Estado de Puebla, para vencer ese reto, se construyeron 6 túneles gemelos, con más de 8 km de longitud, equipados también con sistemas de control y supervisión, sistemas de ventilación y contra-incendio y sistemas de comunicación. Actualmente se construye el proyecto vial denominado “Escénica Alterna de Acapulco”, que incluye el que será el túnel carretero más largo de México, cuya longitud es de 3,188 m y que comunicará la bahía de Acapulco con la zona de Punta Diamante.
El Manual de Diseño y Construcción de Túneles de Carretera Tomando en cuenta la gran cantidad de túneles que se han construido en nuestro país, sin contar con una Normativa o una guía propia, la Secretaría de Comunicaciones y Transportes a través de la Dirección General de Servicios Técnicos, dentro de su plan de actividades, juzgó conveniente y necesario llevar a cabo la elaboración de un Manual que contemple los criterios técnicos relacionados con la planeación, proyecto, construcción, mantenimiento y operación de túneles de carretera en México. El Manual tiene por objeto guiar y uniformizar los criterios de proyecto y ejecución de un gran número de túneles que será necesario construir en México durante los próximos años, debido a 2
Capítulo 1. Introducción
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
la creciente demanda de nuevas y mejores carreteras. La accidentada topografía de algunas zonas de nuestro país, hace necesario contemplar soluciones de trazado en túnel. Este tipo de obras contribuyen a dotar al país de una red de carreteras y autopistas de altas especificaciones y estándares de seguridad de nivel mundial. La elaboración del Manual fue encargada a Consultec Ingenieros Asociados, S.C., y ha sido revisada por un grupo de ingenieros especialistas de la Dirección General de Servicios Técnicos y de la Dirección General de Carreteras, apoyados y asesorados por la Asociación Mexicana de Ingeniería de Túneles y Obras Subterráneas, A.C. En este Manual se ha recopilado toda la información disponible hasta el momento en materia de túneles de carretera. Asimismo, en los distintos capítulos que lo componen, se describen rigurosamente los métodos y las técnicas más modernas que hoy en día son empleados tanto en proyecto como en la construcción de este tipo de obras. El tema es muy amplio y abarca contribuciones de varias ramas de la ingeniería civil aplicables a esta clase de infraestructuras. Proyecto geométrico, geología, geotecnia, diseño, métodos de excavación, tipos de sostenimientos, sistemas de iluminación, ventilación, seguridad y control así como aspectos de operación y mantenimiento son tratados ampliamente a lo largo de este trabajo. El manual se ha dividido en 19 capítulos, agrupados en cuatro partes: la primera corresponde al análisis, diseño y proyecto de túneles de carretera, tratando los temas relativos a: trazado y definición de la sección tipo; los estudios geológicos y la exploración, la integración geotécnica y el diseño preliminar; el proyecto de los tajos de acceso, el análisis y diseño geotécnicos, los métodos de excavación y los sistemas de sostenimiento; el revestimiento, los túneles falsos y las obras complementarias. La segunda parte se refiere a la ejecución, a los aspectos tecnológicos o puramente prácticos de la construcción, con capítulos dedicados al seguimiento técnico durante la obra, temas específicos de control de calidad de los materiales empleados, así como a cuestiones de seguridad e higiene en obra. La tercera parte está dedicada a las instalaciones, tratando temas relacionados con los sistemas de iluminación, ventilación, de seguridad y control de los túneles de carretera; finalmente, la cuarta parte corresponde a un capítulo dedicado a la operación y el mantenimiento. Dentro del amplio espectro de túneles para fines de transporte de vehículos motorizados, el presente Manual se ha centrado preferentemente en aquellos construidos en zonas montañosas o de lomerío, túneles que generalmente se excavan en formaciones rocosas y que son de tipo interurbano, de carretera o autopista.
Capítulo 1. Introducción
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
Túnel Pánuco, Carretera Durango - Mazatlán
2.1. Trazo en planta y perfil Los túneles de carretera se diseñan para favorecer el paso continuo y seguro de vehículos motorizados, a través de los obstáculos topográficos que impone la naturaleza al trazado del camino, siendo los más comunes, las montañas. Lo anterior implica que en la mayoría de los casos, los túneles de carretera atraviesan macizos rocosos. Su diseño además de seguro, cómodo y funcional, debe ser estético. Este tipo de obras requiere de características geométricas particulares que obedecen a las necesidades del tráfico vehicular; sus excavaciones, de entre 100 y 140 m² de área, no son ni simples ni tienen la forma y dimensiones convencionales que suelen adoptar otros túneles, (hidráulicos, ferroviarios, etc.). Los túneles de carretera se caracterizan por su trazado y sección, definidos por criterios geométricos de gálibos, pendiente, radio de curvatura y espacios necesarios para instalaciones. El trazado en planta y perfil del túnel dependen de los alineamientos de la carretera y de las características de ésta, con la que tiene que mantener una cierta homogeneidad; estos datos suelen ser más bien parámetros de entrada al diseño de la sección interior. Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
El trazado en planta generalmente viene determinado por el alineamiento horizontal de la carretera y normalmente no puede variarse de forma sustancial. No responde a un planteamiento único, ya que depende de la longitud, ubicación e incidencia sobre las laderas donde se alojan las obras de emportalamiento. El proyecto de trazado de un túnel debe tomar en cuenta ciertas consideraciones importantes respecto a la visibilidad, como evitar su pérdida a la salida, ya que el cambio de las condiciones de luz dificulta la percepción de la vía, pudiendo causar que el conductor disminuya de forma abrupta la velocidad. Por tanto es de suma importancia una buena coordinación entre la orientación del túnel y la iluminación. En el caso de túneles cortos (longitud < 200 m), se recomienda que tengan un trazo en tangente: es conveniente que al entrar pueda verse la salida (la percepción de la luz natural al otro lado ayuda a no tener deslumbramientos) por las siguientes razones: 1) El conductor percibe el cambio de condiciones brevemente (200 m a 80-90 km/h =7 s). 2) El conductor puede percibir la existencia de objetos en la calzada por contraste. Si el túnel es más o menos largo (1,000 a 1,500 m), es importante disponer de curvas en las bocas para evitar el deslumbramiento, facilitando una transición adecuada de las condiciones de luz. Para túneles de más de 1,500 m de longitud, se recomienda disponer de curvas de radios amplios para facilitar una adecuada distancia de visibilidad. Para el diseño del alineamiento vertical del túnel, deben tomarse en cuenta las siguientes consideraciones: a) Una primera condición para un buen alineamiento vertical del túnel es el drenaje, por lo que debe asegurarse una pendiente mínima de 0.5% para desalojar adecuadamente el agua que pueda recibir el túnel. b) Se requiere una pendiente mínima para drenar las aguas procedentes del macizo rocoso que son captadas por el sistema de impermeabilización y conducidas por el colector del túnel hacía el drenaje exterior. c) Evitar curvas verticales, tanto convexas muy pronunciadas que no permitan la visibilidad, como cóncavas que provoquen puntos bajos que obliguen a requerir equipos de bombeo para desalojar el agua acumulada. d) Es conveniente contar con una pendiente longitudinal (entre 2 y 5 %) en túneles bidireccionales, mientras que en unidireccionales, ascendente menor al 2% y descendente menor al 5%. e) Ventilación natural en caso de túneles cortos y, pendientes adecuadas para favorecer un óptimo funcionamiento de la ventilación de los túneles que lo requieran. f) Tipo y composición de vehículos que circularán.
2.1.1. Topografía. La topografía es el elemento más importante para el trazado de un túnel carretero. Es fundamental que la configuración topográfica no tenga errores significativos. Una mala definición del terreno se reflejará en los costos (mal cálculo del movimiento de tierras), o en que durante la obra se requieran cambios en la posición de los portales o en la geometría de los cortes o lo más grave, en un cambio en la longitud del túnel. Además, estos errores pueden llegar a afectar tiempos de ejecución, la construcción de estructuras anexas como puentes, viaductos y terraplenes, así como dañar, casas, edificios, caminos o instalaciones (gasoductos, líneas eléctricas, etc.).
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Al inicio de los trabajos debe realizarse la recopilación de información que proporcione la Secretaría de Comunicaciones y Transportes para iniciar con los trabajos de campo del proyecto. La información consistirá principalmente en la obtención de las plantas de kilómetro1 que contienen el alineamiento horizontal y vertical del camino y del túnel, así como la matematización2 correspondiente. Asimismo se deberá recopilar la información del tipo de carretera, velocidad de proyecto, el transito diario promedio anual (TDPA) y composición vehicular que transitará por la carretera. Con base en la recopilación de la información, deberán realizarse visitas de inspección y reconocimiento al sitio del proyecto con objeto de verificar que la información proporcionada corresponda con la que está planteada en campo. Adicionalmente el proyectista deberá recopilar la información disponible de la zona en estudio, tanto en las diferentes Direcciones de la Secretaría de Comunicaciones y Transportes como en las oficinas del Instituto Nacional de Estadística Geografía e Informática (INEGI) y el Servicio Geológico Mexicano (SGM). Esto es: planos topográficos, geológicos, fotografías aéreas, plantas y perfiles, bancos de nivel, referencias de estudios y todo lo necesario que pudiera ser útil para el proyecto. El levantamiento topográfico (situación actual del sitio) debe incluir altimetría, planimetría y toponimia que servirá de base para la elaboración del anteproyecto del trazado tanto del túnel como de la liga de los accesos, incluyendo los tajos de entrada y salida; deberá apoyarse en el mismo sistema de coordenadas y nivel del eje de la carretera aprobado y trazado en campo, debiendo dejar referencias de ese eje, las cuales se utilizarán posteriormente en el replanteo del proyecto aprobado.
2.1.2. Delimitación del área de estudio El ancho del levantamiento topográfico en planta tendrá como mínimo 125 m a cada lado del eje longitudinal del túnel en proyecto. Para definir el ancho del área de estudio cuando sean túneles gemelos se considerarán los 125 metros para cada lado a partir de cada uno de los ejes. Debe tomarse en cuenta el límite del derecho de vía; en ocasiones está determinado de un lado mayor longitud que del otro, en tal caso el levantamiento topográfico deberá cubrir como mínimo hasta el derecho de vía. Para definir la longitud del levantamiento topográfico se considerarán 100 m a partir de la intersección del terreno con la rasante en cada uno de los accesos del túnel. En caso de que el terreno continúe paralelo o semiparalelo a la rasante, deberán levantarse por lo menos 100 m delante del portal marcado en las plantas de kilómetro. Sí durante el estudio se plantea la posibilidad de mover los portales, en ese caso el levantamiento topográfico deberá cubrir el área necesaria para proyectar los tajos de acceso al túnel.
2.1.3. Grado de precisión La planta topográfica del área definida para elaborar el proyecto, deberá contener la configuración con curvas de nivel a cada 1 m, así como el eje de trazo del camino principal cadeneado a cada 20 m, la localización de caminos secundarios, las referencias del trazo, construcciones aledañas (indicando el tipo de construcción de que se trate), líneas de energía eléctrica, telegráficas y telefónicas, ductos, cercas o muros, caminos, simbología, etc. y todos los datos que se consideren necesarios para la elaboración del proyecto.
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En México se conocen como plantas de kilómetro a los planos (divididos por kilómetro), aprobados por la Secretaría Comunicaciones y Transportes que incluyen la topografía y los alineamientos vertical y horizontal.
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Matematización es la definición matemática de la geometría de los alineamientos, que incluye todos los puntos característicos de las curvas y las rectas, así como radios, ángulos, pendientes, etc.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
2.1.4. Levantamiento topográfico de detalle para diseño de portales y obras exteriores (cuartos o edificios de control) Los portales del túnel suelen ser un componente crítico de la obra debido a que, por lo general, se excavan en las partes más descomprimidas (y de peor calidad) del macizo y/o en zonas de depósitos de talud que incluyen espesores importantes de suelo. Los portales son sin duda las obras más complejas de todo el proyecto. Lo anterior debido a que no se limitarán a la excavación de los tajos de acceso y a la estabilización de sus correspondientes taludes, sino que requerirán de todo un proceso de planeación previo a su definición geométrica, que incluya la disposición óptima de los espacios destinados a albergar las instalaciones de control y en su caso la salida del túnel de escape o emergencia (túneles mayores de 1500 m). Además, los tajos deben estar planeados, cuando sea el caso, para ser compatibles con la obra de un segundo túnel a futuro. Los levantamientos topográficos en las zonas de los portales tienen que contar con un alto nivel de detalle, con curvas de nivel a cada metro y deberán dibujarse secciones transversales considerando, como ya se mencionó, las áreas destinadas a los cuartos o edificios de control.
2.1.5. Replanteo en campo previo a la construcción Antes de iniciar la construcción del túnel se realizará el trazado en campo del eje de proyecto, que consistirá en el replanteo de los puntos principales del alineamiento horizontal (PST, PI, PC, PT, TE, EC, PSCC, CE y ET) y estacas a cada 10 m en los portales y a cada 20 m en túnel, además de los intermedios que se requieran por topografía. La colocación de estacas sobre el terreno del trazo deberá iniciarse fijando en campo la ubicación del eje del proyecto con la finalidad de que pueda comprobarse que no existen obstáculos en el área de construcción, tales que puedan obligar a modificar el trazo. En caso de que no existan obstáculos en el área, se llevará a cabo la colocación de estacas en el eje conforme al proyecto entregado por la SCT; en caso contrario se deberá notificar a la dependencia la problemática en específico. Los datos de trazo del eje de proyecto se reportarán tanto en libretas de campo como en registros de trazo definitivo, donde deberán quedar registrados, con nombre, esviaje y cadenamiento al centímetro, todos los detalles que se encuentren a lo largo y ancho del eje en estudio, tales como vías de comunicación existentes (caminos, carreteras pavimentadas, vías férreas) registrando asimismo su esviaje e igualdades de cadenamiento (operación vs. proyecto); líneas de energía eléctrica con esviaje, voltaje y altura de conductores sobre el terreno; ductos con su diámetro, profundidad y tipo de fluido que conducen; canales, cercas (de alambre y/o piedra), construcciones (tipo y dimensiones); en el caso de los ríos y arroyos se registrará la elevación del N.A.M.E. observado en campo. Se anotará también el régimen de tenencia de la tierra (ejidal, comunal, propiedad privada, etc.), linderos con los nombres de los propietarios y/o posesionarios y límites de la división política (Municipio, Estado). Durante la construcción del túnel, es necesario replantear in situ el trazado del eje a partir de los puntos referenciados, los cuales deberán aparecer dibujados en el Plano Topográfico General. Las referencias del trazo (mojoneras y objetos fijos) deberán ubicarse mediante coordenadas polares (ángulo y distancia). Las referencias (R1) deberán quedar fijas en tornillos de cruz de 4” o varillas de 3/8” ahogados en mojoneras de concreto de 20 cm de diámetro y 40 cm de profundidad; las referencias (R2) se ubicarán en objetos fijos que no se deformen con el tiempo. En las tangentes deberán referenciarse puntos intervisibles distantes 300 m como máximo; en curvas se referenciarán los PI y los puntos inicial y final de cada curva (PC – PT ó TE – ET); cada punto referenciado deberá contar con dos referencias intervisibles.
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Figura 2.1. Planta general y tabla del alineamiento horizontal.
Finalmente, la empresa proyectista, como parte de la información topográfica básica, deberá incluir en los planos del proyecto lo siguiente: a) Dibujo de la planta y el perfil topográficos. b) Secciones transversales a cada 10 m. c) Ubicación de las referencias fijas sobre el terreno. d) Alineamiento vertical y horizontal. e) Ubicación de los portales y la extensión de las zonas de excavación a cielo abierto. f) Elevaciones en planta y en el perfil longitudinal. g) Símbolos de curvas horizontales. h) Coordenadas UTM (o las que la Dependencia determine). i) Norte. j) Flechas indicando la dirección al destino de la carretera o del tramo. k) Tabla de datos de la geometría del alineamiento horizontal. l) Tabla de elevaciones de subrasante y terreno natural para el perfil longitudinal. m) Croquis de ubicación de la subrasante. n) Esquema de las secciones tipo en el interior del túnel y túneles falsos para tangente y curva. o) Croquis de localización. p) Simbología. q) Cuadro de notas. r) Escalas (gráficas y numéricas). Asimismo, deben presentarse planos de secciones transversales que incluyan información sobre: sección del terreno natural, geometría de la calzada, taludes de corte o terraplén, cadenamientos, elevaciones, etcétera. Estas secciones deberán abarcar un área de unos 30 m antes del plano de emportalamiento y 20 m después. En estas secciones deberán plasmarse los tratamientos propuestos en los taludes de los cortes. No es necesario presentar secciones topográficas a lo largo de todo el túnel.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
2.1.6. Criterios generales para seleccionar túnel contra tajo3 Como se mencionó anteriormente, los túneles carreteros se diseñan para favorecer el paso continuo y seguro de vehículos motorizados, a través de los obstáculos topográficos que impone el trazado de una carretera. Por lo tanto, su diseño debe ser básicamente funcional y, hasta donde esto sea posible, estético. Cuando se proyecta una carretera o una autopista, particularmente en zonas montañosas, un dilema común al que se enfrenta el proyectista radica en decidir entre tajos de mediana altura y túneles de regular cobertura. A medida que la altura del terreno natural por encima de la rasante crece, el túnel va volviéndose más atractivo y viceversa, hasta resultar imprescindible, a menos que se modifique el trazo o se eleve la rasante. No hay duda de que, casi en la totalidad de los casos, un tajo de mediana altura resulta más económico que un túnel. Sin embargo, existen muchos argumentos, que con frecuencia se ignoran, que pueden favorecer la decisión de construir un túnel. La construcción de túneles carreteros ha sido considerada tradicionalmente como una empresa fuera de lo común; es decir, una aventura técnica y financiera en la que las incertidumbres que impone la naturaleza llevan consigo riesgos lo suficientemente importantes como para tomarse el tiempo necesario en su planificación, y para no escatimar recursos en investigaciones previas que permitan encontrar las opciones más viables y minimizar las incógnitas. Un aspecto fundamental que conduce a la sustentabilidad de una obra de túnel tiene que ver con los costos de construcción y los operativos. Los costos de la obra, y la posterior inversión en mantenimiento y operación, están directamente relacionados con la calidad de los diseños y con la calidad de la construcción. En obras civiles, el término sustentabilidad (o sostenibilidad) comúnmente se asocia a una serie de técnicas de diseño y construcción orientadas a mitigar impactos ambientales mediante la concepción de infraestructuras respetuosas con el entorno, que además satisfacen las necesidades actuales sin interferir en la capacidad de futuras generaciones en satisfacer las propias. En el diseño de túneles, estos conceptos abarcan no sólo la integración paisajística de la obra en su ambiente natural, sino que se extienden a una concepción racional de ésta, tanto en términos geológicos, geotécnicos y geohidrológicos, como en términos funcionales. Conforme avanza la ingeniería de túneles en nuestro país, menos se sostiene la idea de que, a priori, cuesta más barato construir un corte que un túnel, o que hay que hacer los tajos de acceso lo más largos posible y por lo tanto el túnel lo más corto, porque resulta más barato el metro de tajo que el de túnel. También se han venido abajo “recetas” que antiguamente existían según las cuales, la factibilidad técnica de un túnel dependía de que la cobertura, el recubrimiento o techo de la excavación fuera de cuando menos dos o tres veces el diámetro de la misma. Hoy en día este parámetro ha perdido validez gracias a los avances tecnológicos en materia de obras subterráneas, por lo tanto, lo que generalmente juega un papel importante en la toma de decisiones es el factor económico durante la construcción pero se omiten factores como el mantenimiento, la seguridad a largo plazo y la sostenibilidad ambiental. Derivado de lo anterior y con las experiencias recientemente adquiridas durante la construcción de más de 80 túneles carreteros, resulta conveniente llevar a cabo el proyecto de un túnel de carretera cuando el corte, a lo largo de por lo menos 100 m, tenga una altura promedio mayor a los 30 m; sin embargo habrá casos especiales en los que exista la posibilidad de efectuar un túnel muy corto o un corte mayor a los 30 m y de más de 100 m de longitud, la decisión de túnel o corte, será tomada en función de las condiciones geológico-geotécnicas de cada caso en particular.
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Ref. [5]
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
En la Figura 2.2 se muestra el esquema de alineamiento horizontal comúnmente adoptado, mientras que en la Figura 2.3 se muestra un esquema más moderno, mismo que ha sido adoptado por países desarrollados hace ya más de 30 años y que ha demostrado ser, a la larga, más económico y respetuoso del medio ambiente. Cabe aclarar que el valor “intangible” que tiene una naturaleza bien cuidada no es fácilmente calculable, pero sin duda es muy grande.
Figura 2.2. Esquema adoptado en años recientes.
Figura 2.3. Esquema que debería adoptarse.
2.1.7. Criterios generales para la definición de los emportalamientos La posición de los accesos al túnel se deberán analizar y plantear con varias alternativas, tomando en cuenta el derecho de vía, variando los cadenamientos de entrada y de salida, las pendientes de los taludes en los cortes, adecuando la longitud del túnel por excavar, la de los emboquilles y la de túneles falsos, así como la altura de los cortes. De entre las posibles soluciones analizadas se deberán elegir aquellas que arrojen las condiciones constructivas y de estabilidad más favorables para la obra.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Figura 2.4. Carretera respetuosa del medio ambiente. Ref [2].
Figura 2.5. Tratamiento estético de los emportalamientos. Tomada de Mott MacDonald.
El cadenamiento para la sección de emportalamiento se fijará con base en las condiciones geológicas y geotécnicas anticipadas, en la cobertura juzgada conveniente para favorecer la estabilidad de la excavación y en las condiciones topográficas, de tal forma que no resulten cortes excesivos debidos a la propia irregularidad del terreno. Para la solución definitiva deberá tomarse en cuenta la geometría, la volumetría y la estabilidad de las excavaciones a cielo abierto, así como los tratamientos requeridos en ellos. En todos los casos es recomendable la construcción de túneles falsos, los cuales mejoran la funcionalidad del túnel al evitar el riesgo de caídos de bloques sobre la calzada y disminuir los efectos visuales de atrincheramiento y choque frontal. Además, estos túneles falsos con boquillas constituyen un acabado estético para la obra (Figura 2.5).
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Figura 2.6. Isométrico de un tajo de acceso con boquillas prolongadas, sin y con relleno.
Los caminos de acceso a los portales deberán ser considerados como obras iniciales del túnel. El proyecto de estos caminos deberá tener en cuenta las características requeridas de seguridad para el paso continuo del equipo pesado de construcción que se utilizará en el túnel. No es poco común que los caminos de acceso dañen el terreno donde se construirán los cortes para el emportalamiento. Para definir el trayecto de los caminos de acceso, se deben tomar en cuenta los cortes correspondientes para los tajos de acceso, evitando cruzar de un lado a otro con los caminos pero sobre todo evitar pasar por encima del túnel cerca del talud frontal, para evitar quitarle cobertura en los primeros metros de túnel, sobre todo cuando se trata de túneles con muy poca cobertura.
2.2. Perfil longitudinal El proyecto del túnel deberá contener el perfil del terreno natural por el eje de proyecto, cadenamientos y elevaciones de la subrasante de proyecto, escalas horizontal y vertical indicando estaciones a cada 20 m, y elevaciones a cada 1.0 m, acotando las elevaciones a cada 5 m; flechas indicando los destinos de la carretera en proyecto; estratigrafía del terreno, longitud de túnel excavado, ubicación de portales y túneles falsos.
2.2.1. Perfil del terreno Se verificará el perfil del terreno obtenido directamente en campo mediante nivelación diferencial. La elevación del banco de nivel de arranque se propagará a partir de la elevación de dos bancos de nivel establecidos en la nivelación del eje de trazo del camino troncal. Deberán establecerse dos bancos de nivel, como mínimo, por kilómetro, comprobados a cada 500 m aproximadamente, mediante nivelación diferencial de ida y vuelta, los cuales se ubicarán fuera del derecho de vía y en objetos fijos permanentes que no se deformen con el tiempo. La nivelación del terreno natural por el eje de proyecto consistirá en obtener las elevaciones de las referencias mediante nivelación diferencial en los puntos estacados a cada 20 m así como en los puntos principales del alineamiento horizontal y en los puntos intermedios de quiebre del terreno que presenten desniveles mayores de 0.50 m.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Figura 2.7. Perfil longitudinal.
El banco de nivel deberá numerarse con dos cifras, la primera cifra corresponderá al kilometraje cerrado inmediato posterior a donde se ubica el banco de nivel y la segunda cifra corresponderá al número de orden correspondiente del banco de nivel en ese kilómetro. En canales, arroyos, ríos y embalses se registrará el N.A.M.E. (Nivel de Aguas Máximas Extraordinarias) observado en campo.
2.3. Sección transversal En el dimensionamiento de la sección transversal de un túnel de carretera entran en juego diversos factores: tipo de carretera, ancho necesario para la circulación de los vehículos, ancho de las banquetas, necesidades geométricas de las instalaciones y equipamientos, etc. Con base en lo anterior y de acuerdo con las Normas de Servicios Técnicos de Proyecto Geométrico (Ref. 5), es conveniente enunciar la clasificación de las carreteras de acuerdo a su Tránsito Diario Promedio Anual (TDPA): 1. Tipo A a) Tipo A2 para un TDPA de 3,000 a 5,000 vehículos b) Tipo A4 para un TDPA de 5,000 a 20,000 vehículos 2. Tipo B para un TDPA de 1,500 a 3,000 vehículos 3. Tipo C para un TDPA de 500 a 1,500 vehículos 4. Tipo D para un TDPA de 100 a 500 vehículos 5. Tipo E para un TDPA hasta 100 vehículos Además de las características de la carretera, el diseño de la geometría de la sección suele obedecer a aspectos propios del túnel como la geología, geotecnia, el procedimiento constructivo, etc. Para la definición de las secciones geométricas que a continuación se presentan y que se pretende sirvan como guía para futuros proyectos de túneles de carretera en México, se toman en cuenta los tipos de carretera más comunes, en función de su TDPA y nivel de seguridad, que son las tipo A, B y C. En caso de que se requiera construir un túnel en carreteras tipo D o E, este podrá proyectarse utilizando los mismos criterios establecidos en este manual, pero adaptando la sección para cada caso en particular.
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Nota: Las dimensiones y otras características presentadas en este capítulo están basadas en la experiencia adquirida recientemente en México, durante la construcción de varios túneles, tomando en cuenta también las normas y manuales internacionales existentes, así como las Normas de Servicios Técnicos para Proyecto Geométrico de Carreteras y los criterios definidos en conjunto con la Dirección General de Servicios Técnicos de la Secretaría de Comunicaciones y Transportes.
2.3.1. Gálibos horizontal y vertical El gálibo vertical es la altura mínima permitida para que los vehículos circulen de manera segura en el interior del túnel. En México el gálibo vertical por norma es de 5.5 m. El gálibo horizontal estará en función del ancho de la corona, siendo conveniente dejar un espacio de por lo menos 25 cm con respecto a las banquetas del túnel para minimizar el riesgo de choque de las ruedas con estas estructuras (Figura 2.8).
Figura 2.8. Gálibos vertical y horizontal.
Por su parte, el gálibo vertical siempre deberá medirse perpendicular a la calzada, independientemente de la sobreelevación que ésta adquiera durante las curvas.
2.3.2. Criterios generales para la configuración geométrica de la sección La definición de la sección interior debe de cubrir todas las necesidades geométricas que, de acuerdo con el tipo de carretera que se trate, puedan presentarse en los recorridos en túnel. Dicha definición partirá siempre de la situación más desfavorable que corresponde con la sobreelevación y sobreancho máximos en los tramos curvos. Además, cuando una carretera incluye varios túneles, siempre será conveniente homologar una geometría para toda la obra, ya que esto permite proyectar sostenimientos-tipo, reutilizar cimbras y establecer criterios unificados para todas las instalaciones. Entonces, a partir de las dimensiones máximas de calzada puede fijarse la posición de las banquetas, los gálibos y finalmente los arcos que conformarán la sección. Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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2.3.2.1. Evolución de la calzada en función del trazo y su influencia en la definición de la sección interior Para que la pendiente transversal de la corona pueda evolucionar adecuadamente en las transiciones entre tangentes y curvas es necesario que la sección interior del túnel sea capaz de alojar en su totalidad a los gálibos sin importar la posición que adquieran. La experiencia constructiva ha demostrado que, en todos sentidos, resulta mucho más eficiente mantener una sección única y constante de la bóveda, alineada con un eje vertical, que obligar a que ésta gire en función de la pendiente transversal que va adquiriendo la calzada a lo largo de una curva. La técnica para lograr lo anterior consiste en hacer variar la altura de desplante de las zapatas, así como la distancia entre la esquina interior de la banqueta y la junta de construcción (o junta de colado), tomando como punto de referencia la rasante al centro del eje, para alcanzar la pendiente requerida, además de mantener constantes el ancho de corona y la altura del gálibo. Cabe hacer énfasis en que, cuando el túnel pase por una transición tangente-espiral-circular (o cualquier variante similar) no resulta práctico manejar una evolución del ancho de corona en el interior, ya que esto implicaría variaciones importantes en la geometría de la sección, con sus correspondientes complicaciones técnicas durante el colado del revestimiento. La Figura 2.9 muestra un ejemplo de evolución de la calzada en curva y la forma en que la parte baja del túnel se adapta a ésta. Nótese que la cota de la junta de construcción en las zapatas se mantiene constante.
Figura 2.9. Evolución de la calzada (Pendiente transversal).
Las ventajas más importantes de adoptar esta técnica se listan a continuación: • Se simplifica el control topográfico de las excavaciones durante la obra. • Cuando se colocan marcos metálicos puede definirse una geometría única para la mayor parte de la sección, siendo solo necesario adaptar el tamaño de las patas en las zonas de transición. • Se logra un ahorro importante en volumen de excavación y en materiales de relleno para el pavimento, ya que cuando se tiene un piso de excavación plano en un tramo en curva se requiere una cantidad importante de relleno para conformar la calzada. 12
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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• Cuando el túnel lleva revestimiento definitivo, el hecho de tener que girar la cimbra genera innumerables problemas de alineación, que también pueden causar un mal balance del peso del sistema que ocasione defectos en la forma de la estructura o en las juntas transversales de colado. • Mantener las juntas de construcción entre zapatas y bóveda al mismo nivel siempre facilitará las labores de apoyo de la cimbra, de control topográfico de los colados y de unión estructural, en caso de que haya acero de refuerzo (Figura 2.10).
Nivel de junta constructiva
Figura 2.10. Esquema de una cimbra en calzada inclinada, manteniendo el nivel de la junta constructiva.
2.3.2.2. Definición del ancho de calzada La calzada es la parte de la corona destinada al tránsito de los vehículos. El ancho de los carriles es de 3.50 m para todos los tipos de carretera: A2, A4 y A4S, B y C. El número de carriles debe ser el mismo que en la carretera troncal, de acuerdo con el tipo de vía, la intensidad de tráfico y el nivel de servicio. Los túneles de carretera generalmente tienen dos carriles y en ciertas circunstancias tres. Si fueran necesarios cuatro carriles es preferible la opción de dos túneles paralelos de dos carriles cada uno, ya que las dificultades constructivas crecen debido al aumento del ancho de la excavación. Cabe hacer énfasis en que, si bien en México se han construido ya varios túneles de 4 carriles, esta situación siempre ha obedecido a condicionantes topográficas extremas.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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2.3.2.3. Acotamientos En cuanto a los acotamientos, en México los túneles de carretera se han construido sin considerar su inclusión como parte de la calzada. Lo anterior se debe a factores económicos y de seguridad durante la construcción. Es evidente que al aumentar el ancho de la calzada aumenta no sólo el ancho del túnel sino también su altura; en condiciones geotécnicas difíciles (las cuales casi siempre se presentan, al menos en algunos tramos del trazo), esto repercute en un incremento del riesgo geotécnico con su consecuente necesidad de robustecer los sistemas de sostenimiento. El anterior criterio no es únicamente propio de México. Por ejemplo, en el apartado de “Secciones transversales en túneles” del Ministerio Federal de Tránsito, Construcción y Vivienda de la República Federal Alemana [Ref. 1], se establece que: “La configuración normal en túneles unidireccionales debe ser una sección estándar reducida sin acotamientos” Aunque, también dice que: “… el empleo de acotamientos puede ser justificable bajo ciertas condiciones económicas y de tráfico; en estos casos, los aspectos económicos se refieren a la construcción y costos de operación resultado de la longitud de los túneles o de los costos resultado de congestiones o accidentes; en el proceso de toma de decisiones debe verificarse si la utilidad adicional que resulte de colocar acotamientos supera su costo. Usando los diagramas (disponibles en dicho documento) aplicables a este propósito, puede verse que la decisión de proveer a la calzada de acotamientos sólo puede justificarse bajo condiciones de construcción muy favorables”. La Figura 2.11 muestra un ejemplo de sección transversal de acuerdo con la Normativa Europea.
Figura 2.11. Sección 26-t (sección estándar reducida sin acotamientos) de acuerdo con la Normativa Europea.
Por su parte, en el Manual Técnico de Diseño y Construcción de Túneles de U.S. Department of Transportation, Federal Highway Administration [Ref. 4], de los Estados Unidos puede leerse que: “En cuanto al gálibo, La 5ª edición del Libro Verde de la AASHTO dice que, aunque sería deseable mantener los acotamientos con los mismos anchos que en la calzada a cielo abierto, también reconoce que el costo de proveer al túnel de acotamientos puede ser prohibitivo; la reducción de los acotamientos en túneles es una práctica habitual; en ciertas situaciones, se colocan acotamientos estrechos en uno o los dos lados”. El Libro Verde también recomienda que, en caso de colocarlos, su ancho debe establecerse a partir de un análisis profundo de todos los aspectos involucrados: “cuando por consideraciones económicas o de factibilidad constructiva no resulta realista proveer al túnel de acotamientos, para ayudar en situaciones de congestión o vehículos descompuestos, en túneles largos, es recomendable construir bahías de emergencia”. 14
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En el caso de Noruega, de acuerdo con el Manual de Túneles de Carretera de la Administración Noruega de Carreteras Públicas [Ref. 2], las categorías de túneles, en función del TDPA, se definen mediante la siguiente figura.
Figure 4.1 Tunnel categories. T9.5* applies to trunk road network
Figura 2.12. Categorías de Túneles de acuerdo con la Administración Noruega de Carreteras.
YH
Centre line
Para un caso típico de autopista en México, con un TDPA de 20,000 vehículos, en la Figura 2.12 se catalogaría como F. La nomenclatura 2×T9.5 de la Figura 2.12 quiere decir 2 tubos de 9.5 m de ancho total de la base del túnel (BT), de acuerdo con las dimensiones que se indican en la Figura 2.13. En la tabla de la Figura 2.14 se muestra el resto de las dimensiones y en rojo se marca la del caso equivalente al del TDPA de 20,000. En dicha tabla puede verse además que, para túneles T9.5, el ancho de la superficie de rodamiento es de 7.0 m.
Vertical clearance 4,60 m
RH
R
RV
V
x 2X
YH
YV
x 2
Verge area
Carriageway width B K
Verge area
Total width BT
Figura 2.13. Nomenclatura geométrica de acuerdo con la Administración Noruega de Carreteras
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Figura 2.14. Especificaciones geométricas para varios tipos de túneles carreteros de acuerdo con la Administración Noruega de Carreteras
Por último, la Figura 2.15 muestra la geometría del túnel T9.5. Nótese que la calzada no tiene acotamientos y sólo cuenta con dos espacios de 0.25 m a cada lado, entre los carriles y la banqueta, lo cual corresponde con los túneles típicamente construidos en México.
Figura 2.15. Sección Transversal de un túnel T9.5 de acuerdo con la Administración Noruega de Carreteras.
Por lo anterior y considerando que en túneles largos se proyectan bahías para que en caso de emergencia o avería de algún vehículo, se estacionen o se lleven hasta este sitio; se concluye que para túneles carreteros no se consideren acotamientos.
2.3.2.4. Banquetas Las banquetas se definen como las fajas destinadas a la circulación de peatones en el interior del túnel y están generalmente ubicadas a un nivel superior al de la calzada.
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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En túneles de dos y tres carriles cuya longitud es menor a 500 m, no es muy frecuente el paso de peatones por las banquetas y el uso de éstas se limita a los usuarios de vehículos averiados y a los empleados de mantenimiento. Por ello se considera un ancho de banqueta de 50 cm. En el caso de túneles mayores a 500 m de longitud, sí se considera una circulación más frecuente de peatones; por un lado, al tener más equipamiento, requieren de un mayor número de operaciones de mantenimiento y por el otro, hay más usuarios que transitan hacia salidas de emergencia, bahías, nichos o aparcaderos; por lo anterior estas secciones consideran banquetas de 85 cm de ancho.
Figura 2.16. Sección de túnel con banqueta para tránsito peatonal.
2.3.3. Sección geométrica para túneles en carreteras Tipo A2 2.3.3.1. Túneles de longitud menor a 500 m La geometría de la sección propuesta para este tipo de carretera se define considerando la situación más desfavorable que corresponde a un grado de curvatura de 17°00´, con sobreelevación máxima de 10% y una ampliación de la calzada y la corona que, para una velocidad de proyecto de 50 km/h, es de 1.3 m. La sección propuesta está diseñada para funcionar en sentido bidireccional, con 2 carriles de 3.5 m cada uno en una primera etapa y si el TDPA aumenta; puede funcionar con 3 carriles de 3.5 m cada uno. Al tratarse de túneles que pueden funcionar en sentido bidireccional, la ampliación de la calzada y la corona se repartirá entre los sentidos de circulación (a/2) ubicando la ampliación en el lado interior de la curva del alineamiento horizontal. Siempre será importante mantener constantes tanto el ancho de corona como el gálibo. Para esto, la sección interior debe ser simétrica hasta la junta de colado de las zapatas del revestimiento definitivo conservando un espacio libre de corona de 12.30 m y un gálibo de 5.50 m. En las Figuras 2.17 y 2.18, se muestra una sección transversal cuya línea de intradós está compuesta por tres arcos: uno central de 8.30 m de radio y 96.00° de apertura y dos laterales de 4.26 m de radio y 60.16° de apertura. La parte inferior de los hastiales consiste en segmentos rectos de longitud variable que van desde la junta de colado hasta una banqueta de 50 cm de ancho.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Figura 2.17. Sección tipo en tangente para túnel de sentido bidireccional en carreteras Tipo A2 con longitud menor a 500 m. Línea de intradós.
Figura 2.18. Sección tipo en curva máxima para túneles de sentido bidireccional en carreteras Tipo A2 con longitud menor a 500 m. Línea de intradós.
2.3.3.2. Túneles de longitud mayor a 500 m Para este tipo de carreteras la geometría del túnel es muy similar a la de túneles con longitud menor a 500 m; con la diferencia que, al requerir más operaciones de mantenimiento, contempla una banqueta de 85 cm de ancho. En la Figura 2.19 se muestra una sección, simétrica hasta la junta de colado en el remate de las zapatas, que contiene un espacio libre de corona de 12.30 m y un gálibo de 5.50 m, misma que
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
mantiene constantes los arcos de la bóveda y las paredes en los tramos de tangente y curva (Figura 2.20). La sección transversal, en su línea de intradós está compuesta por tres arcos, uno central de 8.30 m de radio y 96.00° de apertura y dos laterales de 5.05 m de radio y 51.13° de apertura. La parte inferior de los hastiales consiste en segmentos rectos de longitud variable que van desde la junta de colado hasta la banqueta que tiene un ancho de 85 cm.
Figura 2.19. Sección tipo en tangente para túneles carreteras de sentido bidireccional Tipo A2 con longitud mayor a 500m. Línea de intradós.
Figura 2.20. Sección tipo en curva máxima para túneles carreteras Tipo A2 con longitud mayor a 500 m. Línea de intradós.
2.3.4. Sección geométrica para túneles en carretera Tipo A4 Debido a la complejidad técnica y los riesgos que conlleva la excavación de túneles de gran claro (ancho mayor a 20 m) no es recomendable proyectar secciones de 4 carriles. Siempre será más Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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seguro y económico separar las calzadas y construir túneles gemelos de dos carriles. Sin embargo, existen situaciones en las que las condiciones topográficas o la presencia de estructuras importantes en superficie no dejan libre otra alternativa. La geometría del túnel propuesta para este tipo de situaciones se define, al igual que en los tipos anteriores, considerando la situación más desfavorable que, en este caso, corresponde a un grado de curvatura de 7°30´, con sobreelevación máxima de 10% y una ampliación de calzada y corona que, para una velocidad de proyecto de 70 km/h, alcanza 1.7 m. Al tratarse de túneles que funcionan en sentido bidireccional, la ampliación de calzada y corona se reparte entre los sentidos de circulación (a/2) ubicando el sobreancho en el lado interior de la curva del alineamiento horizontal. En las Figuras 2.21 y 2.22 se muestran una sección en tangente y curva, simétrica hasta la junta de colado en las zapatas, que contiene un espacio libre de corona de 18.2 m y un gálibo de 5.50 m.
Figura 2.21. Sección interior en tangente para carretera Tipo A4, con 2 carriles por cuerpo y franja separadora central.
Figura 2.22. Sección interior en curva para carretera Tipo A4, con 2 carriles por cuerpo y franja separadora central.
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
2.3.5. Sección geométrica para túneles en carretera Tipo A4 S Para este tipo de carreteras se diseñan túneles gemelos unidireccionales de 2 o 3 carriles cada uno. Debido a que el área interior es considerablemente menor pueden construirse con más seguridad que una sección de 4 carriles. Esta tipología es la más adecuada para túneles de gran longitud, siempre y cuando se mantengan las medidas de seguridad establecidas para cada caso en específico. CL
Separación entre túneles
8.30
CL
8.30
Figura 2.23. Túneles gemelos para una carretera Tipo A4 S.
Es muy común que, para resolver la operación bidireccional de las carreteras, sin caer en secciones muy grandes o de cuatro carriles, se opte por construir túneles gemelos, para 2 o 3 carriles cada uno, espaciados centro a centro una distancia tal que impida las interferencias en su construcción y que evite que una excavación influya en el comportamiento deformacional de la otra. Existen recomendaciones como la de espaciar los túneles gemelos un mínimo de 2 diámetros, pero muchas veces la topografía impone condicionantes que acaban por definir esta separación. De cualquier forma, la definición de la distancia entre túneles debe venir acompañada por un previo análisis geotécnico que además contemple los procedimientos constructivos.
2.3.5.1. Túneles de longitud menor a 500 m La geometría de la sección propuesta para este tipo de carretera se define considerando la situación más desfavorable que corresponde a un grado de curvatura de 7°30´, con sobreelevación máxima de 10% y una ampliación de la calzada y la corona que, para una velocidad de proyecto de 70 km/h, es de 0.80 m. Al tratarse de túneles que funcionan en sentido unidireccional, la ampliación de la calzada y la corona se ubicará en el lado interior de la curva del alineamiento horizontal. La sección de cada túnel es simétrica hasta la junta de colado en el remate de las zapatas, con un espacio libre de corona de 8.3 m y un gálibo de 5.50 m; los arcos de la bóveda son constantes, así como las paredes en los tramos de tangente y curva. En la Figura 2.24 se muestra una sección transversal cuya línea de intradós está compuesta por tres arcos, uno central de 6.90 m de radio y 60.00° de apertura y dos laterales de 3.90 m de radio y 80.68° de apertura. La parte inferior de los hastiales consiste en segmentos rectos de longitud variable que van desde la junta de colado hasta la banqueta que tiene un ancho de 50 cm. La Figura 2.25 muestra la sección en curva.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Figura 2.24. Sección tipo en tangente para túnel de longitud menor a 500 m, de sentido unidireccional, con 2 carriles en carreteras Tipo A4 S.
Figura 2.25. Sección tipo en curva para túnel de longitud menor a 500 m, de sentido unidireccional, con 2 carriles en carreteras Tipo A4 S.
2.3.5.2. Túneles de longitud mayor a 500 m Por su longitud, al requerir más operaciones de mantenimiento, la geometría propuesta, contempla una banqueta de 85 cm de ancho. En la Figura 2.26 se muestra una sección simétrica hasta la junta de colado, en el remate de la zapatas, que contiene un espacio libre de corona de 8.30 m y un gálibo de 5.50 m. La Figura 2.27 muestra la sección en curva.
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Figura 2.26. Sección tipo en tangente para túnel de longitud mayor 500 m, de sentido unidireccional, con 2 carriles en carreteras tipo A4 S.
Figura 2.27. Sección tipo en curva para túnel de longitud mayor a 500 m, de sentido unidireccional, con 2 carriles en carreteras tipo A4 S.
Figura 2.28. Carretera Tipo A2 de sentido bidireccional en operación.
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Figura 2.29. Carretera Durango-Mazatlán en operación.
2.3.6. Sección tipo en túneles con contrabóveda En casos en los que, por las condiciones geotécnicas, sea necesario el diseño de una sección con contrabóveda, podrán respetarse las secciones anteriormente expuestas y definir la geometría, refuerzo, espesor etc. de la contrabóveda para cada proyecto en particular.
2.3.7. Zapatas del revestimiento y juntas de construcción Para el diseño de las zapatas se tomará en cuenta el espesor de pavimento y del revestimiento definitivo que den como resultado los análisis realizados durante la elaboración del proyecto.
Figura 2.30. Sección tipo de banqueta en túneles con longitud < 500m (tangente y curva máxima).
Figuras 2.31. Sección tipo de banqueta en túneles con longitud > 500m (tangente y curva máxima).
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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2.3.8. Faja separadora central La faja separadora central deberá proyectarse únicamente en carreteras Tipo A4. Las barreras centrales son dispositivos de seguridad que se emplean para dividir los carriles de circulación contraria y su objetivo es incrementar la seguridad de los usuarios al prevenir que los vehículos invadan los carriles inversos. También pueden servir para disipar la energía del impacto en casos de accidente. Normalmente son prefabricadas, de concreto simple o reforzado y también existen las metálicas; en todos los casos deberán cumplir la normativa SCT N-CTR-CAR-1-07-009 y 010.
Figura 2.32. Barra central de concreto. Túnel Baluarte, Carretera Durango-Mazatlán.
2.3.9. Área para instalaciones Al dimensionar la sección del túnel, se debe tener en cuenta la ubicación de las instalaciones. De éstas, la que tiene mayor influencia es la ventilación. Si se trata de ventilación longitudinal debe dejarse un espacio suficiente en la bóveda para los equipos, teniendo en cuenta que su diámetro puede alcanzar los 1.5 m.
Figura 2.33. Sección de túnel con instalaciones.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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La iluminación no requiere demasiado espacio aunque es conveniente colocarla por encima de la altura de gálibo y obedece a un diseño especifico. La señalización vertical suele ubicarse sobre las aceras o por fuera del gálibo. Por otra parte, las canalizaciones para cables y otras instalaciones se suelen colocar bajo las banquetas o adheridas al hastial en bandejas porta-cables.
2.3.10. Bahías de emergencia La parada accidental, por avería o choque de un vehículo en el interior de un túnel, puede producir una perturbación importante en el tráfico o un accidente grave. Tomando en cuenta algunas experiencias y la normativa internacional, en túneles de longitud mayor a 1000 m es necesario diseñar bahías de emergencia que permitan alojar vehículos averiados o con algún otro tipo de incidencia. Dichas bahías pueden hacerse coincidir con las galerías de conexión vehiculares, siempre y cuando estás tengan libre acceso al túnel en caso de emergencia. Las bahías de emergencia se sugiere sean de una longitud efectiva de 50 m, de 3.5 m de carril y espaciadas en distancias no mayores a 800 m por sentido de circulación; se diseñan alternadas para evitar construir una enfrente de otra. En las siguientes figuras se muestran las dimensiones recomendadas para las bahías de emergencia.
Figura 2.34. Sección tipo de bahía de emergencia derecha a línea de intradós.
Figura 2.35. Sección tipo de túnel con bahía de emergencia.
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Figura 2.36. Sección tipo de túnel con bahía de emergencia.
2.3.10.1. Criterios generales para la ubicación de bahías de emergencia La cantidad, distribución y separación de las bahías de emergencia dependerá de la longitud del túnel, de su condición unidireccional o bidireccional y de las necesidades particulares de cada proyecto. Se deberán tomar en cuenta los siguientes criterios para asegurar la funcionalidad de las bahías así como su construcción: • Las primeras bahías de emergencia deberán ubicarse a partir de 400 m de distancia desde los portales. • En el caso de túneles que requieran una sola bahía de emergencia, ésta se ubicará al centro del túnel; sí el túnel es bidireccional, no se diseñaran dos bahías en el mismo cadenamiento ya que la sección de excavación sería demasiado grande. • Las bahías de emergencia que se encuentren en diferentes sentidos de circulación, deberán tener una separación entre ellas de al menos 100 m. • Las bahías podrán ubicarse en los lugares donde existan salidas de emergencia (galerías de conexión), siempre y cuando estas tengan libre acceso al túnel, sin que un vehículo descompuesto obstruya el paso de los vehículos de emergencia o la salida de personas.
Figura 2.37. Distribución de Bahías de emergencia, túnel bidireccional.
Figura 2.38. Bahía de emergencia y galería de conexión, túnel El Sinaloense.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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2.3.11. Túneles de escape o de emergencia En túneles de longitud mayor a 1500 m que no tengan contemplado un túnel paralelo (túnel gemelo) es necesario proyectar un túnel de escape o de emergencia paralelo al túnel de diseño. Las dimensiones de este túnel o galería de escape deberán ser suficientes para permitir el paso de los vehículos de emergencia; además de contar con galerías de conexión las cuales pueden hacerse coincidir con las bahías de emergencia.
Figura 2.39. Sección geométrica y conceptual de túnel de escape (Galería).
Figura 2.40. Planta de túnel de escape (Galería).
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Figura 2.41. Túnel de escape (Galería) del túnel El Sinaloense.
2.3.12. Galerías de conexión En túneles gemelos y en túneles con galería de escape será necesario proyectar galerías de conexión con la finalidad de dar acceso a los vehículos de emergencia o para evacuar personas de manera rápida y eficiente. Las galerías de conexión se diseñarán a una distancia no mayor a los 400m; en caso de túneles gemelos de menos de 500 m de longitud se proyectará al menos una galería de conexión a la mitad del túnel.
Figura 2.42. Sección tipo de galería de conexión en túnel con galería de escape.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Figura 2.43. Galería de conexión del túnel El Sinaloense.
Figura 2.44. Isométrico de galería de conexión para túneles gemelos.
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Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Referencias 1 Brilon, W, Lemke, K, año 2000, Strassenquerschnitte in Tunneln, serie Strassenverkehrstechnik, Volumen 44, ISSN: 0039-2219. 2 http://www.hotandcoolrides.com/wp-content/uploads/2013/03/ forest-beautiful-roads-incredibly-spectacular-landscape.jpg 3 Mott MacDonald. https://www.mottmac.com/transport/highways. 4 Norwegian Public Roads Administration, 2004; Road Tunnels, No. 021 in the series of handbooks, Printed by: NPRA Printing Center, ISBN 82-7207-540-7 5 Sánchez, F. (2014): Ingeniería de Túneles; Reg. # 03-2015-012110003000-1, SEP-INDAUTOR. 6 U.S. Departmet of Transportation. Federal Highway Administration, 2009, Technical Manual for Design and Construction of Road Tunnels-Civil Elements. Publication No. FHWA-NHI-09-010 7 Secretaría de Comunicaciones y Transportes, Libro 2. Normas de Servicios Técnicos. Parte 2.01. Proyecto Geométrico de Carreteras, 1984. 8 Secretaría de Comunicaciones y Transportes. Manual de Proyecto Geométrico de Carreteras, 1991.
Capítulo 2. Diseño del trazo y de la sección tipo
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Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
Rocas calizas, Veracruz. Consultec Ingenieros Asociados, S.C.
3.1. Introducción Los túneles son el tipo de obras de ingeniería que mayor conocimiento geológico del terreno demandan, tanto para ser proyectados como construidos, de forma segura y, en la medida de lo posible, económica. A mayor grado de complejidad geológica del sitio donde será alojado el túnel, mayor será la incertidumbre para el pronóstico de los problemas geológicos esperados y, por lo tanto, la cantidad de estudios de campo y el grado de detalle deberá ser también mayor. Uno de los factores que causa mayores retrasos e incrementos en los costos de la construcción de un túnel, es sin duda la cantidad de situaciones geológicas inesperadas, mismas que, al no haber sido previstas en la campaña de estudios, repercuten directamente en los procedimientos de excavación, los sistemas de sostenimiento, el tipo de maquinaria empleada, etc. Las condiciones que más significativamente influyen en la estabilidad de las obras subterráneas pueden clasificarse como sigue: a) Geológicas: son diversas, como las que se asocian a los diferentes tipos de litología (rocas y/o suelos), condiciones de las discontinuidades, zonas mayores de debilidad como fallas, el grado de alteración de los materiales, etc. Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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b) Hidrogeológicas: la presencia de agua influye sobremanera creando presiones de poro, fuerzas desestabilizadoras de filtración, reducción de la resistencia al corte, aportes de agua indeseables en el interior de la excavación, etc. c) Geotécnicas: se relacionan con el comportamiento mecánico del terreno y están asociadas a la resistencia y deformabilidad de los materiales del terreno. Los problemas de estabilidad, comportamiento e inclusive la falla de un túnel excavado en suelos o roca, estarán relacionados con las propiedades mecánicas e hidráulicas del terreno en el que se construye. Un colapso o una falla local pueden ocurrir por baja resistencia al esfuerzo cortante del terreno, el cual es sometido a un cambio relativamente súbito en su estado natural de esfuerzos inducido por la excavación. La resistencia puede verse comprometida, además, por el grado de alteración en que se encuentra el terreno, sobre todo cuando se trata de materiales poco consolidados y/o cementados. También puede ocurrir una inestabilidad por la presencia de discontinuidades tales como fallas o fracturas que al interceptarse formen bloques con salida hacía la excavación. Problemas muy frecuentes que se presentan durante la excavación de un túnel son debidos al flujo de agua. Los túneles en ocasiones funcionan como un gran dren dentro del macizo rocoso, provocando, desde simples escurrimientos hasta filtraciones de agua a alta presión, dificultando el avance y la estabilización de la excavación o incluso provocando colapsos. La presencia del agua está asociada a los regímenes hidrogeológicos regionales, así como al tipo litología del sitio y su geología estructural; cada tipo de roca tiene estructuras geológicas particulares. Los estudios geológicos, hidrológicos y geotécnicos del terreno deben realizarse adecuadamente para obtener un conocimiento exhaustivo del terreno que será afectado (directa o indirectamente) por la construcción y operación del túnel, incluyendo sus zonas de acceso. El reconocimiento en superficie, se complementará con zanjas, calicatas, sondeos, o estaciones geomecánicas, que deberán extenderse a uno y otro lado del eje en planta del túnel, hasta una distancia tal, que los datos obtenidos puedan servir para correlacionarse con lo que se espera exista en el interior del terreno. Si el terreno es rocoso, se prestará especial atención a la eventual presencia de fallas o discontinuidades importantes, de ámbito regional o local, que pudieran ser cortadas por la perforación del túnel. Debe destacarse asimismo, la presencia de otras anomalías o singularidades estructurales del terreno o medio rocoso, como zonas cársticas o accidentes topográficos importantes. Los estudios se centrarán de forma particularmente importante en las zonas de emportalamiento a modo de determinar con mayor precisión las características del terreno, por lo general más débil en términos geotécnicos, y poder fijar óptimamente el punto de arranque del túnel. La probabilidad de flujo de agua en el terreno es bastante mayor en las zonas bajas de las laderas, por lo que su presencia debe tomarse en cuenta en diferentes aspectos del diseño, construcción y operación de los portales; lo anterior exige un adecuado estudio de las condiciones hidrogeológicas del entorno. La gran variedad de métodos de prospección y ensayos disponibles para determinar las propiedades geotécnicas del terreno implica seleccionar los más adecuados dependiendo de las características del medio por explorar, así como la profundidad e importancia de la obra. Galerías y Pozos de reconocimiento, sondeos mecánicos, zanjas, calicatas, métodos geofísicos, toma de muestras y ensayos de campo o laboratorio, deben ser seleccionados y ubicados óptimamente para obtener una base de datos suficiente para el diseño del túnel. Para el proyecto de un túnel es de suma importancia caracterizar de la forma más completa posible el terreno que lo alojará. El objetivo principal que deben buscar los ingenieros responsables del diseño es el de garantizar la estabilidad y la seguridad de la obra, sin dejar a un lado la economía y la eficiencia. En la medida en que la cantidad y calidad de los estudios sea más completa y de mejor 2
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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calidad, habrá más posibilidades de realizar un proyecto exitoso y viceversa. Lo anterior es necesario, más no suficiente; en los siguientes capítulos de este Manual se abordarán las metodologías de diseño geotécnico, estructural, constructivo y funcional que deben seguirse (partiendo siempre de un adecuado modelo geológico), para conducir el proyecto de un túnel a un resultado satisfactorio. A continuación se describen algunos lineamientos y recomendaciones para llevar a cabo los estudios geológicos y la exploración necesaria para el proyecto ejecutivo de un túnel de carretera.
3.2. Recopilación y análisis de información existente Antes de iniciar con los estudios geológicos y la exploración, una primera aproximación que debe llevarse a cabo es la recopilación y análisis de información existente de la zona en estudio; se recomienda consultar tanto en el sitio del proyecto, como en las oficinas de la Secretaría de Comunicaciones y Transporte (SCT), Instituto Nacional de Estadística Geografía e Informática (INEGI) y el Servicio Geológico Mexicano (SGM). Para llevar a cabo el proyecto de un túnel de carretera, el proyectista deberá consultar en la Secretaría de Comunicaciones y Transportes a través de la Dirección General de Servicios Técnicos, de la Dirección General de Carreteras y de sus centros SCT, ubicados en cada uno de los Estados, toda la información disponible que pudiera ser de utilidad para el proyecto. El Instituto Nacional de Estadística Geografía e Informática (INEGI), es el organismo que tiene la responsabilidad de integrar los sistemas de información estadística y geográfica de México, además de promover y orientar el desarrollo informático en el país. Con la tecnología más avanzada en Sistemas de Información Geográfica, utiliza la fotografía aérea, las imágenes de satélite y los trabajos de especialistas en campo para generar las cartografías básicas con información sobre el medio físico, social y los recursos naturales del país. El proyectista del túnel recopilará toda la información disponible tal como: planos topográficos, bancos de nivel, fotografías aéreas, referencias de estudios que pudieran ser útiles para llevar a cabo el proyecto. El Servicio Geológico Mexicano (SGM), es un organismo que tiene la responsabilidad de explorar detalladamente las riquezas mineras nacionales, así como la de proveer a la industria minera de todos aquellos elementos indispensables para facilitar la exploración, identificación y cuantificación de los recursos minerales del territorio mexicano. Además su misión es generar el conocimiento geológico de México, promover su difusión y su mejor aplicación, que fomente la inversión, la competitividad y el aprovechamiento sustentable de los recursos minerales y naturales no renovables. La geología de todo el país a gran escala está publicada por el SGM, ofreciendo datos de estratigrafía, tectónica, historia geológica, hidrogeología, etc., la cual permite conocer datos importantes como: litología, fallas o pliegues, periodo geológico al que corresponden los materiales, etc. Con base en lo anterior y tomando en cuenta los planos topográficos existentes, el proyectista, antes de iniciar con las campañas de campo y de detalle, deberá ubicar la zona en estudio y consultar los planos, informes y estudios con los que cuente el SGM con objeto de definir preliminarmente los posibles materiales que alojarán el túnel. Por otro lado, si en las proximidades del túnel en proyecto existen otras obras civiles o explotaciones mineras, es probable que cuenten con información geológica, misma que puede servir en la fase de proyecto y que el proyectista deberá recopilar e integrar. Concluida la recopilación y análisis de la información existente de la zona que alojará el nuevo túnel carretero, podrán sentarse las bases para continuar con los estudios de campo y gabinete, mismos que se describen a continuación. Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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3.3. Geología regional A partir de la información obtenida en SCT, INEGI y SGM, en particular de las fotografías aéreas y/o imágenes satelitales (Figura 3.1), de los planos topográficos (Figura 3.2) y cartas geológicas (Figura 3.3) disponibles, debe realizarse un reconocimiento preliminar de la geología regional, describiendo cuidadosamente los principales accidentes y estructuras geológicas que podrían tener importancia e incidencia durante la construcción del túnel. De la Figura 3.1 a la Figura 3.3, se muestran ejemplos de estos análisis.
Figura 3.1. Ejemplos sobre imágenes satelitales de algunos túneles de carretera y su mapeo geológico regional.
Figura 3.2. Ubicación de una serie de túneles sobre una carta topográfica y, mapeo geológico regional sobre fotografías áreas del mismo sitio.
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Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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Mesoproterozoico
Discordancia
Formación Morelos GR CR AN E T ITO ÁC S IC Y G O SU R A N PE O RI DI OR O AL R ITA EO S D CE EL NO
Cretácico Medio
COLUMNA ESTRATIGRÁFICA DE LA REGIÓN DE ACAPULCO, GUERRERO
Supergrupo Acatlán
Figura 3.3. Detalle del mapeo geológico regional sobre Carta Geológico-Minera de SGM y, ejemplo de una columna estratigráfica regional.
3.4. Geología local En esta fase del proyecto, deberán efectuarse los estudios geológicos de detalle que consisten en recorridos de campo para definir unidades litológicas e identificar las formaciones que fueron anticipadas en el estudio geológico regional y para confirmar y ubicar físicamente los posibles accidentes geológicos, tales como fallas, escarpes, etc.; también debe determinarse el grado de alteración y fracturamiento de la roca en superficie, así como la orientación de los planos principales de las discontinuidades. La geología levantada de forma directa en el campo permitirá disponer de un modelo geológico preliminar, que servirá de apoyo para ubicar los sitios donde se efectuarán los estudios geofísicos y las perforaciones exploratorias directas.
3.4.1. Levantamiento geológico de detalle Existen varios tipos de condiciones naturales que pueden generar problemas de inestabilidad al excavar un túnel, como son: la orientación desfavorable de discontinuidades, la orientación desfavorable de los esfuerzos in situ respecto al eje del túnel, el flujo de agua hacia el interior de la excavación a través de fracturas, acuíferos o rocas karstificadas, la formación de bloques inestables por combinación de algunas familias de discontinuidades sobre el contorno abierto del túnel, zonas de debilidad como fallas o alteraciones importantes, suelos débiles, etcétera. La estructura geológica ejerce una gran influencia en la estabilidad del túnel. En general, se considera que las orientaciones de discontinuidades perpendiculares a la dirección de avance del túnel son situaciones muy desfavorables, en especial cuando buzan contrarias a dicho avance. Las discontinuidades se clasifican principalmente en sistemáticas y singulares. Las diaclasas, planos de estratificación y de esquistosidad pertenecen al primer grupo y se presentan prácticamente en todas las rocas, con mayor incidencia en las zonas poco profundas del macizo, donde los procesos de meteorización, circulación de agua y rellenos arcillosos son más frecuentes; dentro del grupo de discontinuidades singulares se encuentran las fallas, las discordancias, los diques, entre otros (González de Vallejo et al., 2002). Las discontinuidades más importantes desde el punto de vista de la estabilidad, son las singulares, ya que estas pueden acumular esfuerzos tectónicos importantes y formar planos principales de rotura cuya resistencia es muy baja. La incidencia de las fallas en la estabilidad de una excavación depende de las características de las mismas, las cuales pueden ser (González de Vallejo et al., 2002): • Una o varias superficies de discontinuidad, planos de despegue o contactos mecánicos entre distintos materiales. Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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• Una zona de espesor variable y de baja resistencia formada por materiales blandos, inestables, plásticos o expansivos. • Fallas caracterizadas por una zona de alta transmisividad hidráulica. En esta etapa del proyecto, con base en la geología regional, se deberá realizar el reconocimiento geológico en campo que consiste en identificar las diferentes unidades litológicas y los datos estructurales de las principales discontinuidades existentes en el macizo rocoso, así como la existencia de estructuras mayores; dicho reconocimiento, se recomienda efectuarlo en la zona del eje del trazo a partir de los afloramientos expuestos en el terreno natural de la ladera donde se emplazará el túnel y en caso de existir, en las cañadas de los arroyos más próximos a los portales del mismo, caminos de acceso y zonas aledañas al túnel. Los recorridos de campo sobre el terreno que alojará al túnel complementan la información que es posible obtener directamente, tomando en consideración la geomorfología de la zona, la hidrogeología superficial y un estudio riguroso de afloramientos rocosos. Los aspectos que deben estudiarse dentro de la hidrogeología son: aportaciones de agua, indicios superficiales de karstificación y presencia de vegetación. El estudio y levantamiento geológico a partir de los afloramientos es muy importante, ya que permite caracterizar la roca superficialmente, y tener una idea de cómo se puede encontrar en profundidad. Debe determinarse con precisión la litología exacta del afloramiento, la descripción y caracterización de las discontinuidades presentes en el macizo rocoso. De la Figura 3.4 a la Figura 3.6, se muestran imágenes de algunos afloramientos y de levantamientos geológico estructural.
Figura 3.4. Vistas de afloramientos de roca durante levantamiento geológico de detalle.
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Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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Figura 3.5. Afloramientos de roca y detalle de las discontinuidades.
Figura 3.6. Levantamiento geológico estructural en discontinuidades.
El estudio de la estabilidad como función de las discontinuidades sistemáticas debe basarse en una rigurosa recolección de datos estructurales representativos y en cantidad suficiente para tratar estadísticamente la información. Debido a que el fracturamiento puede llegar a condicionar las propiedades globales y el comportamiento resistente, deformacional e hidráulico de los macizos rocosos, es de suma importancia que durante los recorridos geológicos de campo se tomen datos estructurales de los diferentes sistemas de discontinuidades tales como: orientación, espaciamiento, persistencia, rugosidad, resistencia de las paredes, apertura, relleno, presencia de agua, con objeto de contar con los elementos necesarios e indispensables para realizar posteriormente las clasificaciones geomecánicas. Algunos de estos parámetros como la rugosidad, resistencia de las paredes, apertura y relleno, determinan el comportamiento mecánico y la resistencia al corte de las discontinuidades. La descripción y medida de estos parámetros se realiza en campo durante el levantamiento geológico estructural. Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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La estabilidad, cuando está regida por la formación de bloques o cuñas, puede estimarse basándose, en un principio, en la caracterización realizada en superficie (y eventualmente a partir de los sondeos), así como en una serie de hipótesis sobre las condiciones que podrían tener las discontinuidades a la profundidad del túnel, mismas deberán verificarse y ajustarse durante la ejecución de la obra. La orientación de una discontinuidad en el espacio queda definida por su buzamiento (o echado) y por la dirección del mismo. La determinación de la orientación medida de cada familia se establece a partir de valores estadísticos y la representación gráfica de las discontinuidades permite una visión general de la geometría de los macizos rocosos. Los diagramas de bloques representan tridimensionalmente la distribución de los planos, y permiten visualizar la orientación de la fracturación con respecto al túnel (Figura 3.7) (González de Vallejo et al., 2002).
Figura 3.7. Representación de las familias de discontinuidades mediante un bloque diagrama. A partir de González de Vallejo et al. (2002).
La orientación de una discontinuidad también puede definirse por su rumbo o dirección (ángulo que forma una línea horizontal trazada sobre el plano de discontinuidad con el norte magnético, midiendo hacia el este) y su buzamiento, debiendo indicar en este caso el sentido del buzamiento (norte, sur, este, oeste). La dirección del plano y la dirección del buzamiento forman un ángulo de 90° (Figura 3.8) (González de Vallejo et al., 2002).
Figura 3.8. Medición de la orientación de discontinuidades. A partir de González de Vallejo et al. (2002).
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Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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A continuación se describen cada una de las propiedades geométricas de las discontinuidades. El espaciamiento, es la distancia media perpendicular entre los planos de discontinuidad de una misma familia; influye en el comportamiento global del macizo rocoso y define el tamaño de los bloques de matriz rocosa que forman las diferentes familias (González de Vallejo et al., 2002). La continuidad o persistencia, es la extensión del plano de discontinuidad; define en gran medida si la matriz rocosa va a estar involucrada o no en los procesos de rotura del macizo rocoso, y en qué grado condiciona los parámetros globales del macizo rocoso (González de Vallejo et al., 2002). La rugosidad de un plano de discontinuidad determina su resistencia al corte, debe tomarse en cuenta que a mayor rugosidad mayor es la resistencia. Asimismo la abertura, es la distancia perpendicular que separa las paredes de la discontinuidad cuando no existe relleno; debe tomarse en cuenta que este parámetro puede sufrir gran variación en diferentes zonas del macizo rocoso, ya que en superficie la abertura puede llegar a tener una magnitud considerable y al aumentar la profundidad se reduce incluso puede llegar a cerrarse (González de Vallejo et al., 2002). El relleno dentro de las discontinuidades influye en el comportamiento. El relleno puede ser de materiales blandos arcillosos, material producto de la meteorización de la roca o con material rocoso de naturaleza distinta a la de las paredes. Las propiedades físicas y mecánicas del relleno, tales como: la resistencia al corte, deformabilidad y permeabilidad, pueden ser muy variables y controlan el comportamiento de la discontinuidad. Es importante tomar en cuenta que si existe o no relleno, las discontinuidades son el camino preferente para las filtraciones de agua en el macizo rocoso y posteriormente, hacía la excavación del túnel (González de Vallejo et al., 2002). Finalmente, la resistencia a compresión simple de la pared de una discontinuidad depende del tipo de matriz rocosa, de la existencia o no de relleno, y del grado de alteración de las paredes, esto influye en la resistencia al corte y en la deformabilidad del plano de discontinuidad. En la Figura 3.9, se muestra un esquema que representa las propiedades geométricas de las discontinuidades (González de Vallejo et al., 2002).
Figura 3.9. Representación esquemática de las propiedades geométricas de las discontinuidades. A partir de González de Vallejo et al. (2002).
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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Una vez efectuado el levantamiento geológico estructural y definidas las características y propiedades de cada una de las discontinuidades del macizo rocoso que alojará al túnel, se realiza la representación gráfica de las diferentes familias de discontinuidades mediante una proyección estereográfica, en la que además, se representan los polos o planos con valores medidos de las diferentes familias (Figura 3.10).
Figura 3.10. Diagrama estereográfico
Es aconsejable medir varias orientaciones de discontinuidades para definir adecuadamente cada familia. El número de medidas dependerá de la extensión de la zona de estudio, de la aleatoriedad de las orientaciones de los planos y del detalle del análisis (González de Vallejo et al., 2002).
3.5. Prospección geofísica Algunos métodos geofísicos son utilizados en los estudios geológico-geotécnicos para túneles de carretera y presentan varias ventajas. En primer lugar, se trata de métodos relativamente económicos, por lo que pueden utilizarse con cierta amplitud. Por otro lado, la obtención de datos en campo y la interpretación de resultados pueden llevarse a cabo en tiempos relativamente cortos; por ultimo son métodos no destructivos, que no suelen requerir caminos de acceso o grandes maniobras para su realización, por lo que no deterioran las zonas donde son utilizados. Dentro de las desventajas que se tienen, son: tienen una precisión menor que los sondeos directos y para su interpretación son necesarios conocimientos específicos, así como una experiencia importante y adecuada tanto de los operadores de los equipos como del personal que interpreta los resultados. Actualmente la exploración geofísica ofrece una variedad amplia de métodos y modalidades: • Métodos Sísmicos • Sísmica de Refracción • Sísmica de Reflexión • Métodos Eléctricos • Sondeos Eléctricos Verticales (SEV) • Calicatas Eléctricas • Dipolo – Dipolo • Potencial Natural
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Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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• Métodos Gravimétricos • Métodos Magnéticos • Métodos Electromagnéticos de Alta Frecuencia Algunas de sus finalidades principales son: a) Determinar los espesores de los diferentes materiales que constituyen el macizo rocoso, así como sus implicaciones estructurales en la zona de excavación del túnel. b) Determinar los tiempos de arribo de las ondas longitudinales “P” y transversales “S” de los diferentes estratos presentes en el subsuelo de los portales tanto de entrada como de salida, con objeto de obtener el espesor del material de baja calidad. c) Correlacionar los espesores, y velocidades de propagación con las características litológicas y geotécnicas de los diferentes paquetes de roca que constituyen la estratigrafía del sitio que alojará el túnel.
3.5.1. Método Sísmico La sísmica de refracción se basa en el estudio de propagación de las ondas sísmicas en el terreno. Estos métodos permiten conocer el grado de compacidad, alteración, fracturamiento, y características del terreno, así como de sus propiedades elásticas. Las ondas sísmicas son producidas artificialmente con el objetivo de definir la velocidad de propagación de las ondas y definir la configuración geológica del subsuelo. La velocidad depende de las propiedades físicas del terreno (composición y propiedades elásticas) y varía cuando pasa de un medio a otro, definiendo superficies de contacto de diferente composición. A lo largo de estas superficies las ondas sufrirán refracción y reflexión (Ley de Snell) tal como se muestra en la Figura 3.11.
Figura 3.11. Trayectorias de ondas sísmicas a través del subsuelo. (a) directa, (b) reflejada, y (c) refractada. Tomada de Hunt, 2005.
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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En la aplicación del método sísmico de refracción se busca conocer el tiempo mínimo que tardan las ondas sísmicas o elásticas en propagarse desde el punto en que se generan mediante una excitación en el terreno, las ondas se propagan y se refractan en los distintos estratos del subsuelo hasta emerger en la superficie, en donde las vibraciones son detectadas por una serie de geófonos cuya distribución en conjunto se conoce como tendido sísmico. Las ondas sísmicas se generan en lugares previamente definidos denominados puntos de tiro (PT) (Figura 3.12). El efecto se logra por medio de un disparo de dinamita o con el impacto de un cuerpo pesado (un golpe de martillo) sobre una placa metálica colocada en la superficie del terreno; ambos elementos (martillo y placa) al entrar en contacto disparan el tren de ondas en el terreno registrándose este instante en el sismógrafo activándose el registro de la señal de los geófonos detectores, que son los elementos transductores que convierten el movimiento vibratorio del terreno en una señal eléctrica que se envía al sismógrafo, el cual finalmente amplifica las señales y las presenta en forma gráfica como sismograma (Figura 3.14).
Figura 3.12. Ubicación de un punto de tiro (PT3) durante la ejecución de un tendido sísmico.
Figura 3.13. Sismógrafo Geometrics ES-3000, laptop y batería utilizados para la ejecución de los tendidos de refracción sísmica.
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Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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Figura 3.14. Sismograma obtenido de distintos geófonos. Tomada de Hunt, 2005.
Una vez obtenidos los sismogramas en campo, se procesa la información que incluye la lectura de los tiempos de los primeros arribos que con las ubicaciones tanto de los puntos de tiro como de los geófonos y con ello se elaboran las gráficas tiempo-distancia (gráficas dromocrónicas) donde el eje de las ordenadas corresponde con los tiempos de arribo de las ondas longitudinales expresadas en milisegundos y el eje de las abscisas corresponde con las separaciones entre geófonos y puntos de tiro (Figura 3.15). La interpretación se realiza a través de estas gráficas en donde se analizan los contrastes de velocidad sísmica aparentes, las cuales corresponden con las condiciones naturales de los materiales del subsuelo; posteriormente se obtienen las velocidades reales y los espesores de cada una de las capas detectadas para formar un modelo geosísmico del sitio, el cual agrupa zonas con características similares de valores de velocidad. El procesamiento, análisis e interpretación de los valores de velocidad obtenidos durante los trabajos de prospección sísmica realizados en campo, dan como resultado los perfiles geosísmicos que se muestran en la Figura 3.19, cuyos valores de velocidad de onda longitudinal se asocian con las diferentes características de alteración, fracturamiento y compacidad de los materiales del subsuelo presentes en el sitio de estudio. Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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Figura 3.15. Esquema de arreglo para método sísmico y gráfica dromocrónica de la prueba. Tomada de Hunt, 2005.
En el proyecto de túneles de carretera, la aplicación más habitual de la sísmica de refracción es en el estudio de los emportalamientos, esto debido a que su profundidad de penetración es limitada; sin embargo, con ellos pueden determinarse de manera bastante precisa las fronteras entre suelo o roca de mala calidad y la roca sana, lo cual coadyuva en la ubicación más conveniente para emportalar el túnel.
3.5.2. Métodos Eléctricos1 Los métodos eléctricos también ofrecen una amplia variedad de modalidades y dispositivos acordes con objetivos específicos. La propiedad eléctrica que se emplea para inferir las características de los materiales del subsuelo en los métodos eléctricos es la resistividad, o su inverso, la conductividad. La resistividad es la oposición de los materiales al paso de la corriente eléctrica. Los materiales en el subsuelo conducen la corriente eléctrica en forma iónica y electródica; en el primer caso la conducción se realiza a través de los fluidos contenidos en los poros de la roca y en el segundo caso la conductividad se realiza por medio de los minerales metálicos. Para fines prácticos se considera que la conducción de la corriente eléctrica en el subsuelo predominantemente es de forma iónica, por lo que la resistividad eléctrica es un parámetro que depende de las condiciones físico - químicas a las que se encuentran sometidas las rocas en el subsuelo, tales como: el grado de saturación, grado de fracturamiento, compacidad entre otras. En la prospección eléctrica lo más común es emplear corriente continua, estableciendo contacto entre los aparatos de medición (transmisor y receptor) y el suelo, protegiéndolos de fenómenos parásitos como la polarización y la resistencia. También es posible utilizar corriente alterna para aprovechar fenómenos de inducción del tipo electromagnético. 1
En el libro Ingeniería Gelológica (González de Vallejo et al., 2002) se incluye una amplia descripción de los métodos de prospección geoeléctrica. Para mayor información sobre dichos métodos, se recomienda la consulta de la citada obra.
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Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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La medida de la resistividad del subsuelo se lleva a cabo en los siguientes pasos (González de Vallejo et al., 2002): 1) Introducción en el terreno de una corriente continua de intensidad I, mediante dos electrodos, denominados A y B, conectados a una fuente de energía. 2) Medida de diferencia de potencial, ΔV, generada por el paso de la corriente entre dos electrodos denominados M y N (Figura 3.16). 3) Cálculo de la resistividad del espesor del terreno afectado por el paso de la corriente.
Figura 3.16. Componentes de un aparato típico de resistividad eléctrica en un arreglo Wenner y curva típica de resistividad. Tomada de Hunt, 2005.
La resistividad para un medio homogéneo, se calcula con la ecuación (3.1). (3.1)
Donde:
ra = Resistividad DV = Diferencia de potencial I = Corriente eléctrica K = Constante que es función del arreglo geométrico Cuando en la ecuación 3.1 se emplean datos de diferencia de potencial y corriente, obtenidos para un medio heterogéneo o parcialmente homogéneo, a la resistividad obtenida se le denomina aparente y es la base para que mediante una serie de procesos pueda obtenerse el espesor y la resistividad real de los materiales del subsuelo. La configuración Schlumberger (Figura 3.17a) es el arreglo más usado, seguido por el Wenner (Figura 3.17b), a través de estos métodos se determina la resistividad eléctrica de los materiales del subsuelo. A continuación se describen algunos métodos eléctricos. Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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Figura 3.17. Configuraciones de arreglos de electrodos para medir la resistividad.
3.5.2.1. Sondeos Eléctricos Verticales (SEV) La aplicación del método resistivo mediante sondeos eléctricos verticales (SEV´s) se realiza con el fin de obtener una correlación de los valores de resistividad y espesores de las diferentes capas del subsuelo, para ello se emplea un dispositivo lineal y simétrico de cuatro electrodos tipo Schlumberger (Figura 3.18). En este arreglo de cuatro electrodos, se integran dos de ellos al circuito de transmisión y dos al circuito de recepción. Los electrodos exteriores A y B constituyen el circuito en la superficie del terreno; la energía eléctrica circula por los materiales del subsuelo en forma tridimensional, creando un campo eléctrico cuyo potencial es medido a través de los electrodos M y N que constituyen el circuito de recepción. El dispositivo electródico Schlumberger considera que los electrodos de potencial M y N se encuentran colocados a una distancia infinitesimal con respecto al centro del dispositivo, sin embargo, para fines prácticos es suficiente colocar, los electrodos M y N, a una distancia menor o igual a la quinta parte de la distancia de separación que existe entre los electrodos A y B; esto permite un mínimo de error en las mediciones. 16
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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El resultado que se obtiene del SEV es la variación de la resistividad, ρa con la profundidad en el punto central del perfil investigado; normalmente estas técnicas se aplican cuando es necesario conocer las características de fracturamiento, contenido de arcilla, nivel freático, o bien la posible saturación de los materiales del subsuelo.
Figura 3.18. Serie de fotos, que muestran actividades durante la ejecución de SEV´S y foto que muestra el resistivímetro y transmisor de corriente eléctrica utilizados.
Figura 3.19. Resultados de exploración geoeléctrica (SEV’S) y sísmica de refracción.
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Mediante el procesamiento, análisis e interpretación de los valores de resistividad obtenidos durante los trabajos de prospección eléctrica realizados en campo, se logran definir unidades geoeléctricas con sus correspondientes subunidades; la representación de los resultados de los sondeos eléctricos verticales generalmente se hace por medio de perfiles geoeléctricos; éstos perfiles muestran la conformación de las unidades geoeléctricas, indicando los espesores y material asociado. En la Figura 3.19, se muestra un plano que resume los resultados del estudio geofísico realizado para un túnel de carretera.
3.5.2.2. Calicatas Eléctricas Para su realización se adopta un dispositivo de tipo Wenner, donde las distancias entre los electrodos son iguales, moviendo lateralmente el dispositivo a lo largo de un perfil seleccionado. De esta manera se detectan las variaciones de resistividad aparente, ρa , a una profundidad aproximadamente constante, las profundidades más habituales de investigación oscilan entre 0 y 50 m.
3.5.2.3. Dipolo-dipolo o pseudosecciones Con este método se sitúa el dipolo MN lateralmente y alineado al dipolo AB. Posteriormente, y manteniendo fijo el dipolo AB, se desplaza sucesivamente el MN, a continuacion, se mueve un paso el dipolo AB y se repite el proceso. El resultado de esta técnica es un perfil de resistividades del terreno o pseudosección (González de Vallejo et al., 2002).
3.5.2.4. Métodos electromagnéticos Son aquellos que estudian la respuesta del terreno cuando se propagan, a través de él, campos electromagnéticos (EM). La gran variedad de generación o detección de estos campos EM, así como la diversidad de sus características dan lugar a un número mayor de técnicas de aplicación que cualquier otro método geofísico. a) Prospección electromagnética en dominio de frecuencias. Consiste en la emisión de impulsos electromagnéticos desde una bobina emisora hasta una receptora situada sobre el terreno. La profundidad de penetración depende de la frecuencia de emisión, que suele oscilar entre rangos de 100 Hz a 10 kHz, y de la distancia entre emisor y receptor. El método operativo consiste en situar un punto emisor y receptor a una cierta distancia (5 a 50 m como norma), e ir desplazándolos a intervalos regulares a lo largo de perfiles. En cada punto de medición, se obtiene un resultado el cual se asigna a cada punto situado a media distancia entre emisor y receptor y a una profundidad que depende de la frecuencia utilizada y la orientación de las bobinas (horizontal o vertical). b) Prospección electromagnética en domino de tiempo. Con este método se registran las variaciones del campo magnético secundario generado en periodos cortos de tiempo, esto se logra cuando se coloca la bobina receptora en el interior de la emisora mientras la bobina transmisora no produce emisiones, con esto se evita la generación de ruido y permite una medición con relativa facilidad. El resultado es un campo magnético secundario que decrece hacia la superficie, la medida de la relación con la que decrece el campo magnético permite detectar la presencia de materiales conductores en el subsuelo y con ello se puede determinar la conductividad en el terreno. c) Very Low Frequency (V.L.F.) Esta técnica se diferencia de las anteriores en que la frecuencia emisora es una estación lejana. El campo primario es generado por antenas de radio lejanas (varios cientos o miles de kilómetros) de muy baja frecuencia. La gran ventaja de estos sistemas, independientemente de su precisión, es evitar colocar equipos generadores del campo primario en el sitio de estudio, utilizando solamente ligeras bobinas que capten el campo resultante. 18
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Figura 3.20. Ejemplo de resultados de la exploración goelectrica, mediante la técnica de sondeos electromagnéticos por frecuencias.
d) Geo-Radar (GPR) Es un método que funciona por reflexión, obteniéndose perfiles continuos de alta resolución similares a los conseguidos por sísmica de reflexión. Sus ventajas principales son la rapidez de toma de datos y su versatilidad, gracias a la posibilidad de intercambiar antenas con diferentes frecuencias. La principal desventaja es la excesiva dependencia de las características superficiales del terreno al que aplica. Los equipos GPR trabajan mediante una antena transmisora y con impulsos cortos de energía electromagnética, actualmente se utilizan frecuencias entre 50 MHz y 1.5 GHz. Cuando la onda radiada halla heterogeneidades en las propiedades electromagnéticas de los materiales del subsuelo (contacto entre materiales, fracturas, huecos, zonas de distinta calidad, elementos metálicos), parte de la energía se refracta de nuevo a la superficie y otra parte se transmite hacia profundidades mayores. La señal reflejada se amplifica y se transforma al espectro de la audiofrecuencia, obteniéndose un perfil continuo en el que se indica el tiempo total de viaje de una señal al pasar a través del subsuelo y reflejarse en una heterogeneidad para volver a la superficie. La interpretación de los registros de geo-radar también llamados radargramas, se basa generalmente en la caracterización de la textura, amplitud, continuidad y terminación de las reflexiones.
3.5.2.5. Geofísica en el interior de sondeos Las técnicas geofísicas en el interior de sondeos constituyen una herramienta de gran utilidad para medir determinadas propiedades físicas de las formaciones geológicas atravesadas por las perforaciones, complementando la información obtenida en la recuperación de los sondeos y los resultados de la geofísica de superficie.
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
e) Sísmica de sondeos Se realizan mediante la introducción de una sonda triaxial en un sondeo, previamente revestido, que registra los tiempos de llegada de las ondas P y S, a partir de los cuales se calculan las velocidades de transmisión y el módulo de deformación dinámico del terreno. Estas constantes dependen de las velocidades de las ondas elásticas longitudinales, Vp, y transversales Vs, y de la densidad del material. A continuación se describen las técnicas de investigación empleadas habitualmente.
i. Cross Hole Se realiza entre dos o tres sondeos próximos. En dos de ellos se introduce la sonda triaxial a distintas profundidades y en el otro se realiza el golpeo también a profundidad variable. El resultado es una sección de las diferentes velocidades del terreno entre los sondeos.
ii. Down Hole y Up Hole Se lleva a cabo en un único sondeo en el que la sonda triaxial se dispone en distintas cotas, generalmente con un espacio regular entre ellas, procediendo a realizar los golpes desde la superficie del sondeo (down hole) o desde el fondo (up hole). Los impulsos en superficie se realizan por golpeo natural sobre un cuerpo fijado al suelo con un peso que lo inmoviliza, de esta manera se obtiene un perfil de velocidades del terreno (Figura 3.21). El geófono que se utiliza tiene tres componentes: dos dispuestas horizontalmente y ortogonales entre sí, y una tercera vertical. Esta configuración permite identificar la llegada de las ondas S por comparación de los sismogramas recibidos en la misma componente pero procedente de golpeo en dirección contraria. Identificando el tiempo de llegada de las ondas P y S, se procede con la representación de curvas tiempo-distancia (domocrónicas) que permiten calcular las velocidades Vp y Vs, y con estos parámetros se pueden obtener el módulo de Young y la relación de Poisson. Debe tomarse en cuenta que existen más métodos de exploración geofísica, sin embargo, se salen del alcance del presente manual lo cual no significa que no sean aplicables para el proyecto de un túnel de carretera.
Figura 3.21. Esquema de métodos Down Hole y Up Hole. Tomada de Hunt, 2005.
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Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Como se ha visto a lo largo de este subcapítulo de prospección geofísica, existe una diversidad importante de métodos aplicables para llevar a cabo el estudio del subsuelo donde se pretenda proyectar y construir un túnel de carretera. La aplicación de un método u otro, está en función de la ubicación del túnel, del trazo y de su longitud, del espesor de la cobertura, pero sobre todo del tipo y calidad de terreno. A partir de los registros de campo obtenidos de los métodos indirectos geofísicos, se debe procesar e interpretar la información para conocer la distribución de los diferentes materiales del subsuelo y se conforman los modelos geosísmicos y/o geoeléctricos, los cuales son expresados en planos que deben incluirse en el proyecto como los mostrados en la Figura 3.19 y Figura 3.20.
3.6. Exploración directa 3.6.1. Sondeos exploratorios Los sondeos mecánicos son el método más utilizado para la investigación geológica directa en los estudios para túneles de carretera, ya que proporcionan una información física real del material rocoso que se encuentra en profundidad. La campaña de sondeos deber ser cuidadosamente preparada con objeto de optimizar al máximo el número y la longitud de los barrenos. Antes de llevar a cabo la planeación de la campaña de perforación debe realizarse el estudio geológico de superficie que permita tener una idea aproximada de la roca que se va a encontrar y donde pueden localizarse los sitios potencialmente más complicados. Algunos de los objetivos que se persiguen con la campaña de sondeos previa al proyecto del túnel son: a) Estudiar la zona de portales: litología, profundidad de la roca sana, presencia de agua, etc. b) Determinar las distintas litologías presentes en el túnel, y de cada una obtener muestras para ser analizadas, clasificadas y posteriormente ensayadas en el laboratorio. c) Con base en los estudios geológicos de superficie y de prospección geofísica, se pueden analizar las zonas donde potencialmente pueden existir fallas, cavernas, contactos litológicos o roca de peores características. Los sondeos pueden ser verticales, horizontales o inclinados, normalmente se realizan verticales, aunque en ocasiones se emplean inclinados para fines especiales. El método usual de perforación es con brocas de diamante, que permiten obtener núcleos continuos de terreno. En las zonas donde no sea posible recuperar muestras de roca se debe optar por otra técnica de perforación, por ejemplo, sondeos con pruebas de penetración estándar, obteniendo de igual forma muestras alteradas e inalteradas de terreno. Los sondeos para túneles de carretera se perforan con equipo ligero (Figura 3.22) y/o pesado (Figura 3.23) utilizando barriles muestreadores BQ y NQ principalmente; en ocasiones cuando no es necesario recuperar, se emplean brocas tricónicas para el avance en el sondeo. La elección del tipo de equipo está en función de varios factores tales como: presupuesto, tiempo para elaborar el proyecto, longitud y cobertura del túnel, accesos disponibles para llegar a la zona del proyecto, entre otros. La ubicación y orientación de los sondeos se debe realizar de forma tal que se obtenga el mayor conocimiento posible del macizo a la profundidad del túnel y en su porción central, para poder apreciar la calidad de la roca a distintas profundidades; sin embargo, se complica la ejecución cuando los túneles son de longitudes considerables y coberturas por encima de los 100 m, sobre todo si las zonas donde se efectuarán son inaccesibles; en tal caso se realizan los sondeos con equipos ligeros con la limitante de la profundidad ya que este tipo de equipos no perforan más allá de los 70 m; luego entonces se deben emplear las técnicas de geofísica para investigar las características del terreno a la profundidad del túnel y correlacionar con la información de los sondeos. Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Figura 3.22. Ejecución de sondeos mediante equipo ligero.
Figura 3.23. Ejecución de sondeos mediante equipo pesado.
Los sondeos, en general son caros, dan únicamente información puntual que, si no se correlaciona con los reconocimientos de superficie (afloramientos, fracturas fallas, grietas, etc.) y con las prospecciones geofísicas, no producen información del todo útil. Con base en lo anterior es recomendable efectuar un sondeo en la zona de cada portal hasta la profundidad de la rasante; si la longitud del túnel es de no más de 200 m y presenta coberturas de alrededor de los 100 m, se recomienda efectuar un sondeo que no coincida con el eje del túnel, es decir se deben realizar a un costado para evitar que el barreno sea un conducto de agua hacía la excavación del túnel durante su construcción. Sí el túnel tiene un longitud mayor a 200 m y coberturas mayores a 100 m, se recomienda efectuar sondeos a por lo menos cada 100 m o en zonas de posibles accidentes geológico o zonas de falla y, cuando sea posible llegar por lo menos a la rasante o atravesar mínimo dos unidades litológicas diferentes. De cada uno de los sondeos realizados se recuperan núcleos de roca, de los cuales se debe hacer una clasificación litológica macroscópica, evaluando los parámetros de recuperación (REC) e índice de calidad de la roca (RQD) y se deben describir detalladamente las características de las fracturas. 22
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Así mismo deben tomar fotografías de los núcleos extraídos (Figura 3.24), identificando claramente el nombre del túnel, cadenamiento de ubicación, el número de sondeo y profundidad.
Figura 3.24. Núcleos de roca diámetro NQ.
Una vez analizados los núcleos, se debe procede a realizar los perfiles estratigráficos de cada uno de los barrenos (Figura 3.25); en los cuales se debe reflejar la litología, características de fracturamiento, porcentaje de recuperación e índice de calidad de la roca (RQD).
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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TÚNEL
P U E R TA
C O S TA
LOCALIZACIÓN:
GRANDE
ELEVACIÓN DEL TERRENO
EQUIPO Y MÉTODO EMPLEADO
WINKIE JKS GW-15 Diámetro IAQ, Barril sencillo Evidencia Elev. Prof.
Rec. RQD
0
20
40
60
80 100
Z=84
Discontinuidades Material Apertura Relleno Echado Rugosidad
0
PROFUNDIDAD DE PERFORACIÓN:
Acapulco, Guerrero
25.00 m
COORDENADAS
Z= 411,647.00
No. DE PERFORACIÓN
Sondeo S-1
FECHA:
Z= 1’873,898.00
Junio, 2012
E S T R AT I G R A F Í A
Prof.
Suelo residual areno - limoso poco consolidado, color pardo claro y roca gneis de moscovita muy intemperizado y alterada reemplazandose o suelo residual.
1
1
2
2
3
3
4
4
5
5
6
3mm ox-fe
45˚
6
0f
7
7
8
8
9
9
10
TÚNEL
0
11 12 13 14 15
10
3mm Arcilla
65˚
0
2mm ox-fe
40˚
0f
3mm Arcilla
35˚
0r
2mm 3mm 3mm 3mm
ox-fe 70˚ ox-fe 40˚-70˚ ox-fe 60˚-85˚ ox-fe 45˚
3mm ox-fe
45˚
11 12 13
0r 0r 0r 0r
14 15
0r
16
16
17
3mm ox-fe 60˚-65˚ 2mm ox-fe 55˚
0r 0r
17
18
1mm Arcilla
0rt
18
46˚
19
19
2mm ox-fe 70˚-75˚
0r
20 21
20
2mm ox-fe 2mm ox-fe
75˚ 45˚
0r 0r
21
22 23
22
2mm ox-fe- 30˚-65˚ Arcilla
0r
23
24
24
25
25 NOTAS: Rec RQD or-fe or-mn f
qu Resistencia a la compresión simple Ensayo da compresión simple Ensayo para prueba brasileña 0r Ondulado rugoso 0rt Ondulado rugoso terso 0 Ondulado
PROFUNDIDADES: TODOS LOS VALORES SON EN METROS (m) ELEVACIONES: EN METROS SOBRE NIVEL MEDIO DEL MAR (msnm)
Figura 3.25. Perfil estratigráfico.
Finalmente, en la última etapa de los estudios geológicos y exploración, se debe integrar toda la información disponible y se debe conformar el modelo estratigráfico, litológico y estructural del túnel, expresado en el plano de integración geológico-geofísica como los que se muestran en las Figura 3.26 y Figura 3.27; en el plano geológico de proyecto se debe presentar, en planta y perfil, la disposición de las unidades encontradas en el entorno, así como aquellas que cortará el túnel y las estructuras geológicas presentes en el área.
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Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
Figura 3.26. Modelo Geológico, túnel El Sinaloense L= 2,794 m, Carretera Durango-Mazatlán.
Figura 3.27. Modelo Geológico, túnel Acapulco L= 3.188 m, Escénica Alterna Acapulco.
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Bibliografía y referencias 1 CFE (2006). “Manual de Diseño de Obras Civiles” Sección B. Geotecnia; Tema 1. Geología; Capítulo 3. Información Geológica Existente; Tomo 1. Recomendaciones. Ruíz Vázquez Mariano, Pedrazzini Nessi Carmen. 2 Clayton, C. R. I., Matthewes, M. C. y Simon, N. E. (1995). “Site investigations” Ed. Blackwell Science. 3 González de Vallejo, L., Ferrer, M., Ortuño, L., Oteo, C. (2002). “Ingeniería Geológica”. Pearson Educación, S.A., Madrid. 4 Joyce, M. D. (1982). “Site investigations practice”. Ed. E. and F.N. Spon. 5 López Jimeno, C. et al. (2000). “Manual de sondeos” Escuela técnica Superior de Ingenieros de Minas. Madrid. 6 Reynolds, J. M. (1997). “An introduction to applied an enviromental geophysics”. Jonh Wiley and Sons Ltd. 7 Telford, W. M., Geldart, L. P., Sheriff, R. E. y Keys, D. A. (1990). “Applied geophysics”. Cambridge University Press.
Capítulo 3. Estudios geológicos y exploración
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Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
Roca caliza. Carretera México-Tuxpan, 2010. Consultec Ingenieros Asociados, S.C.
4.1. Introducción En el presente capítulo se describen detalladamente las bases teóricas utilizadas en la integración geotécnica de un proyecto de túnel de carretera. Se describen los criterios para la caracterización de los materiales geotécnicos y para la estimación de parámetros físicos y mecánicos propuestos por varios autores, así como los pasos a seguir para la generación de modelos geomecánicos útiles en el análisis del comportamiento de las excavaciones y los sistemas de soporte, estabilización y reforzamiento. La integración geotécnica para una obra subterránea debe tener en cuenta los resultados obtenidos de los levantamientos topográficos, los estudios geológicos, geofísicos, los sondeos de exploración, las caracterizaciones geotécnicas de campo y los resultados de ensayos realizados tanto in situ como en laboratorio; toda esta información, adecuadamente procesada (integrada), deberá contribuir a un prediseño óptimo de la excavación y de los sistemas de soporte, estabilización y reforzamiento del terreno que alojará al túnel.
Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
4.2. Caracterización de la roca matriz en función de su resistencia 4.2.1. Ensayos de laboratorio para rocas Con objeto de determinar adecuadamente los parámetros de deformabilidad (Ei y ni) y de resistencia (fi, ci , sci , st , mi) de la roca matriz (o roca intacta), así como sus posibles rangos de variación, es necesario realizar pruebas de resistencia a la compresión uniaxial, ensayos triaxiales y pruebas de tensión indirecta. Conocer el aproximado criterio de resistencia de la roca matriz y su ley esfuerzodeformación representativa resulta fundamental en el proceso de integración geotécnica, debido a que éstas constituyen la base teórica del comportamiento constitutivo, que más tarde, es extrapolada a la totalidad del macizo rocoso. Los ensayos convencionales suelen realizarse en una prensa a carga controlada cuya capacidad dependerá del tipo de prueba. Para pruebas de compresión simple y brasileñas, comúnmente basta con una prensa pequeña de unas 25 toneladas de capacidad (Figura 4.1). Para realizar el ensayo de compresión simple deben seguirse las recomendaciones y métodos sugeridos por la Sociedad Internacional de Mecánica de Rocas o la ASTM. Para pruebas triaxiales suele ser necesario un equipo más potente, con capacidades de hasta 300 toneladas y una célula triaxial especial para rocas con equipo hidráulico de hasta 70 MPa de confinamiento (Figura 4.2).
Figura 4.1.Prueba de compresión uniaxial con medición de deformación en equipo simple de 50 ton.
Si las probetas no son del diámetro estándar de 50 mm, los resultados de los ensayos deben ser corregidos mediante un factor de reducción, como el propuesto por Hoek (1980), ecuación (4.1). (4.1)
donde F.R. es el Factor de reducción de la resistencia y D el diámetro de la probeta en mm. Un ensayo triaxial debe realizarse para al menos tres presiones de confinamiento distintas, que pueden variar (dependiendo el tipo de roca) entre s3 = 5.0 hasta s3 = 30 (MPa) o más, aumentando la presión axial s1 hasta la falla.
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Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Figura 4.2. Equipo para ensayos triaxiales con prensa Amsler y célula triaxial tipo Hoek. Laboratorio de la Comisión Federal de Electricidad, México.
Las pruebas brasileñas deben realizarse con apego a las especificaciones ASTM D3967-95a o ISRM-600-1978 en muestras cilíndricas con relaciones de esbeltez que dependen de la norma. Se aplica una carga repartida a lo largo del costado de la muestra (Figura 4.3) con una velocidad promedio de 13 kg/cm 2/mín. El esfuerzo a la tensión se calcula mediante la expresión (4.2). (4.2)
donde: P es la máxima carga aplicada a la muestra; D el diámetro del espécimen y L es la longitud.
Figura 4.3. Prueba brasileña.
Durante el proceso de selección de las muestras para los distintos ensayos, debe procurarse, en la medida de lo posible, escoger núcleos que sean lo más homogéneos posible, a modo que su resistencia no esté regida por factores predefinidos.
Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Para lograr tal objetivo, además, previo al ensayo de las probetas, debe efectuarse una descripción minuciosa, muestra por muestra, definiendo aspectos tales como calidad aparente, textura, existencia de grietas, fisuras, poros, etcétera, pero sobre todo detectando la presencia de algún posible plano potencial de rotura, el cual, en caso de existir, deberá ser marcado para su posterior verificación una vez fallada la probeta. También resulta conveniente elaborar tablas con la descripción detallada de cada probeta, así como sus fotografías antes y después del ensayo (Figura 4.4).
Figura 4.4. Ejemplos de probetas sanas o sin defectos litológicos, antes y después de ser ensayadas.
En un tramo de escasos cientos de metros es posible cortar múltiples unidades en las que las condiciones geotécnicas, dadas, por ejemplo, por la litología, el fracturamiento y las propiedades físicas y mecánicas de los materiales, cambien radicalmente. En el estudio del comportamiento de la roca matriz es muy importante determinar los rangos de posible variación de los parámetros de resistencia y deformabilidad de las distintas unidades litológicas. Aunque las probetas provengan de una misma unidad, éstas pueden sub-clasificarse de acuerdo con su composición química y mineralógica, así como de distintos grados de densidad, dureza, resistencia, porosidad, alteración, etcétera. Aun cuando, para evitar al máximo la dispersión de resultados, se procure que las muestras seleccionadas sean lo más homogéneas posible, hay detalles que no pueden controlarse a simple vista, como por ejemplo, una mayor porosidad, un microfisuramiento más abierto, un cierto grado de alteración en el interior de la muestra u otros defectos que quedan ocultos. Las litologías que presenten una mayor dispersión deben ser subdivididas a su vez en grupos de probetas de resistencia mayor y grupos de resistencia menor. Una vez rotas, las probetas que muestren una resistencia menor, si se inspeccionan detalladamente, en muchos casos permiten determinar si la causa de la rotura fue ajena a la naturaleza intacta de la roca o si se produjo por alguno de los defectos anteriormente mencionados. Por lo anterior, debe considerarse roca intacta, únicamente el grupo de probetas sanas y de resistencia mayor, mientras que el grupo de resistencia menor será considerado como roca matriz, pero defectuosa (Figura 4.5) y por lo tanto con el conjunto de propiedades resistentes más bajo.
Figura 4.5. Ejemplos de probetas heterogeneas o con defectos litológicos, antes y después de los ensayos.
Por otro lado, cuando se trabaja con varios proyectos en una misma región, los estudios de resistencias pueden hacerse por litologías similares y no por obras individuales. Esto permite tener poblaciones más grandes con fines estadísticos. 4
Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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4.2.2. Tipos de comportamiento La roca matriz puede exhibir distintos tipos de comportamiento, dependiendo de su origen, composición, resistencia, etcétera, pero también de acuerdo a los niveles de confinamiento a los que está sujeta. Por lo general, los tipos de comportamiento se definen en función de la fragilidad o ductilidad que presentan las probetas. Y también por lo general, las rocas duras y cristalinas tienden a ser más frágiles, mientras que las blandas y débiles muestran una respuesta más plástica o dúctil ante los procesos de carga-deformación (Figura 4.6).
Figura 4.6. Esquema de los distintos tipos de comportamiento esfuerzo-deformación: a) Falla frágil; b) flujo inestable; c) plasticidad perfecta; d) flujo estable.
Sin embargo, en casi todas las rocas comúnmente presentes en los túneles de montaña, las probetas muestran un comportamiento que puede esquematizarse mediante la Figura 4.7.
Figura 4.7. Esquema del comportamiento quasi frágil.
La curva esfuerzo-deformación hasta el pico puede ser dividida en cuatro regiones: I, II, III y IV. La región I, también llamada zona de cierre de fisuras, tiene la característica de no ser lineal, con una ganancia de rigidez hasta un determinado punto en que las microfisuras y los pequeños poros inherentes a la naturaleza del material han terminado de cerrarse. En la zona II o zona elásticalineal, el material tiene un comportamiento de “roca virgen”; el módulo de elasticidad y el módulo de Poisson están relacionados directamente con las deformaciones en términos de la Ley de Hooke y no suele haber propagación de fisuras. En la zona III o zona de propagación estable, comienza el microfisuramiento; la propagación de fisuras es función de s1 y k = s3/s1 y el hecho de remover s1 detiene el proceso de propagación; aproximadamente a partir del punto B, el material comienza a Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
perder linealidad. Finalmente, en la zona IV o zona de fracturamiento inestable, la propagación se vuelve independiente de s1 y aun si se retira, las fisuras pueden continuar propagándose debido a la energía potencial almacenada dentro del espécimen. A partir del minucioso estudio de la roca matriz y del macizo en su conjunto pueden determinarse dos tipos básicos de comportamiento: el primero para la roca de mejor calidad, en la que se asume una relación esfuerzo-deformación cercana a lo frágil o quasi-frágil; suele tratarse de roca en la que la rotura del material se produce de forma súbita sin que se desarrollen deformaciones importantes; el segundo tipo de comportamiento, atribuido a la roca de peor calidad, se supone más plástico que frágil, es decir, un material en el que se permite el desarrollo de deformaciones plásticas mayores y un proceso de endurecimiento más prolongado previo a la rotura del material. Como se tratará más adelante, comprender este tipo de comportamiento resulta fundamental en la definición de los procesos de rotura en el entorno del túnel, los cuales son la base de la determinación de los parámetros de resistencia con fines de modelación numérica y cálculo.
4.2.3. Sistemas de clasificación ingenieril para la roca matriz La clasificación ingenieril de la roca intacta se basa en las propiedades de resistencia y/o la deformabilidad. En la Tabla 4.1 presenta el sistema de clasificación la Sociedad Internacional de Mecánica de Rocas (ISRM) del año 1981. Por su parte, Deere y Miller (1966), basándose en medidas de resistencia y deformabilidad, establecieron un sistema de clasificación. La clasificación de Deere y Miller utiliza dos parámetros: la resistencia última a la compresión simple (A, B ,…,E) y la relación de deformabilidad, que es el cociente del módulo de elasticidad (tangente al 50% de la resistencia) y la resistencia a la compresión simple (H para alta; M para media y L para baja) (Figura 4.8).
Tabla 4.1. Clasificación ISRM (1981).
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Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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4.2.4. Integración de resultados del estudio de resistencia de la roca matriz Una vez re-clasificadas las muestras, habiendo reducido, en la medida de lo posible, la dispersión de resultados y habiendo definido la población de probetas realmente intactas, se procede a obtener los parámetros de resistencia a partir de técnicas de regresión no lineal, en particular mediante métodos como el de Levenberg-Marquardt, el método Simplex o la regresión lineal. Los criterios de rotura sugeridos en este capítulo para determinar la resistencia de la roca matriz son el de Hoek & Brown (1983) y el de Mohr-Coulomb.
Figura 4.8. Clasificación de Deere y Miller (1966). Criterio de Hoek & Brown
(4.3)
Criterio de Mohr-Coulomb
(4.4)
El criterio de Hoek & Brown es no-lineal (parabólico) y toma en cuenta el efecto del confinamiento en la resistencia friccionante. Por su parte el de Mohr-Coulomb no toma en cuenta estos efectos y se considera válido sólo si se limita a un cierto rango de esfuerzos de confinamiento.
4.3. Clasificaciones geomecánicas Actualmente, las clasificaciones geomecánicas son una herramienta de uso generalizado en el proyecto y construcción de túneles y, gracias a ellas, es posible obtener un mejor conocimiento, interpretación y aplicación de los datos geológicos y geotécnicos. Asimismo, dichas clasificaciones son criterios muy útiles que coadyuvan a la representación del comportamiento geomecánico de los macizos rocosos, ya que permiten realizar una primera aproximación de los parámetros mecánicos de diseño, así como de los posibles sistemas de soporte, estabilización y reforzamiento adecuados para el túnel. Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
Las clasificaciones geomecánicas modernas más difundidas en la ingeniería de túneles son las conocidas como Rock Mass Rating o sistema RMR de Z.T. Bieniawski (1973, 1976, 1979, 1984, 1989), la clasificación del Instituto Geotécnico Noruego, o sistema Q, desarrollado por Barton, Lien y Lunde (1974) y el Geological Strength Index (GSI ) desarrollado por Hoek (1985). Las primeras dos clasificaciones se basan en los datos de recuperación de núcleos (RQD, Deere, 1966), número de familias de discontinuidades, rugosidad y estado general de las juntas, presencia de agua y adicionalmente pueden considerar la resistencia de la roca matriz, la orientación de las discontinuidades respecto a la excavación y el tipo de obra de que se trate. A continuación se describe brevemente cada uno de los sistemas. Para una descripción más detallada de estos sistemas el lector puede referirse a múltiples publicaciones de mecánica de rocas.
4.3.1. RQD (Deere, 1966) El índice RQD (Rock Quality Designation) establece la calidad de la roca de manera cuantitativa, directamente a partir de los núcleos extraídos de los sondeos mecánicos, a través de la correlación con la frecuencia de las discontinuidades en un afloramiento o frente de roca o mediante correlaciones con velocidades de onda sísmica vp. Se define como la relación (en porciento) de la longitud total de núcleos sanos de 10 cm, o más de longitud en un tramo de 1.0 m de sondeo. Para la determinación del RQD, la Sociedad Internacional de Mecánica de Rocas recomienda que los tamaños de los núcleos extraídos sean al menos NX (54.7 mm) y obtenidos con barril de doble tubo y broca de diamante. Las fracturas artificiales (producidas por la barrenación) deben ser ignoradas.
Figura 4.9. Procedimiento para la medición del RQD (Deere, 1966).
4.3.2. Clasificación RMR (Bieniawski, 1989) La clasificación RMR ha sido desarrollada por Bieniawski entre los años 1972 a 1989 y está basada en mediciones de campo de más de 300 casos de túneles, cavernas y cimentaciones en el mundo. Esta clasificación toma en cuenta seis parámetros básicos que son: 1) Resistencia de la roca inalterada (usando la clasificación de la resistencia a la compresión uniaxial de Deere y Miller). 2) Estado de las fisuras (abertura, continuidad, rugosidad, estado de las paredes, relleno en fisuras). 3) Espaciamiento de las fisuras. 8
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4) El R.Q.D. (índice de la calidad de la roca, Deere). 5) Las condiciones del agua subterránea. 6) La orientación de las discontinuidades respecto a la excavación Cada uno de estos parámetros tiene un valor numérico que se suma o resta definiendo cinco categorías de calidad de roca, de acuerdo con la Tabla 4.2.
Tabla 4.2. Escala de calidades de la Clasificación RMR89.
Tabla 4.3. Parámetros de la clasificación RMR (Bieniawski, 1989).
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En la Tabla 4.3 se muestra la clasificación completa de Bieniawski, según la versión de 1989. En ella se incluyen las puntuaciones para cada rubro, el detalle de los parámetros que definen el estado de las diaclasas, así como la corrección por orientación de discontinuidades y los diferentes tipos de obra a los que es aplicable esta clasificación.
4.3.3. Sistema NGI (Q) El índice de calidad “NGI ” o sistema Q de Barton (1974), está basado en la evaluación de seis parámetros, cuyos rangos de valores están definidos de acuerdo a sus características y expresados matemáticamente de la siguiente manera: (4.5)
donde:
Q = Índice de calidad del macizo RQD = Índice de calidad de la roca Jn= Número de sistemas de juntas Jr = Número de la rugosidad de las fisuras Ja= Número de la alteración de las fisuras Jw = Factor de reducción por la presencia de agua en las juntas SRF= Factor de reducción por esfuerzos En la Tabla 4.4 se presenta las escalas de calidad geotécnica para esta clasificación.
Tabla 4.4. Escala de calidades de la clasificación Q.
4.3.4. Geological strength index, GSI (Hoek, 1985) La presencia de estructuras en la masa rocosa (fracturas, fallas, estratos) requiere necesariamente del establecimiento de consideraciones respecto a la influencia combinada de los bloques individuales de roca y las discontinuidades en la respuesta de un macizo ante una excavación. Sin embargo, la mayoría de los ensayos que se realizan durante una campaña de caracterización involucran únicamente especímenes de roca intacta y rara vez los presupuestos o la trascendencia de las obras justifican la implementación de pruebas in situ. Lo anterior ha contribuido al desarrollo de los sistemas de clasificación empírica que se describen en este apartado y que son el vínculo entre lo que puede observarse y medirse en un macizo y sus propiedades mecánicas. Entre estos métodos de clasificación, el índice GSI (junto con el criterio de rotura de Hoek y Brown) se ha convertido en uno de los estándares típicos de la industria de túneles para la estimación de los parámetros de cálculo geotécnico. En un principio, los parámetros del criterio de rotura de Hoek y Brown se derivaban a partir del índice RMR de Bieniawski. Sin embargo, la experiencia demostró que existían rangos de calidad del RMR para los cuales la aplicabilidad del criterio de rotura se veía muy limitada. Lo anterior motivó a Hoek a desarrollar el GSI como una caracterización basada más en observaciones geológicas 10
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fundamentales que propiamente “en números” (Hoek, 1985). A partir de la versión 2002 del criterio de rotura de Hoek y Brown, la cual incluye una revisión muy profunda de la correspondencia entre parámetros e índices de calidad, existe una amplia colección de correlaciones que permiten aproximar las constantes de cálculo a partir de bases más sólidas, aunque lo anterior no signifique que el criterio del ingeniero no continúa siendo el que juega el papel más relevante. Los detalles de este índice de calidad son ampliamente descritos en los libros y artículos de Hoek. En la Figura 4.10 se muestra la tabla (Hoek, 1995) para obtener el índice GSI basado en descripciones geológicas.
Figura 4.10. Obtención del índice GSI (Tomada de Hoek, 1995).
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4.3.5. Consideraciones sobre el empleo de clasificaciones geomecánicas Es importante recalcar que las clasificaciones geomecánicas son una herramienta de gran utilidad y versatilidad en cada una de las fases de un proyecto relacionado con la mecánica de rocas. En la etapa de anteproyecto permiten estimar a grosso modo las características de los sistemas de sostenimiento así como algunos de los parámetros mecánicos del macizo rocoso. Sin embargo, estas clasificaciones tienen un carácter altamente empírico y, por otro lado, se basan en lecturas de campo y datos extraídos de los sondeos, que son muy puntuales y difícilmente extrapolables a la totalidad del macizo rocoso. El diseño geotécnico definitivo de un túnel no puede apoyarse únicamente en estas clasificaciones y menos aún en los valores obtenidos en la etapa de proyecto. Para que estos métodos sean realmente representativos de la calidad del macizo y, por lo tanto, útiles en el diseño definitivo de los sistemas de sostenimiento y soporte del terreno, es necesario llevar un seguimiento geotécnico durante la excavación del túnel e ir ajustando los valores de los diferentes parámetros conforme a lo observado en cada toma de datos.
4.4. Estimación de los parámetros de deformabilidad y resistencia del macizo rocoso De acuerdo con Evert Hoek (E. Hoek, 1995): ...uno de los retos más grandes del diseño de obras subterráneas es el que se refiere a la determinación de las propiedades de deformabilidad y resistencia del macizo rocoso. En el caso de macizos rocosos fracturados, la evaluación de tales propiedades presenta problemas teóricos y experimentales formidables. Sin embargo, debido a que ésta es una cuestión de fundamental importancia, en casi todos los diseños que involucran excavaciones en roca, es esencial intentar estimar dichas propiedades de la manera más realista posible. Los parámetros básicos necesarios para definir el comportamiento mecánico de los materiales geotécnicos presentes en un túnel son el módulo de elasticidad, Em y la relación de Poisson, nm , para la deformabilidad y, cuando se utiliza el criterio de rotura de Mohr-Coulomb, la cohesión, cm y ángulo de fricción interna, fm , para la resistencia. Estos últimos, a su vez, serán los que distingan el comportamiento elástico del comportamiento elastoplástico en los análisis tenso-deformacionales de la excavación. La obtención adecuada de los parámetros mecánicos, por lo general, es complicada y requiere de estudios de campo y laboratorio extensos. Para fines de análisis de una excavación subterránea en roca es necesario distinguir entre los parámetros que definen el comportamiento de la roca intacta (Ei , ni , ci y fi) y los que definen el comportamiento del macizo rocoso (Em , nm , cm y fm). Efectuando una buena campaña de exploración y de laboratorio y mediante un estudio estadístico adecuado, es posible aproximarse a valores representativos de los parámetros de la roca matriz. Sin embargo, al extrapolar estos valores al macizo rocoso, se encuentran serias dificultades que pueden conducir a la determinación de parámetros erróneos. Debe tomarse en cuenta que, a medida que el dominio es más grande, el comportamiento del macizo rocoso difiere cada vez más de aquel que presentó el material en el laboratorio. Debido a un número muy importante de factores y fenómenos físicos que definen las condiciones in situ de la roca, la modelización del comportamiento de una obra subterránea se convierte en una ardua labor, que requiere de un entendimiento profundo de la mecánica de este tipo de problemas y del dominio de una amplia gama de herramientas geotécnicas y matemáticas. Las clasificaciones geomecánicas para la caracterización del macizo rocoso, también suelen ser útiles para estimar los posibles rangos de variación de los parámetros que definirán el comportamiento mecánico de la obra y además permiten tener una primera aproximación sobre los tratamientos más adecuados
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que requiere el terreno para ser estable durante la excavación. Estas herramientas, son muy útiles siempre y cuando se tenga un conocimiento profundo de las condiciones del terreno y para esto es fundamental haber realizado una campaña de campo muy completa.
4.4.1. Estimación de las propiedades de deformabilidad del macizo, Em y nm Para estimar el módulo de Young del macizo suelen emplearse correlaciones empíricas que parten de las clasificaciones geomecánicas clásicas. El rango de incertidumbre al emplear estas correlaciones es naturalmente muy grande e incluso, entre unos y otros criterios suelen encontrarse valores muy distintos. A lo anterior hay que añadir factores que limitan aún más la certeza de que los valores empleados en los diseños se adaptarán a la realidad de la obra. De estos factores, los principales son: que el macizo rocoso se comporta distinto en términos deformacionales cuando se produce una descarga en los estados de esfuerzos (excavación) que cuando se produce una carga (reacción producida por la deformación de un elemento de soporte contra éste); que es muy difícil saber el grado de daño producido en el entorno por los trabajos de excavación (que se refleja en el nivel de plastificación y/o rotura, por deformación, apertura de juntas, etc.), el cual existirá en el medio cercano a la estructura interactuante, así como la forma en que dicho daño se irá disipando hacia adentro del macizo; que la rigidez del macizo puede estar muy ligada al confinamiento del material, el cual puede variar ampliamente con la profundidad y los cambios de estados de esfuerzos producidos por la excavación (redistribución de los estados tensionales). La mayoría de las técnicas empíricas de aproximación a la deformabilidad del macizo no toman en cuenta estos factores o sólo consideran algunos de forma aislada y un tanto dudosa. Con el fin de acotar el nivel de incertidumbre respecto al módulo de elasticidad del macizo rocoso, pueden estudiarse las variaciones de este parámetro respecto a la calidad geotécnica, empleando varias correlaciones disponibles en la literatura. Las clasificaciones de referencia para este trabajo son el RMR de Bieniawski (1989), el GSI de Hoek (1995) y el índice Q de Barton (1974). Para hacer más fácil la sensibilización respecto a la variación de Em con la calidad del macizo, en los gráficos que se presentan más adelante se emplea únicamente el índice RMR. Debido a que algunas de las correlaciones entre Em y la calidad emplean el Q y el GSI, primero se estableció la relación que existe entre el RMR y estos dos índices, tal y como se describe a continuación.
4.4.1.1. Correlación entre Q, RMR y GSI La relación entre el GSI y el RMR se establece como GSI = RMR89 – 5, según propone Hoek (1995). Por otro lado, en la literatura existen hasta 9 correlaciones entre RMR y Q propuestas por varios autores y en un ejercicio de comparación es posible encontrar diferencias muy grandes entre algunas de ellas. Cada autor, o grupo de autores, establece sus propios argumentos para justificar los parámetros de ajuste empleados. Al final, resulta muy difícil establecer cuáles correlaciones son las más adecuadas debido, entre otras cosas, a que contienen un importante grado de empirismo. Un argumento muy importante a considerar es que, en realidad, los índices Q y RMR no son del todo equivalentes (Zhang, 2005): mientras que Q toma en cuenta la influencia del estado de esfuerzos en el macizo (a través del stress reduction factor o SRF ), el RMR considera la resistencia a la compresión simple de la roca matriz y la orientación de las discontinuidades. A fin de homologar estas dos clasificaciones, Goel et al (1996) proponen una correlación en la que, para el RMR se eliminan las puntuaciones correspondientes a sci y la orientación por discontinuidades, mientras que para Q no se considera la influencia de los estados de esfuerzos. Con esto, se propone la correlación: (4.6)
donde RCR es igual al RMR menos los puntos correspondientes a sci y sin corrección por orientación de discontinuidades, mientras que N es igual a Q, pero con SRF = 1.0 mientras que A y B son los parámetros de ajuste de la curva. Entonces:
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(4.7)
donde RMR B es el índice básico, que no toma en cuenta la corrección por orientación de discontinuidades y p son los puntos asignados por resistencia a la compresión simple de la roca matriz. En la Tabla 4.5 se muestran los puntos que el RMR asigna a la resistencia a la compresión simple.
Tabla 4.5. Puntos de la clasificación RMR para distintos rangos de sci .
Debido a que, por lo general, los ingenieros están más familiarizados con el índice RMR que con el Q, las correlaciones que se establecerán en este capítulo están referidas al primero, por lo que se ha de invertir la ecuación (4.6). (4.8)
Una vez obtenidos los valores de N para el valor de RCR (o de RMR) considerado, el índice Q se obtiene simplemente dividiendo N/SRF. El parámetro SRF de Barton adquiere valores que son función de un número importante de factores relacionados con las características del macizo rocoso y los estados tensionales. Estos factores contemplan desde situaciones normales, hasta situaciones extremas de esfuerzos, presiones de hinchamiento, estallidos de roca, fluencia lenta, etc. Los valores que adquiere este factor van desde 1.0, para condiciones óptimas de excavación, hasta 20 para las situaciones más críticas. Para el caso de un túnel convencional en roca es previsible que el valor pésimo que podría adquirir el SRF sea de 10, lo que corresponde con el cruce por una zona de falla a poca profundidad. Si se asume que el túnel será construido en condiciones “normales”, se puede establecer razonablemente una relación entre la calidad del macizo rocoso y el SRF que va de 1.0 a 10. Si se supone que a partir de una categoría de roca muy buena, con un RMR > 80 el valor de SRF = 1 y que para valores menores de calidad disminuye linealmente hasta un límite de SRF = 10 para RMR = 10, finalmente se puede obtener una curva que relaciona la calidad geotécnica de Bieniawski con el índice Q de Barton. En la Figura 4.11 se muestra la relación entre RMR y Q obtenida con el criterio hasta aquí descrito, comparada con 7 correlaciones de distintos autores. Nótese que en la publicación de Goel et al. (1996), los autores proponen valores de ajuste A y B iguales a 8 y 30 respectivamente. Sin embargo, con tales parámetros los valores máximos alcanzados del índice Q exceden el máximo de 1,000 propuesto como límite por el propio Barton. Entonces, haciendo un ajuste tal que B= 31.32, se obtiene un Q = 1,000 para RMR = 100.
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Figura 4.11. Correlaciones entre RMR y Q propuestas por varios autores y correlación obtenida empleando la técnica de Goel et al., 1996.
4.4.1.2. Correlación entre calidad y módulo de Young Una vez obtenida la relación entre Q y RMR (Figura 4.11) y GSI y RMR , es posible referir muchas de las correlaciones empíricas propuestas por varios autores al índice de calidad de Bieniawski. Las correlaciones entre calidad geotécnica y módulo de elasticidad del macizo rocoso empleadas en este estudio fueron las siguientes: • Hoek, 2002 (GSI, sci, D)
(4.9)
(4.10)
donde D es el factor de daño producido al macizo por la excavación del cual se hablará más adelante.
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• Bieniawski, 1978 (RMR) (4.11)
• Serafim y Pereira, 1983 ( RMR) (4.12)
• Barton, 1992 (Q) (4.13)
• Barton, 2002 (Q, sci)
(4.14)
• Gokceoglu, 2003 ( RMR) (4.15)
• Hoek, 2004 (4.16)
• Hoek y Brown, 1997
(4.17)
De todos los criterios citados, posiblemente el menos recomendable es el de Bieniawski (1978), no sólo por ser antiguo, sino porque, además, es excesivamente simplista (lineal), abarca un rango muy limitado de calidades (RMR > 55) y, por la época en la que fue propuesto, está basado en un número escaso de datos de medición. Por otro lado, el criterio de Hoek (2002), aunque tiende a ser muy conservador, está basado no sólo en mediciones in situ, sino que además considera la relación que existe entre la resistencia a la compresión simple de la roca matriz y el factor de daño que se aplica al proceso de excavación (voladuras o mecánico). Barton (2002) propone un criterio más moderno, apoyado en un gran número de datos y que también considera la resistencia a la compresión simple de la roca matriz. Las fórmulas de Hoek (2002), Hoek (2004) y Barton (2002) requieren del conocimiento del valor representativo de la resistencia a la compresión simple de la roca matriz, sic; Hoek (2002) a su vez toma en cuenta el factor de daño, D, producido al macizo por la técnica de excavación (voladuras o mecánico). En la gráfica de la Figura 4.12 se muestra la relación entre el índice RMR de Bieniawski y el módulo de Young del macizo para cada una de las correlaciones mencionadas anteriormente. Este mismo gráfico también incluye datos de mediciones in situ publicadas en varios trabajos.
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Figura 4.12. Correlación entre la calidad RMR y el módulo de elasticidad del macizo, según las propuestas de varios autores y regresión de ajuste.
Como puede verse en la Figura 4.12 la dispersión de los valores de Em medidos in situ es muy amplia, así como también lo es la de los distintos criterios de correlación propuestos. Lo anterior es evidente ya que en la naturaleza existen múltiples factores que influyen en la deformabilidad de una masa de roca (fracturamiento, resistencia y la deformabilidad de la roca matriz, espaciamiento y condiciones de las discontinuidades, así como su orientación, la profundidad en el terreno, las condiciones de agua subterránea, la alteración del macizo, etc.) y, dependiendo de la correlación empleada, se toman en cuenta o se descartan algunos de éstos. Los rectángulos en la Figura 4.12 representan los conjuntos de valores (medidos o calculados) que entran dentro de cada rango de calidad RMR. También puede apreciarse que entre dichos conjuntos se presentan intersecciones importantes, es decir, para distintos rangos de calidad hay un universo de valores de Em que coexisten. Por lo tanto puede argumentarse que la deformabilidad del macizo rocoso no debe definirse únicamente como función de valores de calidad geotécnica. Sin embargo, para fines de pre-diseño y dado el hecho de que, sólo en obras muy especiales se justifica realizar medidas de deformabilidad in situ, en un proyecto convencional de túnel es necesario establecer un rango razonable con el cual realizar los cálculos tenso-deformacionales y estructurales. El procedimiento más directo para establecer dicho rango consiste de dos etapas fundamentales: la primera, encontrar una correlación que represente la media aproximada de los valores de Em que se tienen reportados en la literatura; la segunda etapa consiste en establecer las cotas inferior y superior de variabilidad posible para cada rango de calidad presente en el macizo. Después de un análisis exhaustivo de todas las correlaciones disponibles en la literatura y del establecimiento de sus niveles de error respecto a los datos de medidas in situ, se llegó a la conclusión de que la propuesta de Barton (2002) es la que mejor se ajusta (estadísticamente) a los valores reales.
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En la Figura 4.13 se presenta la correlación de Barton (2002), los datos de mediciones in situ y los límites máximo y mínimo. Finalmente, la Figura 4.14 resume todas las relaciones empleadas en la metodología desarrollada para la estimación del módulo de elasticidad del macizo rocoso como función de la calidad geotécnica.
Figura 4.13. Correlación de Barton (2002), los datos de mediciones in situ del módulo de elasticidad del macizo rocoso y límites máximo y mínimo. índice de calidad Q
Figura 4.14. Rangos de módulo de elasticidad del macizo para las distintas condiciones geotécnicas definidas en función de la calidad RMR.
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4.4.1.3. Coeficiente de Poisson, nm En la literatura sobre mecánica de rocas prácticamente no existen correlaciones empíricas para la estimación del módulo de Poisson del macizo. Sin embargo se encuentran algunas tablas con valores típicos para análisis de interacción con estructuras de soporte (Figura 4.15), que van desde nm = 0.15 a 0.35. Por lo tanto este parámetro deberá ser ajustado a un valor dado por experiencias con casos similares y sujeto a un análisis de sensibilidad. Por otro lado, en la actualidad se admite la hipótesis simplificadora de que el coeficiente de Poisson del macizo rocoso es el mismo que el de la roca intacta. La Tabla de la Figura 4.15 incluye valores orientativos relacionados con la calidad del macizo rocoso. Una consideración que suele hacerse en el caso de excavaciones es que la rigidez de los materiales es mayor para la rama de descarga que para la rama de carga. El macizo rocoso, al ser excavado, está sujeto a un proceso de descarga y por eso es necesario aplicar dicho criterio tanto para el módulo de elasticidad como para el módulo de Poisson. De hecho, los módulos de Young que se obtienen mediante las correlaciones empíricas que se basan en la calidad geotécnica ya tienen en cuenta dicho fenómeno y pueden ser aplicados directamente a los análisis numéricos. Una roca fracturada podría tener un módulo de Poisson similar a 0.30 en un caso de carga, pero para el de descarga es más adecuado utilizar valores cercanos a 0.20.
4.4.2. Ley de resistencia del macizo rocoso según el criterio de Hoek y Brown1 4.4.2.1. Estimación de parámetros del criterio de rotura de Hoek-Brown para el macizo rocoso Según la versión 2002 del criterio (generalizado) de Hoek & Brown, las relaciones entre mb /mi s y a con el GSI y el D, que a su vez permiten calcular la resistencia a compresión del macizo rocoso son:
(4.18)
donde mb y mi corresponden con el macizo rocoso y la roca intacta respectivamente. Cuando no es posible obtener el parámetro mi mediante métodos de aproximación de curvas a partir de una campaña de ensayos triaxiales y ensayos de compresión simple sobre muestras de roca intacta, se hace uso de las tablas que los propios autores de este criterio han publicado al respecto ( Figura 4.15). A modo de verificación, es posible comparar los valores de los parámetros obtenidos con el GSI y el factor D con la tabla propuesta por Hoek para distintos tipos y calidades de macizo rocoso (Figura 4.15.). Cuando no se cuenta con datos de laboratorio, dichas tablas permiten estimar los parámetros de la ley de resistencia, de acuerdo con la experiencia del autor. Los valores de mb/mi y s que se presentan en la Tabla de la Figura 4.15 se obtienen de las expresiones: (4.19)
Nota: Para fines de este manual se parte de la premisa de que el lector conoce el criterio de resistencia de Hoek y Brown. Este criterio, es de amplia aplicación en problemas geomecánicos en rocas y macizos rocosos. Si el lector no está familiarizado con este criterio, al final de este capítulo podrá encontrar las referencias bibliográficas pertinentes.
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La Figura 4.15 y las ecuaciones (4.19) se recogen en el libro “Support of Underground Excavations In Hard Rock” (1995). Al utilizar estas fuentes es muy importante tener en cuenta que: en la versión antigua (1980) aún no se incluía la corrección para roca sin alterar, mientras que en la versión más moderna (1995) sólo se presentan los valores para dicha corrección, con ciertas restricciones para GSI < 25; que actualmente existe la versión 2002 del criterio, que incluye el factor D y nuevas expresiones para los tres parámetros básicos, incluido a; y que ya no existen restricciones para GSI.
4.4.2.2. Parámetros de Mohr-Coulomb para el macizo rocoso a partir del criterio de Hoek y Brown Obtener las equivalencias entre los parámetros de Hoek y Brown y los del criterio de rotura de Mohr-Coulomb resulta importante ya que, además de darle un sentido más práctico a la resistencia de H y B, un programa numérico que utilice una ley de resistencia tipo Mohr-Coulomb, se comportará de forma similar a uno que utiliza el criterio de Hoek y Brown, si se le asignan los parámetros equivalentes.
Figura 4.15. Tabla de Hoek (1995) que relaciona calidad del macizo y la estructura con las constantes del criterio de resistencia.
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A partir de los parámetros mb, s y sci es posible estimar el valor de la cohesión y el ángulo de fricción interna del criterio de rotura de Mohr-Coulomb de acuerdo con varias correlaciones propuestas por Hoek. Debido a que el criterio de rotura de Hoek y Brown posee una no-linealidad importante como función de los esfuerzos de confinamiento (s3 en el espacio de los esfuerzos principales o sN en el espacio de Mohr), su equivalencia con la envolvente de Mohr-Coulomb (en términos de c y f) varía constantemente. Por lo tanto, en el proceso de estimación de los parámetros resistentes del macizo rocoso, es muy importante considerar un rango de esfuerzos acorde con el problema a resolver. Existen básicamente dos formas de aproximar la resistencia de Mohr-Coulomb a la del criterio de Hoek y Brown. La primera consiste en considerar la variación de los parámetros de acuerdo con rectas de Mohr-Coulomb tangentes a cada punto de la envolvente de Hoek y Brown. Ya que el ángulo de fricción interna y la cohesión son susceptibles de mostrar una fuerte variación para distintos estados de esfuerzos, se recomienda tomar un rango de profundidades en el macizo que vaya desde un par de diámetros por encima de la clave del túnel hasta uno o dos diámetros por debajo del piso, aproximadamente; en caso de excavaciones muy someras se puede considerar el dominio completo del modelo de análisis. Una vez establecido dicho rango, se calculan los esfuerzos principales mayor y menor y, a partir de la simulación del ensayo triaxial a escala real (Hoek, 2000), se estiman los valores de cm y fm , para cada punto de las envolvente de Hoek-Brown representada sobre el espacio de Mohr (sN, t). Para conseguir lo anterior, se utiliza la solución de Balmer (1952), en la cual los esfuerzos normal y cortante se relacionan con los esfuerzos principales:
(4.20)
(4.21)
Luego, el ángulo de fricción interna y la cohesión del macizo, correspondientes con cada valor de
sN se obtienen a partir de las siguientes expresiones:
(4.22)
donde i corresponde a un punto dado sobre la curva t- sN y A, B son constantes del material que se obtienen mediante una regresión lineal sobre los valores de esfuerzo obtenidos de la simulación del ensayo triaxial a escala real. La cohesión en cada punto se calcula como: (4.23)
Ya que no es común que un programa comercial de cálculo basado en el criterio de Mohr-Coulomb varíe la resistencia tal y como lo hace el criterio de Hoek y Brown, en la versión 2002, Hoek propone dos expresiones para calcular la cohesión y el ángulo de fricción interna de la masa de roca para un intervalo preestablecido de esfuerzos [ecuaciones (4.24) y (4.25)]. Las ecuaciones se derivan de un ajuste lineal promedio sobre la curva obtenida con la ecuación del criterio generalizado de Hoek y Brown, para un rango del esfuerzo principal menor de st< s3< s3max , donde s3max es el límite superior del rango de esfuerzos de confinamiento sobre el que se considera la relación entre ambos criterios (Hoek et al., 2002). El valor de s3max se ajusta de tal manera que quedan balanceadas las áreas arriba y abajo entre la envolvente de Mohr-Coulomb y la de Hoek y Brown (Figura 4.16). Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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(4.24)
(4.25)
donde: Como ya se dijo, Hoek (2002) propone preestablecer el valor de s3max de tal forma que, dependiendo del tipo de problema geotécnico, el rango de esfuerzos para el cual se calculan cm y fm sea equivalente a utilizar el criterio de resistencia de Hoek y Brown.
Figura 4.16. Relaciones entre esfuerzos principales para Hoek Y Brown y su equivalente Mohr-Coulomb.
Para determinar un valor razonable de s3max , Hoek (2002) realizó cientos de cálculos analíticos por el método de la curva característica, buscando el valor del esfuerzo máximo de confinamiento, tal que el modelo de Mohr-coulomb, con los parámetros cm y fm calculados a través de s3max arrojaran curvas características equivalentes a las obtenidas con el criterio generalizado de Hoek y Brown. Al final, mediante técnicas de regresión, Hoek propone la siguiente aproximación:
(4.26)
donde scm es la resistencia a la compresión simple (global) del macizo rocoso calculada a partir del criterio de Mohr-Coulomb, g es el peso específico del macizo y H la profundidad del túnel. (4.27)
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con cm y fm calculados dentro del rango
lo cual da (Hoek et al., 2000):
(4.28)
Con esta formulación Hoek intenta establecer un rango acotado de equivalencia entre ambos criterios para cada problema en específico, tomando la profundidad del túnel como la condición básica. Sin embargo, la técnica de aproximación entre ambos criterios y que deriva en la correlación de la ecuación (4.26) no es la más adecuada en la mayoría de casos reales. El método de la curva característica, o método de convergencia confinamiento, es de una aplicabilidad muy limitada, muy incierta y sólo se justifica en túneles circulares de pequeña sección y en medios parecidos a un continuo; está basado en hipótesis que normalmente se alejan mucho de la realidad de los túneles excavados en roca por métodos convencionales. Además de basarse en una técnica de cálculo poco realista, el hecho de que en la aproximación se procure que las áreas debajo y encima de la recta de Mohr y la parábola de Hoek y Brown queden compensadas (Figura 4.16) tiene una consecuencia adicional: la parábola tiene una curvatura considerablemente mayor a niveles bajos de s3 lo cual hace crecer mucho el área por encima de la recta de Mohr. Entonces, para compensarla hay que elevar mucho la pendiente de dicha recta, aumentando demasiado el ángulo de fricción interna. Al final, con las ecuaciones (4.24) y (4.25), si se utiliza el rango de esfuerzos definido por s3max a través de la ecuación (4.26), pueden obtenerse valores de los parámetros de resistencia poco realistas, sobre todo cuando se trabaja en túneles a poca profundidad, que en el caso de la fricción pueden alejarse por completo de la realidad de los macizos rocosos. Tal y como se explicó en párrafos anteriores, la cohesión y el ángulo de fricción no deben ser considerados como una propiedad intrínseca del material sino únicamente como la ordenada al origen y la pendiente de una recta tangente a la envolvente de rotura, en un punto determinado, que dependen de una serie de factores externos y que varían sensiblemente en función de estos; mucho menos en el caso de un medio discontinuo, no homogéneo y anisótropo. Estos parámetros son simples cantidades que se miden de acuerdo a la respuesta de un medio, ante una serie de situaciones externas, ajenas a la naturaleza del material: condiciones de confinamiento, orientación de los esfuerzos principales, velocidad de las cargas aplicadas, rotación de los estados de esfuerzos, etcétera. A pesar de que el criterio de Mohr-Coulomb sigue siendo el más utilizado en geotecnia para calcular la respuesta tensodeformacional en estados de fluencia o de rotura, es ampliamente sabido que la naturaleza de los materiales geotécnicos no obedece a límites de rotura lineales y prácticamente todos los criterios modernos consideran relaciones parabólicas en las que la resistencia friccionante se pierde gradualmente con el confinamiento. La cohesión, por su parte, adquiere sentido físico sólo cuando representa la resistencia al corte en un estado de nulo confinamiento y hasta el instante antes de que la resistencia friccionante es movilizada. A partir de que existen esfuerzos de confinamiento en el medio, la cohesión de Mohr-Coulomb es simplemente la intersección de la recta tangente a la envolvente de rotura real del material, en un punto determinado. Es decir, deja de ser una propiedad del material para ser la ordenada de una recta que representa la frontera entre un estado elástico y uno plástico. Por otro lado, al igual que en el caso del módulo de elasticidad del macizo, los parámetros de resistencia no pueden establecerse como una función únicamente de la calidad geotécnica e incluso este tipo de correlaciones son más difíciles de aproximar que las que se refieren a E m . De hecho, en la literatura es mucho menos frecuente encontrar ecuaciones empíricas que proporcionen este tipo de relaciones. La resistencia de un macizo depende de muchos factores, e incluso hay diferentes formas de interpretarla (resistencia global o resistencia local, tal y como propone Hoek en su criterio generalizado del 2002). Los factores que influyen en la resistencia de un macizo pueden dividirse Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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en tres grandes grupos: i) los que sí pueden relacionarse directamente con la calidad geotécnica; ii) los que no necesariamente se relacionan con la calidad y corresponden más con la naturaleza litológica de la roca y iii) los externos, que obedecen más a estados de esfuerzos en el macizo y la forma en que estos son perturbados por una obra civil. i. Factores relacionables con la calidad del macizo rocoso: Los factores considerados en las clasificaciones geomecánicas y que influyen en el comportamiento global de un macizo rocoso son: el fracturamiento, las condiciones de las discontinuidades y la presencia de agua. De esta forma, un macizo muy fracturado tenderá a ser menos resistente que uno masivo; un macizo en el que las discontinuidades sean rugosas será más resistente que uno en el que sean lisas; las características del relleno de las discontinuidades serán un condicionante muy importante en la respuesta global del macizo (sin relleno, relleno de arcilla, relleno de calcita u otros cristales, la dureza y deformabilidad de estos rellenos, su grado de alteración, etc.); las condiciones de estanqueidad, humedad o flujo y presión de agua determinarán en gran medida la resistencia. ii. Factores no necesariamente relacionables con la calidad del macizo rocoso: Estos factores se relacionan más bien con la naturaleza litológica de la roca matriz, que determina en buena medida su resistencia. Un macizo sano y de buena calidad podrá estar formado por una roca matriz poco resistente o, por el contrario, un macizo de muy mala calidad y por ende poco resistente (muy fracturado y alterado), podrá estar formado por una roca matriz muy dura. Los factores que determinan la resistencia de la roca matriz pueden ser: la composición mineralógica, el tamaño de los cristales o granos, su homogeneidad o heterogeneidad, la porosidad. De esta forma, un macizo sano de alta calidad geotécnica, formado por una roca matriz detrítica como la marga puede tener menor resistencia que un macizo riolítico muy fracturado y de baja calidad geotécnica. iii. Factores relacionados con esfuerzos y procesos constructivos Los estados de esfuerzos y la forma en que una obra civil los perturba pueden condicionar de manera importante la respuesta global de un macizo rocoso. Así, la historia tectónica o la profundidad pueden ocasionar que los estados de esfuerzos estén (o no) cercanos a la rotura; del nivel de confinamiento al que se encuentre la obra dependerá la magnitud del comportamiento friccionante; la distribución inicial de los esfuerzos puede inducir trayectorias y rotaciones desfavorables para el comportamiento de una excavación; el tipo de perturbación inducirá tipos de comportamiento distinto, esto es, si se trata de excavaciones (procesos de descarga) o construcciones (procesos de carga). Adicionalmente, el nivel de daño producido al macizo por los procesos de excavación, especialmente cuando se emplean explosivos, puede influir de forma importante en la resistencia de las zonas más próximas al túnel. Retomando lo explicado en el inciso 4.4.1.1 puede afirmarse que los grupos de factores ii y iii son los que diferencian las clasificaciones de Bieniawski y Barton. Entonces, para establecer una correlación entre la calidad geotécnica y el ángulo de fricción interna es necesario tomar en cuenta de alguna manera los grupos de factores ii y iii anteriormente descritos. Volviendo a las ecuaciones del criterio generalizado de Hoek y Brown (2002), el procedimiento de cálculo de cm y fm sería como sigue: a) Definición del coeficiente de Daño D del criterio de Hoek y Brown (2002). b) Cálculo de las constantes del criterio de rotura de Hoek y Brown (2002) mb, s y a a través de las expresiones (4.18). c) Definición de la constante sn3 = s3max / sci . Debido a que se espera que el proceso de rotura del medio excavado inicie en los bordes del túnel, en este caso se recomienda utilizar un nivel de confinamiento muy bajo: 24
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(4.29)
d) Establecimiento de un rango de valores posibles de los parámetros de la roca intacta sci y mi . Si no se cuenta con una campaña de ensayos de laboratorio suficientemente completa y confiable, se puede recurrir a las tablas de Hoek (Figura 4.15.) o a los valores propuestos en el programa Roclab® (o Rocdata), de la casa Rocscience. e) Determinación de los rangos posibles de cm y fm de acuerdo con las expresiones (4.24) y (4.25). De acuerdo con lo explicado previamente, es muy importante no definir únicamente una sola pareja de valores de los parámetros de resistencia. Las constantes D, GSI, mi y s3n tienen una influencia muy grande en los resultados obtenidos con las ecuaciones de cm y fm al mismo tiempo que su valor real puede ser muy incierto, sobre todo en la fase de proyecto y diseño. En la Figura 4.17 y Figura 4.18 se puede observar cómo varían las funciones de cm y fm en términos de la calidad geotécnica y para distintos valores del coeficiente mi de la roca intacta y del coeficiente de daño D.
Figura 4.17. Variación de cm (normalizado) con el índice de Calidad RMR calculada con la ecuación (4.24) max i con un s3 = sc /8, para distintos valores del parámetro mi y valores del coeficiente D de 0.0, 0.5 y 0.8.
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Figura 4.18. Variación de fm con el índice RMR calculada con la ecuación (4.25), con un s3max = sci/8, para distintos valores del parámetro mi y valores del coeficiente de daño D de 0.0, 0.5 y 0.8.
Nótese en la Figura 4.17 y Figura 4.18 la fuerte dependencia que tiene el cálculo de los parámetros de la envolvente de Mohr con las constantes D, GSI y mi . Mediante la metodología aquí expuesta se eliminan las dependencias respecto a la profundidad H y la resistencia a la compresión simple del macizo sci (a través de la normalización de cm). Respecto a la selección adecuada del coeficiente de daño D, las consideraciones básicas que pueden hacerse son: en rocas blandas y en rocas duras de muy mala calidad (RMR30 las excavaciones suelen llevarse a cabo mediante el uso de explosivos y en la mayoría de los casos, las voladuras carecen de la calidad adecuada, por lo que se recomienda utilizar 0.6 ≤ D ≤ 0.8.
4.4.2.3. Parámetros de resistencia para el macizo rocoso a partir de datos experimentales a) Resistencia a la compresión simple del macizo rocoso La resistencia a la compresión simple del macizo rocoso, scm puede aproximarse de varias maneras. La forma más directa resulta de imponer un esfuerzo de confinamiento s3 =0 en cualquier criterio de resistencia y entonces la componente principal mayor equivale a la resistencia a compresión simple. Sin embargo, en este procedimiento, el concepto de resistencia a la compresión simple o 26
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uniaxial, corresponde simplemente al valor de una ecuación que es función de los parámetros que definen la resistencia al corte. En toda aproximación empírica de la resistencia de un macizo rocoso es importante definir cuál, o cuáles, deben ser los parámetros que rijan la resistencia del macizo y a partir de los cuales pueden aproximarse los demás. En la literatura de mecánica de rocas es común encontrar un gran número de correlaciones empíricas para estimar la resistencia a la compresión simple del macizo como función de la calidad geotécnica (Figura 4.19). No sucede lo mismo en los casos de la cohesión y la fricción interna; las correlaciones para estos parámetros son escasas y suelen estar condicionadas por múltiples factores que a priori son difíciles de controlar. Por su parte, en túneles, la resistencia a la compresión simple del macizo rocoso tiene un sentido físico más claro ya que puede asumirse que la rotura generada en los bordes de la excavación obedece directamente a este parámetro, al tratarse de zonas bajo un estado de esfuerzos casi uniaxial (en realidad es biaxial pero la componente desviadora se ve más influida por la diferencia s1- s3≈ 0). Prácticamente todas las correlaciones empíricas para estimar scm se basan en el efecto escala determinado por la cantidad de discontinuidades presentes en el macizo, asociado directamente con la calidad geotécnica (RMR, Q, GSI, etc.). Sin embargo, no suelen tomar en cuenta el volumen del dominio de análisis, siendo que en los casos de roca de buena calidad, cuando las discontinuidades dejan de ser un factor determinante, la resistencia es sobreestimada. Por ejemplo, el criterio de Hoek y Brown indica que, en un macizo con un índice GSI cercano a 100, el parámetro s sería similar a 1 y a = 0.50, por lo que scm = scisa ≈sci . Sin embargo, en diversas investigaciones (Martin, 1996, 1997; Aubertin et al. 2000, 2001, 2002) se ha demostrado que en túneles en roca masiva (RMR ≈100) la rotura de los bordes de la excavación se produce a esfuerzos entre 0.4sci y 0.5sci , lo cual equivale a un parámetro 0.20 ≤ s ≤ 0.25. Martin (1997) atribuye este comportamiento a las trayectorias de esfuerzos que se generan en los bordes de la excavación. Mientras que en laboratorio la resistencia se mide a partir de una carga uniaxial y que aumenta monotónicamente, en el túnel la resistencia se moviliza a partir de una descarga en la roca a través de trayectorias complejas que involucran rotaciones de esfuerzos. La Figura 4.20 muestra varias correlaciones empíricas propuestas por distintos autores entre la resistencia del macizo (normalizada) y el índice de calidad RMR.
Figura 4.19. Correlaciones empíricas entre RMR y scm/sci y regresión estadística.
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Nótese en la Figura 4.19 cómo la mayoría de estas correlaciones convergen en un valor de
scm/sci =1. Lo anterior indica que tales correlaciones suponen que si el macizo es de calidad excelen-
te, su resistencia a la compresión simple es igual a la de la roca matriz, lo cual se contradice con los argumentos presentados en el párrafo anterior. Para contar con un criterio más o menos unificado o un promedio de estas correlaciones, se propone una regresión (línea azul, en la Figura 4.19) tal que: (4.30)
donde el valor del parámetro B que mejor ajusta los resultados tiene un valor de B =19.397 con un coeficiente de correlación R2 = 93%. Luego, mediante una metodología similar a la desarrollada por Aubertin et al. (2000, 2001), se propone la siguiente relación entre el RMR y scm: (4.31)
donde Rr es el factor de relación de resistencias que define el porcentaje entre la resistencia máxima desarrollada por un macizo perfectamente sano pero a una escala muy grande y la resistencia a la compresión simple de una probeta de roca matriz. Tal y como propone Aubertin et al. (2000, 2001) dicho factor se define entre 0.4 y 0.5. (4.32)
R0 es la relación de resistencias mínima para RMR = 0 que puede estar dentro del rango: (4.33)
En la Figura 4.20 se muestra la curva generada por la ecuación (4.31), junto con la regresión (4.30) y los datos experimentales de Aydan y Dalgic (1998) obtenidos de ensayos in situ en obras subterráneas en Turquía.
i
Figura 4.20. Correlaciones entre RMR y scm/sc : regresión estadística sobre ecuaciones empíricas, curva generada con la ecuación (4.31) y datos experimentales.
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b) Parámetros de la envolvente de rotura Como se dijo anteriormente, interesa el sentido físico que adquiere la resistencia a la compresión simple del macizo rocoso en los bordes de la excavación, ya que es en estos sitios donde iniciará el proceso de fractura. Por lo tanto, se puede establecer este parámetro como el que regirá la estimación de las constantes de Mohr-Coulomb que definen la envolvente de rotura en dichos bordes. Un critero de rotura que también resulta útil en el establecimiento de correlaciones es el propuesto por Singh & Singh (2005): (4.34)
donde:
para f en presiones de confinamiento bajas.
El criterio de Singh & Singh, al igual que el de Hoek y Brown es no-lineal (hiperbólico) y tomaa en cuenta el efecto del confinamiento en la resistencia friccionante; además, considera el estado crítico del material, en el que éste pierde totalmente la resistencia friccionante. Utilizando el criterio de Singh & Singh (2005) y partir de extensas campañas de ensayos triaxiales sobre modelos de rocas fracturadas elaboradas por Brown (1970), Brown y Trollope (1970), Ladani y Archambault (1972), Einstein y Hirshfeld (1973), Hoek (1980), Yazi (1984), Arora(1987) y Roy (1993) se ha podido establecer, por medio de regresiones estadísticas, la siguiente correlación (Singh y Goel, 2006): (4.35)
donde fmpeak es el ángulo de fricción de pico para la roca fracturada. Con esta ecuación y los valores de scm obtenidos con la ecuación (4.31) es posible obtener una relación entre el ángulo de fricción interna del macizo y el índice de calidad de Bieniawski, que es válido para los bordes de la excavación y que además, es el que en un modelo se movilizará para propagar el proceso de rotura hacia el interior del macizo. Por otro lado, a partir de ensayos poliaxiales sobre muestras cúbicas de roca fracturada a niveles altos de s2 elaborados en el IIT de Delhi (India) y de los ensayos de Mehrotra (1993), quien realizó una serie muy extensa de ensayos de corte sobre muestras cúbicas para los casos de humedad natural y saturación completa, se pudo determinar la fuerte dependencia que tiene el ángulo de fricción interna con la saturación y establecer una correlación con el índice de calidad RMR. En la Figura 4.21 se muestra un gráfico con los resultados de estas campañas, dos curvas de regresión para los casos de contenido natural de humedad (CNH) y condición saturada y una curva de regresión obtenida a partir de la ecuación (4.35). En cuanto a la cohesión del criterio de rotura de Mohr-Coulomb, cm , prácticamente no existen datos experimentales reportados en la literatura. Sin embargo, una vez estimados cm y fmpeak , la cohesión puede calcularse como: (4.36)
4.4.2.4. Consideraciones finales sobre los parámetros de resistencia del macizo. A lo largo de este inciso se ha enfatizado sobre la dificultad de establecer correlaciones entre los parámetros de resistencia del macizo rocoso y la calidad geotécnica definida mediante clasificaciones geomecánicas. El criterio de rotura que tiene una relación más directa con un índice de calidad es el de Hoek y Brown (2002). Sin embargo, se trata de un criterio que no necesariamente se encuentra Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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implementado en todos los códigos de análisis geotécnico comerciales y sus parámetros (mb, s y a) no llegan a tener un significado físico tan claro o tan familiar como los de Mohr-Coulomb (cm y fm). Por su parte, el criterio de Singh & Singh (2005) tiene la peculiaridad de representar adecuadamente los estados críticos del material y sus parámetros son de uso común (scm y fm). Sin embargo, es un criterio que no está incluido en ningún código comercial y programarlo como un modelo de usuario sale del alcance de cualquier proyecto convencional.
Figura 4.21. Relación entre la calidad RMR y el ángulo de fricción interna. Datos experimentales y regresiones para contenido natural de humedad (CNH), condiciones saturadas (SAT) y Singh & Goel, 2006.
Los modelos de Hoek & Brown (2002) y Singh & Singh (2005) representan la no linealidad de las relaciones entre componentes de esfuerzos que es característica de los macizos rocosos, mientras que Mohr-Coulomb es una recta que es necesario que adaptar a un cierto rango de esfuerzos para que sea representativa de un problema en particular. Las ecuaciones de Hoek para estimar los parámetros de la envolvente de rotura de Mohr-Coulomb pueden ser útiles como primera aproximación, sin embargo hay que tener siempre en cuenta que dependen mucho de la fricción del material intacto y del coeficiente de daño que se asigne a la excavación. Sin embargo, para valores bajos de RMR o GSI estas ecuaciones arrojan valores poco realistas y es recomendable no utilizarlas en rangos de RMR < 30.
4.5. Modelos geomecánicos Para el estudio de la excavación de un túnel que se analizará por alguna técnica numérica (Elementos Finitos, Diferencias Finitas, etc.) es necesario, en la etapa previa a la modelación matemática, comprender bien, todos, o por lo menos, gran parte de los factores que podrían influir en el comportamiento de la obra. El programa de computadora para análisis geotécnico utilizado debe permitir tener en cuenta los aspectos fundamentales más importantes para la aproximación del problema real. Hay que destacar que la consideración de tales aspectos, en muchas ocasiones es imprescindible, y el hecho de ignorarlos o desconocerlos puede tener como consecuencia un resultado completamente ajeno al que posteriormente presentará la excavación. Los modelos geomecánicos se plantean en CAD (Computer Assisted Drawing, por sus siglas en inglés, en 2 o 3 dimensiones) ya que será el procedimiento de análisis numérico el que se encargue de proporcionar los resultados que servirán como base del pre-diseño en el proyecto. Un modelo geomecánico es el resultado de la integración completa de todos los estudios de campo y laboratorio realizados. Esto incluye topografía, clasificación litológica, geología estructural, estudios geofísicos, resultados de pruebas de resistencia de los materiales, estimaciones de estados iniciales 30
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de esfuerzos, aproximación mediante un modelo constitutivo adecuado del posible comportamiento del macizo, etc. Además, el modelo toma en cuenta las características geométricas de la excavación, si ésta se realizará por etapas y la secuencia de las mismas y la interacción con sistemas de soporte, estabilización y reforzamiento. También contempla los distintos mecanismos de inestabilidad que se pueden presentar en la excavación como son, los sistemas de fracturamiento, estratificación, etcétera. La determinación de los parámetros mecánicos del macizo rocoso con el objeto de realizar cálculos tenso-deformacionales es uno de los problemas más complejos de cualquier estudio geológicogeotécnico. Un macizo rocoso es en realidad un medio heterogéneo, discontinuo y en muchas ocasiones, anisótropo, cuyas propiedades no pueden ser medidas directamente en laboratorio. Existirá siempre una gran diferencia entre el comportamiento del macizo y el de las muestras ensayadas el cual irá divergiendo cada vez más conforme se amplía el dominio de análisis.
4.5.1. Parte geológica-geomorfológica 4.5.1.1. Topografía: Al definir el modelo geomecánico de la excavación de un túnel es preciso determinar si la topografía será factor de influencia en el comportamiento tenso-deformacional del terreno. Esta influencia es función directa de la profundidad a la que se va a realizar la obra. Si la profundidad es poca y en superficie se tiene un terreno muy irregular, en las primeras decenas de metros hacia el interior, esta condición será determinante en el estado inicial de esfuerzos y en la forma en que estos se redistribuirán al momento de perturbar el macizo.
Figura 4.22. Esquemas de influencia de la topografía en el estado inicial de esfuerzos: a) sí influye; b) no influye.
4.5.1.2. Litología y estructura geológica: El tipo de roca en que se encontrará la obra determinará en buena medida el comportamiento del macizo ante la excavación y la forma en que éste interactuará con las estructuras de soporte y estabilización. Si la roca es dura, aunque se encuentre sensiblemente fracturada, el macizo se comportará como un medio pseudo-sólido donde las deformaciones, generalmente, no podrán alcanzar magnitudes importantes (a menos que el túnel se encuentre en condiciones de roca fluyente o en materiales expansivos). Además, en este tipo de rocas y sobre todo si el túnel se encuentra a poca profundidad, Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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la influencia del tiempo en el proceso de redistribución de esfuerzos con su consiguiente estabilización en las deformaciones no llega a tener demasiada importancia. La estabilidad de la excavación podría estar en juego, más que debido procesos deformacionales importantes, a otros efectos como el “aflojamiento” de la roca debida, entre otras cosas, a la descompresión, la cual favorece la apertura de juntas que pueden propiciar la caída de bloques potencialmente inestables, y que es particularmente significativo en la clave de un túnel. Las fracturas, al debilitarse, pueden generar claras direcciones de anisotropía en las que el material es considerablemente más débil. En conclusión, la presencia de discontinuidades en el macizo, será un factor muy importante a considerar en el estudio de la estabilidad de la excavación, por dos razones fundamentales: la posible formación de bloques potencialmente inestables y la generación de una marcada anisotropía que podría ser desfavorable para la obra. En rocas blandas o suelos los mecanismos que rigen la estabilidad de las excavaciones suelen estar asociados a procesos deformacionales de mayor magnitud que tienden a generar problemas en el frente de excavación o sus proximidades.
4.5.1.3. Esfuerzos In Situ Uno de los problemas más inciertos en Ingeniería Geotécnica y que condicionan más los resultados de los análisis, es el desconocimiento del estado tensional en el interior de un macizo rocoso. En cuanto al estado de esfuerzos geostático suele asumirse que los esfuerzos verticales obedecen una ley aproximadamente lineal en función del peso específico del macizo y de la profundidad. Sin embargo, los esfuerzos horizontales no varían con relaciones fácilmente identificables. En el análisis y diseño de estructuras subterráneas resulta imprescindible aproximarse al estado de esfuerzos real. En la gran mayoría de los casos los proyectos no justifican la gran inversión económica que representa llevar a cabo medidas in situ de los estados tensionales del macizo rocoso, por lo que es necesario establecer una serie de hipótesis sobre la relación de esfuerzos horizontales y verticales (k0 = sv/sh), basadas en la experiencia del proyectista y en las aproximaciones empíricas propuestas por algunos autores (Regla de Heim, Hoek y Brown, fórmula de Jaky, etc.), apoyadas, algunas de ellas, en estadísticas de mediciones reales. La relación k0 = v/ 1-v que propone la teoría de la elasticidad resulta poco aproximada en Mecánica de Rocas. Siempre es conveniente estudiar el posible comportamiento del macizo y las estructuras interactuantes bajo distintas combinaciones de dicha relación. Hoek y Brown proponen una variación de k0 con la profundidad de acuerdo con la siguiente expresión: (4.37)
donde z es la profundidad del túnel. Sin embargo esta relación suele arrojar valores que muchas veces no tienen sentido, sobre todo cuando se trabaja a poca profundidad, por lo que hay que tomarla con precaución. En suelos y rocas muy blandas una propuesta algo más realista en este caso sería la fórmula de Jaky: k0= 1-sen f. Esta fórmula es de uso muy difundido en geotecnia y de hecho es la que algunos programas de elementos finitos utilizan por defecto. Sin embargo la experiencia en macizos rocosos indica que la fórmula de Jaky puede subestimar los esfuerzos horizontales de forma importante. Trabajos más recientes como el de Sheory (1994) proporcionan aproximaciones también realistas aunque son más aplicables a profundidades mayores a los 500 metros. (4.38)
donde Eh es el módulo de elasticidad del macizo medido en la dirección horizontal.
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De acuerdo con Hudson y Harrison (1977) en obras civiles construidas a menos de 500 metros de profundidad es más una regla que una excepción (92% de los casos estudiados) que los esfuerzos horizontales sean mayores a los verticales. En la Figura 4.23 se presentan sobrepuestas las gráficas de los estudios realizados por Hoek y Brown (1980) y Sheory (1994).
Figura 4.23. Gráficos del coeficiente de esfuerzo horizontal según los trabajos de Hoek y Brown (1980) y Sheory (1994). Gráficas sobrepuestas.
Por todo lo anterior, en el modelo computacional se deben tomar valores distintos del coeficiente k0 y analizar su influencia en el posible comportamiento de la excavación. Por su parte, la geología influye, en muchas ocasiones, de manera determinante en el estado primario de esfuerzos en un macizo. Las formas principales de influencia de la geología pueden ser: esfuerzos tectónicos (residuales o activos), anisotropía debida a estratificación y/o fracturamiento o distribuciones asimétricas de esfuerzos relacionadas con la orientación de discontinuidades mayores en la vecindad (Figura 4.24). Para la generación del estado primario de esfuerzos geostático a utilizar en el análisis numérico, cuando se trata de un estudio convencional, las únicas herramientas que se tienen al alcance son las ecuaciones de la estática. Es posible crear en el modelo un estado de esfuerzos “teórico” previo al análisis de la excavación, que tome en cuenta tanto el peso de los materiales y la profundidad, como la geometría de la superficie del terreno natural cuando se considera que influye. En una situación en la que la inclinación del terreno se tiene que definir para calcular el estado inicial de esfuerzos, en principio, los esfuerzos principales deben estar orientados paralela y perpen dicularmente a la superficie del terreno. Sin embargo, la práctica indica que, así como la magnitud
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de estos esfuerzos se incrementa con la profundidad, su orientación también debe ir variando gradualmente, como una función, tanto de la profundidad como de la longitud de la ladera. El programa utilizado para el análisis debe contener herramientas numéricas para simular la influencia de factores como la inclinación y longitud de la ladera, imprescindibles para alcanzar una idealización más o menos realista de los estados iniciales de esfuerzos.
Figura 4.24. Situación en la que los esfuerzos tectónicos afectan la estructura del macizo.
4.5.2. Parte geométrica y constructiva 4.5.2.1. Geometría El modelo geomecánico puede contemplar la geometría exacta de la sección, así como las dimensiones de las distintas fases y etapas de excavación. También es posible modelar de manera muy aproximada la topografía de las secciones de análisis. Si existe una marcada asimetría de dichas secciones, la malla de análisis se debe diseñar completa, es decir, sin la simplificación de modelar sólo la mitad de las secciones, que es posible realizar en el caso de una completa simetría.
4.5.2.2. Modelación de las fases y etapas de excavación y sostenimiento Los esfuerzos y deformaciones en muchas estructuras dependen significativamente de la historia y detalles del procedimiento constructivo y las cargas. Aunque se podrían citar muchos ejemplos de diversas disciplinas de la ingeniería civil, el reconocimiento de esta situación es de particular importancia en la ingeniería geotécnica. Las situaciones que se analizan en los casos de excavaciones subterráneas involucran cambios mayores en la configuración de la estructura debido a la remoción de algunos componentes y la inclusión de otros. Por lo anterior, resulta de fundamental importancia que el modelo geomecánico incluya todos los detalles del procedimiento constructivo a implementar, desde la geometría y secuencia de las distintas fases de excavación, como el orden y el tipo de elementos de sostenimiento que se planea colocar.
4.5.3. Parte constitutiva Se refiere a los modelos constitutivos con los que se representará el comportamiento de los distintos materiales que componen el problema geomecánico por analizar. De esta forma, los materiales geotécnicos (rocas, suelos y en algunos casos el concreto) deberán distinguirse en su comportamiento de otros como los aceros usados en los marcos metálicos y anclajes o los polímeros utilizados en geotextiles. En el Capítulo 6 de este Manual se presenta una amplia disertación sobre este particular tema. 34
Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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La Figura 4.25 resume algunos de los factores más importantes que influyen en el comportamiento de una obra subterránea durante su construcción, mismos que al final representarán los condicionantes básicos para una correcta modelización: • Forma del terreno en superficie y la profundidad del túnel • Dimensiones del túnel y geometría de las distintas secciones de avance de la excavación • Condiciones de flujo de agua subterránea • Estados de esfuerzos iniciales (s1, s2, s3) • Disposición de las distintas unidades geológicas o geotécnicas • Presencia y tipo de elementos estructurales del sostenimiento
Figura 4.25. Algunos de los factores más importantes que influyen en el comportamiento de una obra subterránea durante su construcción.
4.6. Consideraciones geotécnicas para la definición de procedimientos constructivos En esta sección se describen los criterios y consideraciones que se emplean para definir los esquemas constructivos de proyecto y la relación de éstos con las distintas situaciones geotécnicas que podrán presentarse a lo largo de la construcción de un túnel. Una vez evaluada la información de campo y laboratorio y tomando en cuenta los distintos parámetros que definen la calidad del macizo rocoso, tales como litología, resistencia, tipo y estado de las discontinuidades principales (fallas, fracturas, espaciamiento, rugosidad, presencia de agua, etcétera), o en el caso de los suelos, su granulometría y composición, se procede a realizar una escala geotécnica útil para tramificar la traza del túnel. De dicha escala serán función los esquemas constructivos que deberán implementarse. Para tal efecto, y en el caso de los túneles en roca, se emplean las clasificaciones geomecánicas clásicas y que fueron descritas en el inciso 4.3 de este Capítulo. Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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4.6.1. Recomendaciones derivadas de las clasificaciones geomecánicas En los casos de túneles en roca, las clasificaciones geomecánicas, además de permitir tener una idea preliminar sobre la calidad de la roca que alojará al túnel y de ser útiles para aproximarse a valores reales de sus parámetros mecánicos, presentan una serie de recomendaciones constructivas que sus autores han adaptado a cada caso, según un número importante de factores que influyen en el comportamiento de las excavaciones. Es fundamental mencionar que estas recomendaciones no necesariamente serán las que rijan los procedimientos constructivos y los sistemas de estabilización, soporte y reforzamiento, sin embargo, representan una primera aproximación de la que se puede partir para después adaptarla a la realidad de la excavación. Bieniawski (1989) presenta una tabla en la que establece algunas recomendaciones de excavación y tipos de sostenimiento en función de la clasificación RMR (Tabla 4.6). Es importante hacer notar que esta tabla está diseñada para túneles con un ancho máximo de 10 m, por lo que su aplicación a túneles de carretera convencionales ha de hacerse con sus debidas reservas. Además, considera que el túnel estará bajo un estado de esfuerzos máximo en el que la componente vertical no debe sobrepasar los 250 kg/cm 2 (lo que equivale a aproximadamente un máximo de 1,000 m de profundidad).
Tabla 4.6. Recomendaciones de sostenimiento según Bieniawski (1989).
Por su parte, las recomendaciones de sostenimiento del Instituto Geotécnico Noruego ( NGI ) toman en cuenta el tipo de excavación y además incluyen un número más amplio de categorías. Para utilizar la gráfica y las tablas de Barton, es necesario definir la dimensión equivalente, De, del túnel, que es un parámetro introducido por el autor para normalizar los diámetros de las excavaciones. De es igual al diámetro del túnel dividido por un factor, ESR (Excavation Support Ratio), que se obtiene de la Tabla 4.7.
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Tabla 4.7. Determinación del ESR. (4.39)
A partir del ESR y del índice Q se entra en la gráfica de la Figura 4.25 donde se establecen 38 categorías de sostenimiento. Luego, en la Tabla 4.8 se explican a detalle los sostenimientos propuestos. En una publicación más reciente (Barton et al., 1992) los autores presentan un gráfico que muestra de manera más intuitiva el sostenimiento necesario según Q y De (Figura 4.26).
Figura 4.26. Categorías del sostenimiento según Barton et al. (1974).
Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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Tabla 4.8. Sostenimientos según Barton et al., (1974).
Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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Figura 4.27. Categorías del sostenimiento según Barton (1993).
4.6.2. Definición de Unidades y Condiciones Geotécnicas En primer lugar, resulta conveniente definir los conceptos de Unidad Geotécnica y Condición Geotécnica para fines de diseño (y control durante la construcción) de una obra subterránea. Una Unidad Geotécnica puede entenderse como una porción del terreno, dentro del ámbito de la obra, que tiene características, primordialmente geomecánicas, que la distinguen de otras porciones vecinas. Una unidad geotécnica puede conformar un paquete de roca o suelo de una determinada litología o estar compuesta por intercalaciones de distintas litologías, pero con características mecánicas similares. Algunos ejemplos pueden describirse como sigue: • En formaciones volcánicas, una sucesión de distintos eventos eruptivos puede conformar un terreno en el que se intercalen paquetes de roca extrusiva de distinta composición química, pero de resistencia similar; además, debido a la tectónica regional, estos pueden compartir los mismos patrones de fracturamiento • En una formación sedimentaria, puede ser que distintas deposiciones de distintas eras geológicas, aunque tengan diferencias en su composición, guarden también propiedades mecánicas similares así como de estatificación y fracturamiento. • Cuando distintos grupos litológicos forman una misma unidad pero tienen propiedades mecánicas diferentes; en estos casos puede sucedes que la escala de las intercalaciones (y a veces también lo complejo de su geometría), haga inviable separarlas en unidades discretas individuales y el hecho de pretender darles un tratamiento diferenciado en los cálculos resultría muy costoso en términos computacionales, a la vez que aumentaría el grado de incertidumbre sobre la validez de los resultados obtenidos. En estos casos las distintas capas se homogenizan en unidades de porpiedades equivalentes. En la Figura 4.28 se muestra un ejemplo de un túnel que atraviesa una secuencia de calizas arcillosas (Cz ar), margas (Mg) y lutitas (Lu), a las que a su vez sobreyace una unidad de conglomerados calcáreos (CgCa). Nótese que a la escala del dibujo podrían distinguirse las diferentes zonas como unidades de comportamiento mecánico distinto; sin embargo, si se pretende elaborar un modelo de cálculo que abarque varias decenas de metros hacia los lados, hacia abajo y hacia arriba del túnel, la escala del dominio de análisis con respecto a la de los espesores de los diferentes paquetes litológicos de Cz ar -Mg- Lu, haría inviable tal distinción. Entonces, lo conveniente es agruparlas en una
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sola unidad geotécnica. Para el cálculo de las propiedades físicas y mecánicas de esta unidad harían falta técnicas de homogeneización. En la misma Figura 4.28 se muestra el equivalente en un modelo geomecánico.
Figura 4.28. Ejemplo de definición de unidades geotécnicas a partir de la homegenización de grupos litológicos.
Asimismo, un mismo grupo litológico puede subdividirse en dos o más unidades geotécnicas, dependiendo de ciertas características que las hacen disferenciables mecánicamente, como son el grado de fracturamiento, de alteración, las condiciones de humedad e incluso, las condiciones topográficas. Por su parte, una Condición Geotécnica abarca el conjunto de factores determinantes en la respuesta del terreno ante las acciones de excavación. Así, una misma unidad geotécnica puede contener varias condiciones geotécnicas y viceversa. En la Figura 4.29 se muestra el perfil de un túnel en el que se esquematiza el grado de fracturamiento del macizo rocoso y la presencia de una falla. Se trata de una formación en la que existe una sola litología (Andesitas, Tm-and), cuyo fracturamiento y grado de alteración es muy intenso en zonas ceracanas a la superficie y va disminuyendo gradualmente a medida en que se profundiza en el terreno. Durante los estudios geológicos se detectó la presencia de una falla de dimensiones considerables que afecta a un tramo de unos 10 m del túnel. En la misma figura se presenta una tramificación geotécnica en función de los rangos de calidad RMR y Q estimados durante el proyecto. En este proyecto en particular, se determinó considerar a todo el macizo rocoso como una sola unidad geotécnica (Unidad I) y, en función de la calidad de la roca y de las condiciones topográficas, asignar una serie de condiciones geotécnicas distintas, mismas que, a su vez, están asociadas a diferentes procedimientos de excavación y técnicas de sostenimiento. En la Figura 4.30 se muestra el perfil geotécnico del túnel. Puede verse que la tramificación ahora incluye 6 condiciones geotécnicas denominadas: B, C(+), C(-), D (+), D (-) y E, asociadas a distintos niveles de calidad, llendo de mayor a menor. En el siguiente inciso de este capítulo se describen ampliamente dichas condiciones geotécnicas. El primer tramo del túnel está en Condición E, que se asocia al terreno de peor calidad, pero además a una situación especial definida por las obras de emportalamiento. Sobra decir que los primeros metros de túnel pueden ser muy delicados en términos de estabilidad por lo que es necesario extremar las medidas de seguridad y por ende, reforzar más la excavación. Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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En la medida en que el túnel va profundizando y la calidad del macizo mejorando, las condiciones geotécnicas implican cada vez menor cantidad de soporte y/o reforzamiento del terreno; sin embargo, en un caso como el del ejemplo, el túnel cruza una falla geológica, la cual tiene una cierta zona de influencia que se refleja en un empeoramiento de las condiciones de estabilidad de la excavación. Por lo anterior debe definirse una transición entre la condición geotécnica buena (B) que se tiene antes de llegar a la zona de influencia y la condición pésima (E). Una vez que la excavación sale de la zona de influencia de la falla y la calidad geotécnica vuelve a mejorar, se continúa con el esquema de la Condición B. Situaciones como la anteriormente descrita suelen presentarse repetidas veces durante la excavación de un túnel, especialmente si éste es relativamente largo.
Figura 4.29. Perfil de un túnel en el que se esquematiza el grado de fracturamiento del macizo rocoso, la presencia de una falla y la caracterización geotécnica (RMR, Q) por tramos.
4.6.3. Definición de procedimientos constructivos para distintas condiciones geotécnicas A continuación se describe una forma en que pueden asociarse secuencias de excavación y técnicas de sostenimiento a distintas condiciones geotécnicas. Tomando como clasificación de referencia las escalas de calidad propuestas por Bieniawski (1989), Barton (1974) y Marinos y Hoek (2004), pueden establecerse 5 condiciones geotécnicas básicas a partir de las cuales proponer los esquemas constructivos correspondientes.
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Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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Figura 4.30. Perfil geotécnico del túnel.
En la Tabla 4.9 se muestran 5 condiciones geotécnicas básicas asociadas a 5 rangos de los índices de calidad RMR89, Q y GSI, así como las caracterizaciones que los dos primeros autores dan a los macizos rocosos en cada caso.
Tabla 4.9. Relación entre calidades geotécnicas y esquemas constructivos propuestos.
A modo de ejemplo, en los siguientes incisos se presenta una descripción (típica) de macizos rocosos que correspondería a cada calidad geotécnica y el desarrollo detallado de los índices de calidad geotécnica (también típicos) correspondientes. a) Condición geotécnica A Se trata de macizos de calidad muy buena en los que la roca es masiva, resistente y muy sana; macizos con hasta 3 sistemas de discontinuidades que forman bloques cúbicos grandes con buenas
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condiciones de trabazón; las fracturas están sanas, cerradas y/o selladas, rugosas y secas y su separación no debe ser inferior a 1.5 m. En la Tabla 4.10 se presenta una clasificación RMR tipo para una roca de estas características; en la Tabla 4.11 se hace lo propio para la clasificación Q.
Tabla 4.10. Intervalo estimado del índice RMR para Condición Geotécnica A.
Tabla 4.11. Intervalo estimado del índice Q para Condición Geotécnica A.
b) Condición geotécnica B Se trata de macizos de buena calidad, sanos, resistentes y con una estructura de bloques bien trabados, en los que puede haber hasta 3 familias de discontinuidades, con caras rugosas y/o onduladas; algunas de sus juntas podrían estar ligeramente alteradas u oxidadas. Es importante que ninguna familia buze muy desfavorablemente hacia el frente de la excavación y que no exista agua que fluya hacia el interior del túnel. En la Tabla 4.12 se presenta una clasificación RMR tipo para una roca de estas características; en la Tabla 4.13 se hace lo propio para la clasificación Q.
Tabla 4.12. Intervalo estimado del índice RMR para Condición Geotécnica B.
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Tabla 4.13. Intervalo estimado del índice Q para Condición Geotécnica B.
c) Condición geotécnica C Se considera para macizos con un mayor grado de fracturamiento, hasta 4 o 5 familias cuyas juntas pueden ser poco rugosas y estar algo abiertas y/o alteradas; macizos en los que se formen bloques de dimensiones decimétricas (espaciamientos de 0.6 a 0.8 m) y donde la roca matriz sea dura y resistente (por ejemplo calizas, basaltos, areniscas, tobas, granitos, andesitas y riolitas). En este tipo de macizos la trabazón entre bloques duros contribuye en gran medida a la auto estabilización de la bóveda. Alguna(s) familia(s) pueden buzar de forma medianamente desfavorable a la excavación. Puede tratarse también de macizos de buena calidad pero con zonas individuales de debilidad como fallas o zonas de material triturado que afecten la estabilidad de la excavación. Puede existir humedad dentro de la excavación o una cierta afluencia, no muy considerable. En la Tabla 4.14 se presenta una clasificación RMR tipo para una roca de estas características; en la Tabla 4.15 se hace lo propio para la clasificación Q.
Tabla 4.14. Intervalo estimado del índice RMR para Condición Geotécnica C.
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Tabla 4.15. Intervalo estimado del índice Q para Condición Geotécnica C.
d) Condición geotécnica D Se trata de macizos rocosos compuestos por una roca matriz medianamente débil a débil, en donde el espaciamiento entre discontinuidades es pequeño y/o se tienen estratos muy delgados. Las juntas de las discontinuidades son lisas y se encuentran abiertas, alteradas, en ocasiones rellenas de arcilla y húmedas. Además cuando la roca matriz es débil existe una mayor tendencia a generar zonas de material plastificado y/o en estado de rotura de mayor extensión o a crear zonas de aflojamiento en la clave de mayores dimensiones. En estas rocas prácticamente no hay trabazón entre bloques. Ejemplo de estos macizos son las formaciones de lutitas, pizarras, esquistos, margas, brechas y conglomerados. En la Tabla 4.16 se presenta una clasificación RMR tipo para una roca de estas características; en la Tabla 4.17 se hace lo propio para la clasificación Q.
Tabla 4.16. Intervalo estimado del índice RMR para Condición Geotécnica D.
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Tabla 4.17. Intervalo estimado del índice Q para Condición Geotécnica D.
e) Condición geotécnica E Coincide con las peores condiciones geotécnicas previsibles y además con los primeros metros de excavación en aquellos túneles en los que la calidad del macizo en las zonas de portales sea mala a muy mala. Se trata de macizos de roca completamente descompuesta o alterada en los que el material se puede comportar más como un suelo que como una roca. También incluye zonas de depósitos de talud con matriz arenosa o limosa y que contienen bolos o bloques angulosos de distintas dimensiones. En la Tabla 4.18 se presenta una clasificación RMR tipo para una roca de estas características; en la Tabla 4.19 se hace lo propio para la clasificación Q.
Tabla 4.18. Intervalo estimado del índice RMR para Condición Geotécnica E.
Tabla 4.19. Intervalo estimado del índice Q para Condición Geotécnica E.
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A partir de las anteriores descripciones y tablas orientativas, a modo de primera aproximación, puede procederse a consultar lo que los autores de las clasificaciones geomecánicas recomiendan para cada caso.
4.6.4. Recomendaciones constructivas para las distintas condiciones geotécnicas a) Condición Geotécnica A • Con base en la gráfica de Barton, con un índice Q de 45 y un diámetro equivalente, De de 16 m, la excavación caería en la categoría 2, lo cual implicaría un sostenimiento mediante anclaje pasivo puntual de 4 a 5m de longitud. • Según las recomendaciones de Bieniawski podrá excavarse a sección completa con avances de 3 metros, anclaje ocasional, sin concreto lanzado y sin marcos metálicos. b) Condición Geotécnica B • Con base en la gráfica de Barton, de acuerdo con el índice Q correspondiente y un diámetro equivalente, De de 16 m, la excavación caería en las categorías 3 y 4, lo cual implicaría un sostenimiento mediante anclaje pasivo sistemático de 4 a 5 m de longitud, espaciados de 2 a 2.5 m para la categoría 3; mientras que para la categoría 4 se propone, anclaje pasivo sistemático de 4 a 5 m de longitud, espaciadas unos 2.5 m y concreto lanzado de 4 a 5 cm de espesor. • Según las recomendaciones de Bieniawski se podrá excavar a sección completa con avances de 1 a 1,5 m, colocando anclas de 2 a 3 m en la bóveda en un patrón de 2.5 m y con una capa de concreto lanzado de 5 cm de espesor en la bóveda. c) Condición Geotécnica C • Con base en la gráfica de Barton, de acuerdo con el índice Q correspondiente y un diámetro equivalente, De de 16 m, la excavación caería en las categorías 4 y 6, lo cual implicaría para la categoría 4, anclaje pasivo sistemático de 4 a 5 m de longitud, espaciadas unos 2.5 m y concreto lanzado de 4 a 5 cm de espesor; para la categoría 6, se propone anclaje pasivo sistemático de 4 a 5 m de longitud, espaciadas de 2m y concreto lanzado reforzado con fibras de acero de 9 a 12 cm de espesor. • Según las recomendaciones de Bieniawski se deberá excavar primero la media sección superior y luego el banqueo con avances de 1.5 a 3 m, colocando anclas de 3 a 4 m en la bóveda y hastiales en un patrón de 1.5 a 2.0 m y con una capa de concreto lanzado de 5 a 10 cm de espesor en bóveda y 3cm en hastiales. d) Condición Geotécnica D • Con base en la gráfica de Barton, de acuerdo con el índice Q correspondiente y un diámetro equivalente, De de 16 m, la excavación caería en las categorías 6 y 8, lo cual implicaría para la categoría 6, anclaje pasivo sistemático de 4 a 5 m de longitud, espaciado de 2 m y concreto lanzado reforzado con fibras de acero de 9 a 12 cm de espesor; para la categoría 8, se propone anclaje pasivo sistemático de 4 a 5 m de longitud, espaciadas de 1.5 a 2 m, concreto lanzado reforzado con fibras de acero de 15 a 20 cm de espesor y marcos metálicos con concreto lanzado. • Según las recomendaciones de Bieniawski se deberá excavar primero la media sección superior y luego el banqueo con avances de 1 a 1.5 m, colocando anclas de 4 a 5 m en la bóveda y hastiales en un patrón de 1 a 1.5 m y con una capa de concreto lanzado de 10 a 15 cm de espesor en bóveda y 10cm en hastiales y marcos metálicos ligeros espaciados 1.5m, cuando sean necesarios. e) Condición Geotécnica E • Con base en la gráfica de Barton, de acuerdo con el índice Q correspondiente y un diámetro equivalente, De de 16 m, la excavación caería en las categorías 8 y 9, lo cual implicaría para la categoría 8, se propone anclaje pasivo sistemático de 4 a 5 m de longitud, espaciadas de 1.0 a 1.5 m, concreto lanzado reforzado con fibras de acero con espesor mayor a 20 cm y marcos metálicos reforzados con concreto lanzado; para la categoría 9, se propone revestimiento de concreto. 48
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• Según las recomendaciones de Bieniawski se deberá excavar en múltiples fases, colocando anclas de 5 a 6 m en la bóveda y hastiales en un patrón de 1 a 1.5 m y con una capa de concreto lanzado de 15 a 20 cm de espesor en bóveda y hastiales y de 5cm en el frente de la excavación y marcos metálicos pesados espaciados 0.75 m.
4.6.5. Secciones tipo de sostenimiento y procedimientos de excavación Partiendo de una evaluación de la información generada durante los proyectos, de los datos obtenidos en obras similares ya realizadas y, tomando en cuenta los distintos parámetros que definen la calidad de los macizos rocosos, tales como litología, resistencia, tipo y estado de las discontinuidades principales (fallas, fracturas, espaciamiento, rugosidad, presencia de agua, etc.), se ha procedido a realizar una escala geotécnica útil para predefinir tratamientos y procedimientos de excavación. De dicha escala pueden ser función los esquemas constructivos que se propongan en un proyecto. Para tal efecto y como ya se anticipó, se emplean las clasificaciones geomecánicas clásicas, definiéndose así siete condiciones geotécnicas (las 5 anteriormente mencionadas más dos adicionales), con sus respectivos procesos constructivos y tratamientos (Tabla 4.20). Condición geotécnica A B C(+) C D
(-)
(+)
D(-)
RMR (Bieniawski, 1989)
Q (Barton et al., 1974)
GSI (Hoek & Marinos, 2002)
Tipo de sostenimiento
76 a 95 56 a 75
ST-1 ST-2
46 a 55
ST-3
36 a 45
ST-4
26 a 35
ST-5
16 a 20
ST-6
61 a 80 Roca buena 6 a 45 Roca regular a buena 51 a 60 Roca regular a 4 a 6 Roca mala a regular buena 41 a 50 Roca regular 1 a 4 Roca mala 31 a 40 Roca mala a 0.4 a 1.0 Roca muy mala regular 21 a 30 Roca mala a 0.1 a 0.4 Roca muy mala a muy mala extremadamente mala 0.01 a 0.10 Roca (Túnel) extremadamente mala
5 a 15 ST-E
E mala en (Emportalamiento)
extremadamente mala
Tabla 4.20. Relación entre calidades geotécnicas y esquemas constructivos propuestos.
Debe tomarse en cuenta que las clasificaciones geotécnicas no sustituyen a los análisis de estabilidad y los diseños riguosos que, en cada caso particular que lo amerite, deben realizarse a modo de definir más apropiadamente los tratamientos más adecuados a aplicarse durante la excavación del túnel. De acuerdo con la información geológico-geotécnica recabada, para cada túnel deberán definirse los tramos correspondientes a cada condición geotécnica (Figura 4.30). A continuación se presentan descripciones breves de lo que podrían ser unos esquemas típicos2. a) Condición Geotécnica A El procedimiento constructivo consiste en la excavación de la media sección superior en una sola fase, con avances de hasta 6 m; colocación puntual de anclas pasivas de fricción de 6 m de longitud y diámetro de f = 1”, sólo en sitios donde puedan generarse bloques o cuñas potencialmente inestables; en la mayoría de los casos no requerirá concreto lanzado, pero en caso de que se trate de una roca intemperizable, podrá lanzarse una capa de sellado de concreto reforzado con fibras de 5 cm de espesor. Banqueo en una sola etapa de excavación. (Figura 4.31). 2
Estas descripciones corresponen únicamente con ejemplos idealizados para los fines de este Manual.
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Figura 4.31. Esquema constructivo para la Condición Geotécnica A.
Alternativamente y si así conviene al contratista, se podrá excavar la sección completa del túnel, en avances de hasta 4 metros. El número de anclas puntuales obedecerá al cálculo de la fuerza de anclaje necesaria en cada caso. b) Condición Geotécnica B El procedimiento constructivo consiste en la excavación de la media sección superior en una sola fase, con avances de hasta 4 m; colocación puntual de anclas pasivas de fricción de 6 m de longitud y diámetro f = 1”, sólo en sitios donde puedan generarse bloques o cuñas potencialmente inestables; colocación de una capa de concreto lanzado reforzado con fibras de 5 cm de espesor; excavación del banqueo en una sola fase; colocación de una capa de concreto lanzado reforzado con fibras de 5 cm de espesor en las paredes del banqueo. El número de anclas puntuales obedecerá al cálculo de la fuerza de anclaje necesaria en cada caso (Figura 4.32).
Figura 4.32. Esquema constructivo para la Condición Geotécnica B.
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c) Condición Geotécnica C La Condición Geotécnica C se refiere al rango de calidad geotécnica considerado como “regular”, sin embargo, debido a la amplitud de dicho rango, se considera conveniente dividir los esquemas de sostenimiento en dos sub-categorías: C(+) y C(-). c.1) Condición Geotécnica C(+) Consiste en la excavación de la media sección superior en una sola etapa con avances de 3 m. Inmediatamente después de cada avance se procederá a la colocación de una capa de concreto lanzado con fibras de acero de 5 cm de espesor; posteriormente se colocarán anclas de fricción de 6 m de longitud y diámetro f = 1”, en un patrón de 2.5 m transversal × 2.5 m longitudinal, al tresbolillo; después, se colocará una segunda capa de concreto lanzado reforzado con fibras de acero de 5 cm de espesor (la colocación de anclas de fricción en las paredes del banqueo sólo será necesaria si durante el seguimiento geotécnico se determinan cuñas o bloques potencialmente inestables que pudieran tener salida en dicas zonas); el banqueo se excavará en una sola fase, colocando dos capas de concreto lanzado reforzado con fibras de 5 cm de espesor cada una en las paredes o hastiales (Figura 4.33).
Figura 4.33. Esquema constructivo para la Condición Geotécnica C(+).
c.2) Condición Geotécnica C(-) Consiste en la excavación de la media sección superior en 2 fases (izquierda y derecha) con un desfase no mayor de 3.0 m entre los dos frentes. El ancho de las etapas de excavación de la sección superior se definirá según el tamaño del equipo a utilizar (no es necesario mantener una simetría perfecta). Inmediatamente después de cada avance se deberá colocar una primera capa de concreto lanzado reforzado con fibras de 5 cm de espesor; colocación de anclas de fricción de varilla de acero corrugado de 6 m de longitud y diámetro f = 1”, en un patrón de 2.0 m transversal × 2.0 m longitudinal, al tresbolillo; colocación de 15 cm de concreto lanzado reforzado con fibras de acero Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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en capas. El banqueo se excavará, en dos fases, izquierda y derecha (el orden no importa), a una distancia mínima de 20 m por detrás el frente de la media sección superior (la colocación de anclas de fricción en las paredes del banqueo sólo será necesaria si durante el seguimiento geotécnico se determinan cuñas o bloques potencialmente inestables que pudieran tener salida en dicas zonas); colocación de 20 cm de concreto lanzado reforzado con fibras colocado en capas en cada una en las paredes o hastiales(Figura 4.34).
Figura 4.34. Esquema constructivo para la Condición Geotécnica C(-).
d) Condición Geotécnica D La Condición Geotécnica D se refiere al rango de calidad geotécnica considerado como “roca mala”. Al igual que en el caso anterior, debido a la amplitud del rango, se considera conveniente dividir los esquemas de sostenimiento en dos sub-categorías: D(+) y D(-). d.1) Condición Geotécnica D(+) Consiste en la excavación de la media sección superior en dos fases (dos secciones de avance). El ancho de las etapas de excavación de la sección superior se definirá según el tamaño del equipo a utilizar (no es necesario mantener una simetría perfecta). Primero se excavará una fase, avanzando 3 m y colocando una capa de concreto lanzado reforzado con fibras de 5 cm de espesor. A continuación se excavará la fase siguiente para completar la media sección superior con avance de 1.5 m y desfasada 3 m atrás del frente de la fase anterior y se lanzarán 5 cm de concreto lanzado con fibras; posteriormente, se fijará la rastra y los segmentos del marco metálico en toda la media sección superior, con una separación de 1.5 m, lo más cerca posible del frente de excavación. Una vez fijado y arriostrado el marco se colocará una segunda capa de concreto lanzado reforzado con fibras de 10 cm de espesor en toda la bóveda, retacando los huecos que queden entre los marcos y la roca. Finalmente, se lanzará un relleno de 15 cm concreto sin fibras cubriendo completamente los marcos metálicos y el espacio entre ellos.
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El banqueo se realizará en 2 etapas alternadas (F3 y F4 en la Figura 4.35) hasta una distancia no menor a 20 m del frente de la media sección superior. El frente F3 avanzará en tramos de no más de 3 m y al menos 9 metros por delante del frente 4; el frente F4 se excavará por “bataches” de 3 m de ancho. En cada etapa de excavación se lanzará una capa de concreto reforzado con fibras de 5 cm de espesor en la pared del hastial; después, se colocarán las patas de los marcos para lanzar una segunda capa de concreto con fibras de 10 cm de espesor, también retacando los huecos entre marcos roca. Finalmente se colocará un relleno de concreto lanzado sin fibras de 15 cm de espesor cubriendo completamente los marcos metálicos y el espacio entre ellos (Figura 4.35).
Figura 4.35. Esquema constructivo para la Condición Geotécnica D(+).
d.2) Condición Geotécnica D(-) Consiste en la excavación de la media sección superior en dos fases (tres secciones de avance); 2 secciones laterales y posteriormente el pilar central. El ancho de las secciones de avance se definirá según el tamaño del equipo a utilizar, pero sin que el pilar central llegue a tener menos de tres metros de ancho. El avance de los frentes laterales podrá ser de hasta 2 m sin colocación de marcos. Inmediatamente después de cada avance de las galerías laterales se deberá colocar una capa de concreto lanzado reforzado con fibras de 5 cm de espesor. Posteriormente se deberá retirar el pilar central en tramos de 1 metro, lanzando 5 cm de concreto y colocando inmediatamente después los marcos con una separación de 1.0 m. Una vez colocados los marcos se colocarán tres capas de 5 cm de espesor de concreto lanzado reforzado con fibras, retacando los huecos que queden entre los marcos y la roca. Finalmente, se colocará un relleno de concreto lanzado sin fibras de 10 cm de espesor cubriendo completamente los marcos metálicos y el espacio entre ellos. Nota: no se deberá proceder a realizar el siguiente avance de las galerías laterales hasta no haber fijado el último marco. El banqueo se realizará en tres fases (tres secciones de avance), retirando primero la zona central (hasta una distancia no menor de 30 m por detrás del frente de la media sección superior) y posteriormente las laterales (con un desfase no menor de 9 metros del frente del banqueo central), de manera alternada y por bataches de 3.0 m, lanzando en cada fase lateral una capa de concreto reforzado con fibras de 5 cm de espesor en los hastiales y colocando inmediatamente las patas de los marcos; posteriormente se lanzarán otras tres capas de 5 cm de espesor de concreto reforzado con fibras cada una y se retacarán los huecos con el propio concreto lanzado. Por último, se colocará un relleno de concreto lanzado sin fibras de 10 cm de espesor cubriendo completamente las patas de los marcos y el espacio entre ellos (Figura 4.36).
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Figura 4.36. Esquema constructivo para la Condición Geotécnica D (-).
e) Condición Geotécnica E En estos casos se requerirá de un tratamiento especial de estabilización y refuerzo por medio de un enfilaje frontal (“paraguas”) de micropilotes metálicos, dispuestos sobre marcos metálicos. La excavación de la media sección superior se realizará en una sola etapa una vez colocado el enfilaje. Después de cada avance, se lanzará una capa de concreto con fibras de acero de 5 cm de espesor; posteriormente se colocarán los marcos metálicos a cada 1.0 m, para después colocar tres nuevas capas de concreto lanzado con fibras de acero de 5 cm, retacando los huecos que queden entre los marcos y la roca. Finalmente, se colocará un relleno de concreto lanzado sin fibras de 10 cm cubriendo completamente los marcos y el espacio entre ellos. El banqueo se realizará una vez terminada la media sección superior de todo el túnel. Este tramo deberá realizarse en dos etapas: primero el banqueo central (hasta 20 m atrás de la media sección anterior); posteriormente, se excavarán simultáneamente los banqueos laterales, lanzando una capa de 5 cm de concreto reforzado con fibras, colocando las patas de marcos y lanzado tres capas adicionales de 5 cm de concreto, retacando los huecos entre los marcos y roca. Por último, se colocará un relleno de concreto lanzado sin fibras de 10 cm de espesor cubriendo completamente los marcos metálicos y el espacio entre ellos (Figura 4.37).
Figura 4.37. Esquema constructivo para la Condición Geotécnica E.
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Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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La Tabla 4.21 resume las características de los sostenimientos para las condiciones geotécnicas definidas.
Tabla 4.21. Características básicas de los esquemas constructivos propuestos.
Figura 4.38. Ejemplo de modelo geomecánico para una sección de túnel en condición geotécnica D(-). Tomado del Proyecto Ejecutivo del Túnel Acapulco (Acatúnel).
4.7. Conclusiones En un proyecto de túnel, la integración geotécnica es la pieza fundamental que determina la forma en que se desarrollará toda la ingeniería de diseño en lo que se refiere a excavaciones y sostenimientos. El éxito o el fracaso de la obra dependerá en gran medida de lo adecuados que sean los cálculos geotécnicos y de que los procedimientos constructivos propuestos sean los idóneos, no sólo en Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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términos de seguridad, sino también de eficiencia y por supuesto de economía. Entonces, resulta evidente la enorme importancia de que la realidad geotécnica del terreno y las implicaciones que ésta tendrá en el desempeño de las obras, esté lo mejor aproximada posible. Como ya fue discutido, la caracterización de los macizos rocosos con base en las clasificaciones geomecánicas lleva intrínseca una serie de componentes empíricas muy gande. Pero a fin de cuentas, dichas clasificaciones se apoyan en una gran cantidad de datos reales, estadísticamente bien tratados y al parecer, dada la complejidad de la naturaleza, esto tendrá que ser siempre así. Por lo tanto, la adecuada concepción de una obra subterránea dependerá en gran medida del criterio y la experiencia del ingeniero; las aproximaciones que pueden hacerse durante los prediseños pueden ser lo suficientemente buenas para que el proyecto, al momento de ser contruido, cuente con los elementos físicos, financieros y contractuales necesarios para no caer en situaciones insostenibles que lo conduzcan a su fracaso. Por último, es de fundamental importancia tener en cuenta siempre que toda obra subterránea es susceptible de ser adecuada, mejorada y optimizada durante su construcción y que la mejor manera de lograrlo es a través de un rigurosos seguimiento y control, geológico, geotécnico y de comportamiento del terreno y los sostenimientos. En la Figura 4.38 se muestra como ejemplo uno de los modelos geomecánicos empleados en el diseño geotécnico del túnel de la carretera Escénica Alterna de Acapulco.
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Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
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Los textos originales de este capítulo corresponden con la referencia [31].
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22 Hoek, E., Carranza-Torres, C., y Corkum, B. (2002), “Hoek-Brown Failure Criterion – 2002 Edition”, In Proc. North American Rock Mechanics Society Meeting-TAC 2002: Mining and Tunnelling Innovation and oppurtunity, Hammah, R. et al., eds., Toronto Canada, Vol. 1,pp. 267-273. 23 Hoek, E., Kaiser P.K. y Bawden W.F. (1995). Support of underground excavations in hard rock. Rotterdam, Balkema. 24 Hoek, E., Wood D. y Shah, S. (1992). A modified Hoek-Brown cirterion for jointed rock masses. Proc. Rock Characterization, Symp. Int. Soc. Rock Mech Eurock’ 92, (ed. J.A. Hudson), 209–214. London, Brit. Geotech. Soc. 25 Hoek, E.: Practical Rock Engineering; A.A. Balkema 1995. 26 Hudson J.A. & Harrison J.P.: Engineering Rock Mechanics, An introduction to the Principles. Elsevier Science Ltd., 1977. 27 Marinos, V., Marinos, P. Hoek, E. (2004), The geological strength index: applications and limitations. Bull Eng Geol Environ (2005) 64: 55–65. Springer-Verlag 2005. 28 Martin CD. Seventeenth Canadian Geotechnical Colloquium: the effect of cohesion loss and stress path on brittle rock strength. Can Geotech J 1997;34:6982725. 29 Martin, C. D.; Kaiser, P. K. & Alcott, J. M. 1996. Predicting the depth of stress-induced failure around underground openings. In Proc. 49th Canadian Geotechnical Confe-rence, St. John’s, C-CORE, Vol 1, 105-114. 30 Mehrotra, V.K. (1993) Estimation of Engineering Parameters of Rock Mass. PhD. Thesis, IIT Roorke, India. 267. 31 Sánchez, F. (2014): “Ingeniería de Túneles”. Reg. # 03-2015-012110003000-1, SEP-INDAUTOR. 32 Serafim J.L. and Pereira J.P. (1983): Consideration of the geomechanics classification of Bieniawski. Proc. Int. Symp. on Engineering Geology and Underground Constructions, pp. 1133 - 1144. 33 Sheory, P.R. 1994. A theory for in situ stresses in isotropic and transversely isotropic rock. Int. J. Rock Mech. Min. Sci. & Geomech. Abstr. 31(1), 23-34. 34 Singh M. and Singh B. (2005) A Strength Criterion Based on Critical State Mechanics for Intact Rocks, Rock Mech & Rock Engg , 38 (3), July-Sept 2005, 243–248. 35 Standard Test Method for Splitting Tensile Strength of Intact Rock Core Specimens [Brazilian Method] (ASTM D 3967-95a Reapproved 1992) . 36 The Complete ISRM Suggested Methods for Rock Characterization, Testing and Monitoring: 1974-2006. R. Ulusay & J. A. Hudson Eds. Isrm Turkish National Group, Ankara, Turkey, 2007. 37 Zhang L and Einstein H (2004) Using RQD to estimate the deformation modulus of rock masses. International Journal of Rock Mechanics and Mining Sciences 41: 337–341. 38 Zhang L, “Engineering Properties of Rocks”, Vol. 4, 1-290, Elsevier Publ., Amsterdam, 2005.
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Capítulo 4. Integración geotécnica y diseño preliminar
Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
Portal Mazatlán del Túnel Las Charcas. Autopista Durango-Mazatlán. SCT (2011)
5.1. Criterios para la definición geométrica de los portales La mayoría de los problemas en los emportalamientos de túneles, cuando se excavan en roca, suceden a causa de roturas de talud a favor de juntas que buzan hacia el exterior del mismo y/o volteos de bloques cuyas juntas buzan hacia el interior. En el caso de taludes en suelos, pueden presentarse roturas parciales e incluso roturas generalizadas. El talud frontal habitualmente es el más conflictivo. Sin embargo, muchas veces se infravalora su posible inestabilidad, confiando demasiado en el efecto tridimensional de la trinchera de acceso y en la dimensión relativamente reducida de su base. La posición de los accesos al túnel, deberá plantearse y analizarse en varias alternativas, variando los cadenamientos de entrada y de salida; así como las pendientes de los taludes en los cortes, adecuando a estos, los cambios de longitud del túnel por excavar, la de los emboquilles y la de túneles falsos, así como la altura de los cortes. De entre las posibles soluciones analizadas se deberá elegir aquella que arroje las condiciones constructivas y de estabilidad más favorables para la obra. Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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5.2. Definición geológica y geotécnica de las excavaciones La naturaleza del material que forma un talud está íntimamente relacionada con el tipo de inestabilidad que éste pueda sufrir, ya que las diferentes litologías dan como resultado un distinto grado de susceptibilidad potencial ante la ocurrencia de deslizamientos o roturas. Las propiedades físicas y resistentes de cada tipo de material, junto con la presencia de agua, gobiernan su comportamiento tenso deformacional y por lo tanto su estabilidad. Aspectos como la alternancia de materiales o de estratos de diferente dureza, controlan los tipos y la disposición de las superficies de rotura. Tomando en cuenta lo anterior y antes de iniciar los análisis de estabilidad correspondientes, es importante describir el tipo de roca y las características del macizo rocoso en donde serán alojados los portales de acceso al túnel en proyecto. El comportamiento mecánico del macizo rocoso estará muy influenciado por las discontinuidades originadas en los procesos tectónicos sufridos en su historia geológica, así como por las alteraciones de las rocas que lo conforman. Los estudios previos descritos en el capítulo 3 “Estudios geológicos y exploración” de este manual deberán tomarse en cuenta para realizar los análisis y los modelos geomecánicos correspondientes. Dichos estudios sirven para conocer geológica y geotécnicamente el terreno afectado por la excavación, con el fin de obtener los parámetros necesarios para analizar su estabilidad, diseñar los taludes, excavar los materiales, calcular las medidas de estabilización y proyectar obras de drenaje, entre otros. Cada proyecto debe ser analizado teniendo en cuenta: • • • •
Las dimensiones previstas (altura y longitud de los taludes) La posición del nivel freático y condiciones hidrogeológicas La litología y estructura geológica Los requisitos del proyecto (taludes a largo o corto plazo, condiciones geométricas, etc.)
Las propiedades resistentes de los materiales, suelos o macizos rocosos, se obtienen mediante los ensayos in situ y de laboratorio; así como de criterios y correlaciones empíricas. Los ensayos de laboratorio más característicos para el diseño o estudio de taludes son los de clasificación, identificación, corte directo en suelos y discontinuidades y compresión simple, entre otros. Un aspecto muy importante a investigar es la posible presencia de deslizamientos naturales, activos o inactivos, en las laderas donde se proyecta el tajo de acceso (Figura 5.1), ya que las obras pueden reactivar los movimientos al modificar las condiciones iniciales de la ladera (geometría, hidrogeología, etc.).
5.3. Modelos geomecánicos de los taludes Como ya se detalló en el Capítulo 4 de este Manual, los modelos geomecánicos empleados en el estudio de la excavación de los tajos de acceso analizados implican, en la etapa previa a la modelación matemática, la comprensión de los factores más importantes que pueden llegar a influir en el comportamiento de la obra. La integración completa de todos los estudios de campo y laboratorio realizados dan como resultado un modelo geomecánico, el cual debe considerar las características geométricas de excavación que se presentan en los tajos de acceso, la secuencia de la misma y la interacción que existe con los sistemas de estabilización y reforzamiento (anclas, concreto lanzado, drenaje, elementos de contención, etc.). También debe servir para definir los distintos mecanismos de inestabilidad
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Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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que pueden presentarse y los factores que los determinan (la estructura rocosa o la naturaleza del suelo). En la Figura 5.2 se muestra el modelo de un tajo de acceso en el que se representan las características geométricas de las obras y las discontinuidades del macizo rocoso.
Figura 5.1. Modelo geológico del portal.
Cabe hacer énfasis en la complejidad que existe en la determinación de los parámetros mecánicos de los macizos rocosos y que una correcta aproximación a los valores reales es esencial para realizar los cálculos y los diseños; un macizo rocoso es en realidad un medio heterogéneo, discontinuo y, en muchas ocasiones, anisótropo, cuyas propiedades no pueden ser medidas directamente en laboratorio.
5.4. Métodos analíticos de cálculo de la estabilidad El procedimiento más utilizado para el cálculo de la estabilidad consiste en elegir un coeficiente de seguridad adecuado en función de la finalidad de la excavación y del carácter temporal o definitivo del talud. Combinando aspectos de seguridad, costo de ejecución, consecuencias o riesgos que podría causar su rotura, etc. Para taludes permanentes suele adoptarse un coeficiente de seguridad mayor o igual 1.5 o 2 según la confianza que se tenga en los datos geotécnicos que intervienen en los cálculos. En taludes temporales suele emplearse FS =˜1.3. Los métodos de análisis de estabilidad por equilibrio límite se basan en un planteamiento físicomatemático en el que actúan fuerzas estabilizadoras y desestabilizadoras sobre el talud las cuales, determinan su comportamiento. Los métodos determinísticos indican si un talud es o no estable, sobre la base de condiciones conocidas o supuestas de dicho talud. Consisten en seleccionar parámetros físicos y resistentes del material para, a partir de ellos y de las leyes que gobiernan el comportamiento del material, definir el estado de estabilidad o el factor de seguridad del talud.
Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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Figura 5.2. Modelo geomecánico para un emportalamiento en rocas estructuradas.
Los probabilísticos consideran la probabilidad de rotura de un talud bajo condiciones determinadas. Se necesita conocer las funciones de distribución de variables aleatorias y a partir de ellas se calcula el factor de seguridad mediante procesos iterativos cuando existe incertidumbre sobre las propiedades de los materiales o sobre la orientación de los distintos planos que conforman el problema. Se obtienen distribución de probabilidad del factor de seguridad y curvas de estabilidad del talud con el factor de seguridad asociado a una determinada probabilidad de ocurrencia. La elección del método depende de las características geológicas y geomecánicas de los materiales, de los datos disponibles del talud, su entorno, alcance y objetivos del estudio (grado de detalle y resultados que se espera obtener). Los problemas de estabilidad son estáticamente indeterminados por lo que es preciso plantear una serie de hipótesis de partida: • La superficie de rotura es cinemáticamente admisible, es decir que el deslizamiento no está restringido por las fronteras de la masa inestable.
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Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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• Las fuerzas que actúan en la superficie de rotura pueden obtenerse de datos conocidos, por ejemplo el peso específico, la presión de agua, la rugosidad, geometría, etcétera. • La resistencia se encuentra distribuida a lo largo de todo el plano de rotura. Así el Factor de Seguridad se define como: (5.1)
Una vez evaluado el factor de seguridad de la superficie supuesta, es necesario analizar otra superficie de rotura, cinemáticamente posible, hasta encontrar aquella que arroje el menor resultado, FSmin , la cual se admite como la superficie potencial de rotura más probable del talud. A continuación se describen los métodos de análisis empleados en la estabilidad de los taludes.
5.4.1. Roturas planas Para que exista una rotura plana deben satisfacerse las siguientes condiciones geométricas, las cuales, se ilustran en la Figura 5.3.
Figura 5.3. Condiciones para que exista rotura plana.
a) Presencia de discontinuidades buzando a favor del talud y con una dirección similar a la de éste. b) La discontinuidad debe estar descalzada por el talud. Lo que significa que su buzamiento debe ser más pequeño que el de la cara del talud: (y > a) y además la fractura debe aflorar en la cara del talud. c) El buzamiento del plano de rotura debe ser más grande que el ángulo de fricción de dicho plano: (a > f). d) Los contornos laterales del deslizamiento deben estar definidos por superficies débiles que proporcionan poca resistencia. e) Los diferentes tipos de rotura plana dependen de las características y distribución de las discontinuidades en el talud, como se ilustra en la Figura 5.4; las más frecuentes son: f) Rotura por un plano que aflora en la cara o en el pie del talud, con o sin grieta de tensión. g) Rotura por un plano paralelo a la cara del talud, por erosión o pérdida de resistencia del pie.
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Figura 5.4. Tipos de rotura plana.
Con la ecuación (5.2) de determina el factor de seguridad a partir de las fuerzas actuantes sobre la superficie de rotura (Figura 5.5). (5.2)
donde: cA es la fuerza proporcionada por la cohesión; (W cos a - U )tan f, la fuerza debida a la fricción en el plano; W cos a la componente estabilizadora del peso (normal a la superficie de deslizamiento); W sen a es la componente del peso favorable al deslizamiento y U la fuerza total debida a la presión de agua sobre la superficie de deslizamiento. En el caso de que exista una grieta de tensión rellena de agua, las fuerzas actuantes (ecuación 5.3) se pueden representar de acuerdo con la Figura 5.6. (5.3)
donde V es la fuerza ejercida por el agua sobre la grieta de tensión. De la Figura 5.7 se deduce que: (5.4)
(5.5)
donde A es longitud de la superficie de deslizamiento.
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Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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Figura 5.5. Fuerzas actuantes en la superficie de rotura.
Para el caso de una fuerza externa aplicada sobre el talud, como por ejemplo un anclaje (ver Figura 5.8), la expresión del coeficiente de seguridad se amplía a: (5.6)
Que es la ecuación que permite calcular la fuerza de anclaje total necesaria para conseguir un determinado coeficiente de seguridad en el talud.
Figura 5.6. Grietas de tensión.
Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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Figura 5.7. Presencia de agua y grieta de tracción en un talud.
Figura 5.8. Fuerza actuante en el anclaje.
5.4.2. Rotura en cuña Corresponde con el deslizamiento de un bloque en forma de cuña definido al menos por dos planos de discontinuidad y la cara del talud, a lo largo de la línea de intersección de las fracturas. Para que esto ocurra, deben cumplirse las mismas condiciones de rotura plana y además, ambos planos de discontinuidad deben aflorar en la superficie del talud: y > a > f, siendo a el buzamiento de la línea de intersección. La Figura 5.9 se muestra gráficamente dichas condiciones, así como los parámetros que intervienen en el diseño.
Figura 5.9. Equilibrio de fuerza y elementos de la cuña.
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Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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Para llevar a cabo el análisis de estabilidad de taludes en roca, es necesario recurrir a las herramientas gráficas que permiten visualizar la presencia de familias de discontinuidades y su interacción con los taludes en estudio. Los métodos gráficos, basados en los estereogramas, permiten hallar posibles problemas de inestabilidad y plantear soluciones adecuadas a cada caso en particular.
Figura 5.10. Representación estereográfica discontinuidades y formación de cuñas.
En la Figura 5.10 se observa la representación estereográfica de varias familias de discontinuidades y las direcciones de deslizamiento de las cuñas que se forman para un talud con una inclinación dada. La comparación de los ángulos de inclinación del talud, de la línea de intersección de los planos y de la resistencia friccionante de los planos permite determinar si la cuña es estable o inestable. Para este tipo de roturas existen diferentes procedimientos de análisis de estabilidad; en este Manual se plantean dos procedimientos. El caso más simple, en el que solo existe fricción para los dos planos de la cuña con un mismo ángulo de fricción (ver Figura 5.11), muestra una expresión analítica muy complicada de resolver, para la que Hoek y Bray (1981) presentaron un desarrollo completo llegando a la expresión (5.7).
(5.7)
Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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Figura 5.11. Esquema de fuerzas actuando sobre los planos que forman la cuña.
Si se considera la cohesión de los planos y la presión de agua sobre los mismos, el cálculo se complica más y por lo tanto suelen emplearse ábacos que permiten obtener el factor de seguridad a partir de los valores de buzamiento, dirección de buzamiento y ángulo de fricción de los planos. Los ábacos de Hoek y Bray, (1981) se muestran en la Figura 5.12.
Figura 5.12. Ábacos para una diferencia de buzamiento entre los planos que forman una cuña de 30° (Hoek y Bray, 1981).
El segundo método de análisis se basa en el criterio de rotura de Mohr-Coulomb, cuya mecánica fundamental para este tipo de rotura, consiste en el deslizamiento de una cuña a lo largo de la línea de intersección de dos discontinuidades planares, en las que se supone que sólo existe fricción para los dos planos de cuña y que el ángulo de fricción puede ser diferente. El esquema fundamental en el que se apoya la teoría para determinar el factor de seguridad se muestra en la Figura 5.13.
Figura 5.13. Configuración geométrica de la falla en cuña.
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Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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El factor de seguridad se calcula mediante las expresiones (5.8) y (5.9). (5.8)
(5.9)
5.4.3. Rotura circular Se llama rotura circular aquella en la que la superficie de falla puede asimilarse a una superficie cilíndrica cuya sección transversal se asemeja a un arco de círculo. Este tipo de deslizamientos suelen producirse en terrenos homogéneos, ya sean suelo como rocas altamente fracturadas sin direcciones predominantes de fracturación, en los que además ha de darse la condición de que las partículas de suelo o roca tengan un tamaño muy pequeño en relación a las dimensiones del talud. La salida de las superficies circulares sobre las que se produce la rotura puede originarse en tres partes diferentes del talud, según las características resistentes del material, altura e inclinación del talud, etc. Estas características pueden apreciarse en la Figura 5.14. Si la superficie de rotura corta el talud por encima de su pie, se denomina superficie de rotura de talud; cuando la salida se produce por el pie del talud y queda por encima de la base de dicho talud, recibe el nombre de superficie de rotura de pie de talud y si la superficie de rotura pasa bajo el pie del talud con salida en la base del mismo y alejada del pie, se denomina superficie de rotura de base de talud.
Figura 5.14. Tipos de rotura circulares.
En la superficie del terreno suelen aparecer grietas concéntricas y cóncavas hacia la dirección del movimiento, con un escarpe en la parte alta, tanto más acusado cuanto mayor desplazamiento sufra la masa deslizada. Los macizos rocosos blandos, poco competentes y muy alterados o intensamente fracturados, presentan un comportamiento isótropo y los planos de discontinuidad no controlan el comportamiento mecánico; en este caso, el medio se comporta como un suelo, sin olvidar que la existencia de zonas singulares de debilidad y de grandes planos de discontinuidad en este tipo de macizos, como fallas, pueden condicionar modelos de rotura mucho más complejos. Para analizar la estabilidad de los tajos de acceso al túnel, se puede emplear el programa de elementos finitos PLAXIS1, que cuenta con una herramienta de cálculo llamada Método de Reducción de Resistencia, mediante la cual, los parámetros de resistencia se van reduciendo en pequeños pasos hasta producir el colapso del modelo, mientras se calcula la relación entre la resistencia disminuida y la resistencia original, definiendo así el concepto de factor de seguridad.
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Plaxis bv. Reg. KvK 24239980 Computerlaan 14, 2628 XK Delft, The Netherlands
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Con el mismo programa es posible simular además de la geometría real de la excavación, las distintas unidades geotécnicas que componen el macizo, el estado inicial de esfuerzos, el proceso de excavación y su correspondiente redistribución de esfuerzos y deformaciones, además de que brinda la posibilidad de incluir elementos de reforzamiento (Todos estos detalles se explican ampliamente en el Capítulo 6 de este Manual). En ingeniería estructural el factor de seguridad comúnmente se define como la relación entre fuerzas de colapso y fuerzas actuantes. Para estructuras formadas por materiales geotécnicos, sin embargo, esta definición no es siempre útil. En taludes la mayor parte de la carga es debida al peso propio de los materiales y un incremento de dicho peso no necesariamente conduciría a un colapso. Una definición más apropiada del factor de seguridad es: (5.10)
La relación entre la resistencia verdadera y la resistencia mínima calculada requerida para el equilibrio es un tipo de factor de seguridad de gran utilidad en geotecnia. Definiendo el factor de seguridad en términos de la ley de resistencia de Mohr-Coulomb: (5.11)
donde: c y f son los parámetros de resistencia iniciales y cr y fr los valores reducidos, los mínimos necesarios para mantener el equilibrio.
5.4.4. Inestabilidad por vuelco de bloques2 Para determinar la inestabilidad por vuelco de bloques se lleva a cabo con un análisis en el que se definen las condiciones de equilibrio de cada bloque que se forma en el talud. En los cálculos deben establecerse las relaciones geométricas, tanto de los bloques, como del talud y sus acciones mutuas. Se han desarrollado técnicas para este tipo de análisis mediante bloques esquemáticos, algunas de esas técnicas son las propuestas por Goodman y Bray (1976) y Hoek y Bray (1981). Existen casos que, debido a su complejidad, no es posible representarlos con modelos simples y no pueden ser analizados con técnicas de equilibrio límite, por lo que, para resolverlos, debe recurrirse a métodos numéricos avanzados. Para el análisis de estabilidad en un talud por vuelco de bloques se consideran tres condiciones (Figura 5.15a); de acuerdo posición de cada uno de ellos, se determinan las distancias entre sus caras, Mn y Ln . • Bloques en la corona del talud
M= n Yn − a2 L= n Yn − a1
• Bloques por debajo de la corona del talud
M n = Yn L= n Yn − a1
• Bloques por encima de la corona
M= n Yn − a2 L= n Yn − a1 2
[Ref. 13]
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Dependiendo de las fuerzas que actúan sobre los bloques que forman el talud, y de sus dimensiones (Figura 5.15b), la inestabilidad puede darse por vuelco o por deslizamiento, esto de acuerdo a las siguientes condiciones:
f > a → es posible el desplazamiento
f < a → no es posible el desplazamiento ∆x > tan a → es posible el vuelco Yn ∆x < tan a → no es posible el vuelco Yn donde f el ángulo de fricción interna de la base del bloque y a el ángulo de inclinación con respecto a la horizontal.
Figura 5.15. a) Modelo geométrico para análisis por equilibrio límite de vuelco de bloques en un talud. b) Fuerzas actuando sobre uno de los bloques frente al vuelco y al deslizamiento. c) Fuerza de anclaje aplicada al bloque del pie de talud. (Modificado de Hoek y Bray, 1981).
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Para cada bloque n la fuerza que se opone a que éste se deslice o vuelque es Pn-1, transmitida por el bloque sobre el que está apoyado. Para el caso de vuelco, la ecuación de equilibrio de un bloque n, es: (5.12)
y el valor de la fuerza Pn-1 que se opone al vuelco: (5.13)
De igual manera, se establecen las ecuaciones de equilibrio para un bloque n frente al deslizamiento: (5.14) (5.15)
donde: (5.16) (5.17)
Se despeja el valor de la fuerza Pn-1 que se opone al deslizamiento se obtiene: (5.18)
El análisis de la estabilidad en el talud se lleva a cabo con los siguientes pasos: 1. Definidos los bloques, se determina que el primer bloque que cumpla la condición de vuelco: ∆x / Yn < tan α para este bloque n1 , se toma Pn = 0 .
2. Para el bloque n1 se determinan las fuerzas Pn −1,v y Pn −1,d , que son necesarias para que no vuelque ni deslice, con las ecuaciones (5.13) y (5.18), a partir de los datos geométricos de cada bloque y de su peso, se supone un ángulo f inicialmente mayor que a . 3. El máximo de los valores obtenidos se toma para aplicarlo en el análisis del bloque inferior, este valor será el correspondiente a la fuerza Pn del nuevo bloque. Se calcula Pn −1,v y Pn −1,d para el nuevo bloque y la mayor de las dos fuerzas será la Pn del siguiente bloque. Si Pn −1,d > Pn −1,v el bloque analizado sufrirá deslizamiento; en caso contrario, el movimiento que presentará será de vuelco. 4. El cálculo se realiza para cada uno de los bloques que puedan presentar vuelco. Cuando un bloque cumpla la condición ∆x / Yn > tan α , el análisis se realizará solamente para deslizamiento, continuando hasta el último bloque que se encuentra al pie del talud. 5. En el análisis del bloque inferior del talud (para vuelco o deslizamiento) se puede dar una de las siguientes situaciones: • Pn −1 = 0 : el talud se encontrará un equilibrio límite para el valor del ángulo f considerado. • Pn −1 < 0 : el cálculo no es válido y deberá repetirse para otros valores de f mayores que el que se consideró inicialmente. • Pn −1 > 0 : el talud es inestable para el valor de f considerado.
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Este método permite determinar la fuerza que se requiere para estabilizar el talud frente a una condición de inestabilidad de vuelco o deslizamiento. Con base en la Figura 5.17c, la fuerza T ejercida por el anclaje para mantener el equilibrio será igual a la fuerza Pn-1 requerida para que el bloque no vuelque o deslice. La fuerza necesaria que deberá transmitir el anclaje en el caso de inestabilidad por vuelco se calcula con la siguiente expresión: (5.19)
Para el caso de deslizamiento se utiliza la siguiente ecuación:
(5.20)
Las fuerzas normales y tangenciales ejercidas sobre la base del bloque: (5.21) (5.22)
El mayor valor entre Tv y Td representa la magnitud de la tensión que deberá ser aplicada al anclaje para garantizar la estabilidad del talud.
5.4.5. Resistencia al corte de las discontinuidades Debido a que el comportamiento del macizo rocoso, en algunos casos, estará regido por las discontinuidades, resulta fundamental estimar los parámetros mecánicos de estas para incluirlos en los modelos de análisis y así determinar el comportamiento de la roca durante las etapas de excavación de los tajos de acceso. Para calcular los niveles de seguridad de cuñas y bloques potencialmente inestables, sobre todo cuando estos pueden deslizar sobre planos de discontinuidad, es necesario estimar las propiedades de resistencia al corte, que a su vez son función de las características de las juntas. Existen varios criterios útiles para este tipo de cálculos, de los cuales, algunos serán tratados a continuación.
5.4.5.1. Modelo de Mohr-Coulomb Suponiendo que se tiene una probeta de material rocoso, formado por dos bloques, en cuya interface no existen irregularidades ni ondulaciones, pero sí una cierta rugosidad y algo de material cementante (Figura 5.16); la probeta se encuentra sujeta a un esfuerzo normal (sN) al plano de la junta y en dirección perpendicular se aplica un esfuerzo cortante (t), a la vez que se mide la magnitud necesaria para lograr un cierto desplazamiento d.
Figura 5.16. Esquema simple de una prueba de corte.
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El esfuerzo cortante crecerá hasta alcanzar un punto máximo. Este punto corresponde a la suma de la resistencia del material cementante que une ambas mitades y la resistencia a la fricción de las superficies contrapuestas. Conforme el desplazamiento avanza, el esfuerzo cortante caerá a un valor residual que se mantendrá constante (o casi constante), incluso para grandes desplazamientos (Figura 5.17).
Figura 5.17. Respuesta esquemática de la prueba.
Si se realiza la misma prueba para diferentes esfuerzos normales y se relacionan los puntos correspondientes a los picos y las resistencias residuales, normalmente se obtendrá una gráfica como la de la Figura 5.18 en la que se muestran las respuestas de dichos esfuerzos. La recta de esfuerzo pico tiene una pendiente f llamada ángulo de fricción interna y una intersección c con el eje de esfuerzos cortantes que representa la cohesión. La recta del esfuerzo residual tiene una pendiente fr (residual) y no tiene ordenada al origen. La relación entre el esfuerzo cortante pico tp y el esfuerzo normal sN puede representarse por la ecuación del criterio de Mohr-Coulomb: (5.23)
Figura 5.18. Envolventes de resistencia típicas.
donde:
c = Resistencia cohesiva de la superficie cementada f = Ángulo de fricción En el caso de la fuerza residual, la cohesión c es cero y la relación entre fr y σN se puede representar con: (5.24)
donde:
fr = ángulo de fricción residual 16
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5.4.5.2. Modelo de Patton En el modelo de Mohr-Coulomb se parte de la hipótesis de que la junta que separa los dos bloques no contiene irregularidades ni ondulaciones. Esto, por lo general, no sucede en la realidad con bloques de roca, por lo que Patton (1966) propuso un modelo basado en “dientes de sierra” (Figura 5.19):
Figura 5.19. Modelo de Patton, probeta con “dientes de sierra”.
Luego de realizar una serie de ensayos con probetas tipo “diente de sierra”, Patton demostró que la respuesta a cortante de este modelo puede representarse con la siguiente fórmula, en la que se introduce el concepto de dilatancia: (5.25)
donde: fb se conoce como el ángulo de fricción básico de la superficie e i es el ángulo de los dientes de sierra. Esta ecuación es válida para esfuerzos normales bajos; para esfuerzos normales altos, la dilatancia no se presenta debido a que los dientes tienden a romperse. En este caso el comportamiento es similar al modelo Mohr-Coulomb:
Figura 5.20. Modelo de Patton, modelo con esfuerzo normal bajo (dilatancia) y modelo con esfuerzo normal alto (corte en dientes).
Figura 5.21. Modelo de Patton, Fuerza cortante con dilatancia y con falla intacta (dientes cortados).
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5.4.5.3. Modelo de Barton Si bien el modelo de Patton tiene la ventaja de ser muy simple, éste no refleja del todo la realidad debido a que los cambios en la fuerza cortante al ir incrementando la componente normal suelen ser graduales y no abruptos. Barton y su equipo (1973, 1976, 1977, 1990) estudiaron el comportamiento de las uniones naturales en la roca y propusieron que la ecuación (5.26) podría reescribirse como: (5.26)
donde:
JRC = Coeficiente de rugosidad en la discontinuidad (Joint Roughness Coefficient, por sus siglas en inglés)
JCS = Resistencia a compresión en la pared de la discontinuidad (Joint Wall Compressive Strength) Debido a las condiciones en las que se encuentran las discontinuidades, estas presentan un cierto grado de alteración y por consiguiente, el ángulo de fricción residual será inferior al ángulo de fricción de la roca sana fb. La evaluación de fr está dada por la expresión: (5.27)
donde:
R = Índice de rebote del esclerómetro sobre una superficie de material sano y seco. r = Índice de rebote del esclerómetro sobre la superficie de discontinuidad. fb = Ángulo de fricción básico, obtenido de la prueba tilt test. El coeficiente JRC puede ser estimado en campo con la ayuda de la gráfica de la Figura 5.23 utilizando la longitud del perfil en metros y la amplitud de la aspereza en milímetros (ver Figura 5.22).
Figura 5.22. Amplitud de asperezas.
En laboratorio, el coeficiente JRC puede ser estimado comparando la apariencia de las discontinuidades en la superficie con perfiles estándar publicados por Barton y otros. Uno de los ábacos de perfiles más útiles es el publicado por Barton y Choubey en 1977 (Figura 5.23).
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Figura 5.23. Ábaco de perfiles de rugosidad correspondientes a valores de JRC (Barton y Choubey, 1977).
Figura 5.24. Método alterno para estimar JRC a partir de la medición de la amplitud de aspereza (Barton, 1982).
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Para calcular el JCS la norma ISRM (1978) propone utilizar un martillo de Schmidt. Deere y Miller (1966) propusieron la tabla mostrada en la Figura 5.25.
Figura 5.25. Método alterno para estimar JRC a partir de la medición de la amplitud de aspereza (Barton, 1982).
a) Influencia del factor de escala para los valores JRC y JCS Basándose en los resultados de varias pruebas, Barton y Bandis (1982) propusieron un factor de corrección de escala: (5.28)
donde JRC0 , y L0 (longitud) se refieren a probetas de laboratorio de 100 mm y JRCn , y Ln se refieren a los tamaños de bloque encontrados in situ. Debido a que en superficies grandes existe una mayor posibilidad de encontrar zonas débiles, es probable que el factor JCS decrezca al incrementar la escala. Barton y Bandis (1982) propusieron corregir el factor JCS según la siguiente relación: (5.29)
b) Esfuerzo cortante en discontinuidades rellenas El esfuerzo cortante puede verse reducido drásticamente cuando en una parte o en la totalidad de las superficies de contacto existe algún tipo de material de relleno, por ejemplo arcilla. Para superficies planas, como en el caso de la estratificación en rocas sedimentarias, una pequeña capa de arcilla resultará en una reducción significativa en la resistencia al esfuerzo cortante. En los casos de juntas rugosas u onduladas, si el espesor del relleno es mayor a la amplitud de las ondulaciones, la resistencia al corte se verá reducida respecto a la del material de relleno. 20
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La Tabla 5.1 fue preparada por Barton (1974) a partir de resultados de diferentes pruebas y en ella se presenta un resumen de los esfuerzos cortantes en rellenos de discontinuidades típicas. En los casos en los que se presentan espesores importantes de relleno arcilloso (u otros materiales) y que en los que los esfuerzos cortantes pueden influir de manera importante en la masa rocosa, es muy recomendable enviar muestras del material de relleno a un laboratorio de mecánica de suelos para realizar ensayos.
Tabla 5.1. Resistencia al corte de discontinuidades rellenas y sus materiales de relleno (A partir de Barton, 1974).
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c) Influencia de presión hidráulica En los casos en que existe presión hidráulica en la masa rocosa, las superficies de las discontinuidades tienden a separarse y el esfuerzo normal sN se reduce. En sistemas ya estabilizados, en donde ha transcurrido suficiente tiempo para que la presión de agua y la masa rocosa estén en equilibrio, el ′ (s N − u ) en donde u es la presión hidráulica. El = esfuerzo normal (reducido se define como s N esfuerzo normal reducido sN ’ se conoce como esfuerzo normal efectivo, y sustituye a sN en las ecuaciones presentadas anteriormente. d) Cohesión y fricción instantáneas Debido al desarrollo histórico en la mecánica de rocas, muchos de los análisis realizados para calcular factores de seguridad contra desprendimientos han sido expresados en términos de la cohesión y ángulo de fricción según la fórmula de Mohr-Coulomb. A partir de los años 1970´s se ha reconocido que la relación entre esfuerzo cortante y esfuerzo normal se representa de manera más precisa por una relación no lineal como la propuesta por Barton (1973). Sin embargo, debido a que esta relación no está expresada en términos de c y f, es necesario desarrollar alguna solución para estimar las fuerzas cohesivas y ángulos de fricción equivalentes de relaciones tales como las propuestas por Barton. En la Figura se define la cohesión instantánea ci y el ángulo de fricción instantáneo fi para un esfuerzo normal sN. Estas cantidades se obtienen de la intersección e inclinación, respectivamente, de la tangente de la relación no lineal entre esfuerzo cortante y esfuerzo normal. Estas cantidades pueden ser utilizadas para análisis de estabilidad en los que se aplica el criterio de falla de MohrCoulomb, siempre que el esfuerzo normal sN se encuentre lo suficientemente cerca al valor utilizado para definir el punto tangente.
Figura 5.26. Cohesión instantánea.
5.5. Tratamientos de estabilización En el estudio de la estabilidad de taludes es primordial definir los procedimientos para mitigar el riesgo de inestabilidad del talud. Al concluir el análisis de los factores de equilibrio y de los distintos mecanismos de falla, se puede proponer un procedimiento de estabilización. Los factores que influyen en el diseño del proceso de estabilización son los siguientes: 1. Definición del sistema de estabilización más adecuado a las condiciones del talud analizado 2. Diseño del sistema de estabilización, incluyendo planos, procedimientos y especificaciones. 3. Implementación de programas de control e instrumentación durante y después de la aplicación del proceso de estabilización.
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5.5.1. Medidas de estabilización Las medidas de estabilización de taludes son analizadas y definidas durante la etapa de proyecto, sin embargo también pueden implementarse como medidas correctivas en taludes que han sufrido rotura o deformaciones que impliquen riesgo de inestabilidad. Para poder aplicar las medidas de estabilización, se requiere determinar lo siguiente (González de Vallejo et al., 2002): • Las propiedades y el comportamiento geomecánico del terreno. • El mecanismo y tipología de las roturas, incluyendo la velocidad y dirección del movimiento y la geometría de la rotura. • Los factores geológicos, hidrogeológicos y de otro tipo que influyan en la inestabilidad, que determinan las causas de la misma y, por tanto, las medidas más adecuadas para la alcanzar la estabilización, siendo de especial importancia los datos referentes a los niveles freáticos, presiones de agua y permeabilidad de los materiales. A continuación se describen las medidas de estabilización más típicas en taludes. a) Modificación de la geometría Es una medida correctiva que se aplica cuando un talud es inestable o ya ha fallado. Los esfuerzos debidos al peso del material del terreno influyen en la estabilidad del talud; dada esta condición puede modificarse la geometría, de tal forma que permita la redistribución de dichos esfuerzos y con ello obtener una configuración más estable. Las medidas para la modificación de la geometría más comunes son: • • • •
Disminución de la inclinación del talud. Eliminar peso de la cabeza del talud (descopete). Obras de refuerzo al pie del talud. Construcción bermas intermedias.
Figura 5.27. Métodos para aumentar el coeficiente de seguridad en taludes.
b) Abatimiento del talud Con este procedimiento se pretende incrementar el factor de seguridad haciendo que la superficie circular de falla sea más extensa y profunda; esto se lleva a cabo disminuyendo la pendiente del talud, hasta alcanzar niveles de seguridad que garanticen la estabilidad del mismo. El abatimiento se lleva a cabo por medio de corte o remoción de material para disminuir el ángulo de inclinación del talud (ver Figura 5.28).
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El abatimiento del talud resulta ser una técnica económica cuando se tiene poca altura, por otro lado, este procedimiento no se recomienda para taludes con gran altura, debido al aumento exagerado de volumen de tierra de corte con el aumento de la altura. En muchas obras públicas, en especial las de carreteras, llega a ser un problema porque la nueva configuración del corte invade el derecho de vía.
Figura 5.28. Abatimiento de talud.
c) Descopete de talud Ante una situación de inestabilidad puede recurrirse al descopete del talud; esta técnica consiste en remover material en la parte superior para la reducción del peso con la finalidad de que haya un equilibrio en las fuerzas y de esta manera incrementar la estabilidad y el factor de seguridad (ver Figura 5.29).
Figura 5.29. Esquema de descopete para mejorar la estabilidad de un talud. (Suárez Díaz, 1998)
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Para realizar este procedimiento, primero se establece un factor de seguridad que garantice la estabilidad del talud, luego se realiza el análisis proponiendo la cantidad de material que debe retirarse en el proceso de corte; el cálculo se realiza hasta llegar al factor de seguridad previamente establecido. d) Formación de bermas Las bermas son cortes, en forma de escalones, realizados en el talud con la finalidad de mejorar su estabilidad (ver Figura 5.30). El objetivo de las bermas es disminuir las fuerzas actuantes en la zona más crítica del talud, con esto se evita que se produzcan momentos que lo desestabilicen; el resultado que se tiene es que el círculo crítico de falla sea más profundo y que aumente la longitud de la superficie critica incrementando el factor de seguridad. Con la construcción de las bermas, el talud se divide en varios sub-taludes cuyo comportamiento es independiente y se debe analizar la estabilidad para cada uno de ellos.
Figura 5.30. Bermas intermedias.
5.5.2. Medidas de protección superficial3 Las medidas de protección superficial en los taludes tienen por objeto: • • • •
Eliminar los problemas de caída de rocas Aumentar la seguridad del talud frente a roturas superficiales Evitar o reducir la erosión y la intemperización en el talud Impedir la infiltración de agua Dentro de los procedimientos más frecuentes para la protección superficial están:
a) Instalación de mallas metálicas Las mallas formadas por alambre de acero, se tienden en los taludes y sirven para guiar a los bloques rocosos en su caída, evitando que reboten y salten hacia afuera, y acumularlos en la base donde pueden ser retirados (ver Figura 5.31). Son efectivas para bloques menores de 0.5 m³ aproximadamente. Las mallas más resistentes son hexagonales, de triple torsión y de acero galvanizado.
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[Ref. 13]
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Figura 5.31. Malla electrosoldada y de triple torsión en taludes.
b) Concreto lanzado en talud Este tratamiento es utilizado en zonas de roca fracturada o degradada y consiste en cubrir con concreto lanzado la superficie del talud; esto se realiza con un equipo que proyecta la mezcla neumáticamente a través de una manguera y una boquilla (ver Figura 5.32). El concreto se proyecta en capas hasta alcanzar el espesor de proyecto. El concreto lanzado forma una estructura de retención al adherirse a la roca y rellena los espacios entre la misma. Sin embargo, este tratamiento no impide totalmente que se presenten desplazamientos en el macizo rocoso y por tal razón, en muchos casos, se requiere de tratamientos como los anclajes para asegurar la estabilidad del talud. Debido a que el concreto no resiste tensiones, este debe ser reforzado con una malla de acero electrosoldada o fibras de acero adicionadas en la mezcla. Adicionalmente, para evitar presiones de agua sobre las superficies cubiertas con concreto lanzado, deben utilizarse drenes para que ésta pueda escurrir sin que se altere la estabilidad del talud.
Figura 5.32. Colocación de concreto lanzado en taludes.
5.5.3. Medidas de drenaje El drenaje tienen la finalidad eliminar o disminuir el agua presente en el macizo rocoso (Figura 5.36) y, en consecuencia, las presiones intersticiales que actúan como factor desestabilizador en las superficies de rotura y grietas de tensión (González de Vallejo et al., 2002). El aumento en el contenido de agua en el terreno produce una inestabilidad general en los taludes debido a ciertos factores como: la reducción de la resistencia en algunos materiales, el aumento del peso en la masa del terreno, la generación de empujes hidrostáticos por el aumento en el nivel freático, la erosión del talud, el reblandecimiento del terreno, entre otros. 26
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Las medidas de drenaje pueden ser: • Drenaje superficial: Este tipo de drenajes, además de evitar los efectos erosivos del agua sobre el talud, también impide que el agua que escurre sobre el terreno se infiltre y provoque que se incremente el nivel freático, lo que puede traer como consecuencia la aparición de presiones hidrostáticas que pongan en riesgo la estabilidad del talud. Dentro de estas obras se encuentran las zanjas de drenaje (Figura 5.33) como las cunetas, contracunetas, lavaderos y canales (Figura 5.35). • Drenaje profundo: Tiene como objetivo disminuir el nivel freático mediante la evacuación del agua que se encuentra en el interior del talud; esta es una solución muy efectiva frente a los problemas de inestabilidad. Este tipo de drenaje se realiza mediante la colocación de drenes sub-horizontales (Figura 5.34). Las medidas de drenaje deben ser diseñadas evitar la llegada y acumulación de agua en el talud que ponga en riesgo la estabilidad del mismo. Dentro de las medidas de drenaje, también se incluyen las obras de canalización, desvió e impermeabilización de cauces o de manantiales cercanos a los taludes (Figura 5.35). El diseño de estas obras con base en el caudal a evacuar.
Figura 5.33. Construcción de cunetas y contracunetas.
Figura 5.34. Barrenación y colocación de drenes horizontales.
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Figura 5.35. Obras de desvío mediante canales.
Figura 5.36. Elementos de estabilización en taludes.
5.5.4. Elementos estructurales resistentes4 Para mejorar la estabilidad del talud se pueden introducir elementos que permitan incrementar la resistencia al corte; esto puede realizarse con alguno de los siguientes sistemas: •
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Introduciendo elementos que mejoren la resistencia del terreno en la superficie de rotura (pantallas de pilotes o micropilotes y columnas de jet grouting).
[Ref. 13]
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• Introduciendo elementos que aumentan las fuerzas tangenciales de fricción en la superficie de rotura (anclajes activos o pasivos) a) Pilotes y micropilotes Los pilotes y micropilotes pueden colocarse alineados y separados a cierta distancia, de tal manera que formen una pantalla continua que atraviese la zona potencial de falla y se empotre en una zona más estable (ver Figura 5.37). En el análisis debe revisarse la distribución y longitud de los pilotes tomando en cuenta su resistencia, con la finalidad de establecer un diseño que garantice la estabilidad del talud. Los pilotes tienen un diámetro que varía de 0.65 a 2.0 m, mientras que los micropilotes suelen tener un diámetro entre 12 y 15 cm y longitudes, que alcanzan los 15 a 20 m; estos elementos están compuestos de un tubo de acero que se rellena con una lechada de cemento. En la superficie, estos elementos deben ser arriostrados con una viga de atado.
Figura 5.37. Pantalla de pilotes con anclas de tensión en taludes.
b) Jet grouting En suelos granulares poco compactos e incluso en suelos cohesivos, la estabilización de un talud se puede realizar mediante columnas de jet grouting. Este procedimiento consiste en realizar una perforación que varía entre 0.4 y 1.0 m de diámetro; se lleva a cabo mediante la inyección de lechada de cemento a alta presión a través de un varillaje, que disgrega el material a medida que se va avanzando en la perforación y se va mezclando lechada con el suelo circundante, formando columnas de suelo cemento de alta resistencia. La altura de la columna de jet grouting depende de la profundidad a la que se encuentre la superficie de deslizamiento, ya que el atravesarla se generaran zonas con mayor resistencia al corte y en consecuencia la estabilidad del talud se incrementará. c) Anclajes Los anclajes son tratamientos de estabilización que permiten reforzar una zona del terreno; están compuestos principalmente por barra o cables de acero que se anclan mediante un bulbo de concreto en zonas con mayor estabilidad del terreno. Los sistemas de anclaje trabajan a tensión incrementando los esfuerzos normales y disminuyendo los esfuerzos cortantes sobre la superficie potencial de deslizamiento dando mayor estabilidad al terreno. En función de su forma de trabajo pueden clasificarse en: • Anclaje pasivo: es aquel que no se pretensa después de su instalación y comienza a trabajar al generarse un movimiento en el terreno. Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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• Anclaje activo: en este caso después de su instalación, el anclaje se pretensa hasta alcanzar su carga admisible. (ver Figura 5.38 y 5.39).
Figura 5.38. Detalle de ancla de tensión (anclaje activo).
Figura 5.39. Anclas de tensión con dados de concreto.
Los anclajes proporcionan una fuerza estabilizadora sobre la masa deslizante. En rocas resistentes los anclajes suelen ser muy benéficos por sí solos, mientras que en suelos o rocas blandas es necesario asociarlos a muros o vigas de atado (ver Figura 5.40), ya que de otro modo, la cabeza del anclaje se hunde en el terreno y se pierde fuerza. Todas las características geométricas del anclaje tales como: longitud, diámetro y patrón de colocación, así como las propiedades de los materiales necesarios para su implementación, estarán en función de las características del proyecto y de las condiciones del terreno. Por tal razón debe considerarse toda la información generada en los estudios previos.
5.5.5. Muros y elementos de contención Los muros son elementos de contención que se construyen al pie del talud y tienen la finalidad de incrementar la estabilidad ante posibles deslizamientos. Existen diferentes tipos de muros que, de acuerdo a sus características, son adecuados ante distintas situaciones de estabilización. Algunos ejemplos de los elementos más utilizados en la estabilidad de taludes son: los muros gavión, los muros pantalla y los muros de tierra armada.
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Figura 5.40. Anclas de tensión en viga de atado.
Figura 5.41. Anclas de fricción.
a) Muros de gaviones Son muros flexibles que consisten en un enrejado tipo caja confeccionada con malla de acero de triple torsión y que es rellenado con fragmentos de roca. Estos elementos trabajan por gravedad y las unidades son montadas y unidas entre sí, de tal manera que se forme una estructura continua. Los muros de gaviones pueden ser construidos con escalonamiento hacia el exterior (Figura 5.42a) o al interior del talud (Figura 5.42b). La principal ventaja que posee este sistema es la de permitir la circulación del agua que proviene del talud.
Figura 5.42. Muro de gaviones escalonado al exterior (a) y al interior del talud (b). (González de Vallejo et al., 2002).
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b) Muros pantalla Son elementos de concreto reforzado fabricados in situ, construidos en zanjas excavadas por debajo de la superficie del terreno (Figura 5.43); el sistema constituye una estructura continua lo que da mayor estabilidad. Estos muros generalmente son anclados con la finalidad de incrementar la resistencia al volteo y disminuir los deslizamientos de la estructura.
Figura 5.43. Muros pantalla.
c) Muros de tierra armada Son muros flexibles formados por paramentos prefabricados de concreto y con material que consiste en suelo granular ocupado para relleno el cual debe estar bien compactado (Figura 5.44). El refuerzo son tiras metálicas o de geotextil capaces de resistir fuerzas de tensión y que son ancladas al paramento y al relleno. La estabilidad del muro de tierra armada se da por la intercalación de las tiras de refuerzo con el suelo del relleno; con esto se genera una fricción en el contacto de ambos materiales y con ésto se forma un material compuesto resistente.
Figura 5.44. Muros de tierra armada en taludes.
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5.6. Diseño de los tratamientos En el diseño de los anclajes deben considerarse principalmente dos aspectos para la estabilidad de la estructura anclada (entiéndase por estructura el conjunto del terreno, los elementos de estabilización y reforzamiento), estos son: • El equilibrio global que se refiere a la estabilidad de la zona del terreno que se encuentra anclada. • El equilibrio local, con que se busca definir el comportamiento de cada elemento que conforma los anclajes y los efectos que producen en su entorno.
5.6.1. Cálculo de anclajes pasivos En lo que se refiere al equilibrio global de la zona anclada, los anclajes pasivos requieren algún desplazamiento del terreno para su activación, cuando dichos movimientos ocurren a lo largo de las discontinuidades, los anclajes son sometidos a esfuerzos de corte y de tensión. El equilibrio local depende principalmente de las dimensiones del anclaje y del contacto entre la lechada y el terreno. Para determinar la longitud mínima del ancla se utiliza la ecuación (5.30). (5.30)
donde La es la longitud ancla o del barreno, Db es el diámetro del barreno y Ps es la fuerza máxima que resiste la barra de acero en el anclaje, este se obtiene multiplicando el área transversal de la barra por el valor del esfuerzo de fluencia ( f y) del acero. Se recomienda que las barras trabajen al 60% de la resistencia límite de fluencia. (5.31)
La resistencia al corte unitaria en el contacto lechada-terreno (t) puede ser estimada a partir de los valores propuestos en la ecuación (5.34).
5.6.2. Cálculo de anclajes activos En general, en el análisis del equilibrio local, los anclajes inyectados pueden presentar una o más de las siguientes formas de ruptura (Ucar, 2004). • • • •
Rotura de la barra o torones de acero Rotura en el contacto terreno - lechada de cemento Rotura en la interface acero - lechada de cemento Rotura de la masa de suelo o roca
a) Rotura de la barra o torones de acero A partir de los valores de carga que actúan sobre las anclas y la resistencia de la barra o torones del anclaje se determina la cantidad de acero requerida para dar soporte y estabilidad al terreno. La fuerza de tensión admisible del anclaje es igual al producto del área de la sección de acero por el valor del esfuerzo de fluencia ( f y). De manera normativa, la carga de anclaje no debe superar, en servicio, el 60% del límite elástico de los elementos de acero, por lo tanto, el resultado se debe multiplicar por un coeficiente de reducción de resistencia igual 0.60 y con esto se garantiza la seguridad en el acero del anclaje. (5.32)
donde Ta , es la fuerza de tensión admisible de un cable y el valor de Tg representa de manera aproximada el 85% de la resistencia límite de rotura, en consecuencia: (5.33)
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En la Tabla 5.2 se muestra la capacidad de carga de algunos tipos de barras utilizados en anclaje, mientras que en la Tabla 5.3 se indican la capacidad de carga para los cables de acero compuestos por torones con diámetro de 0.6”.
Tabla 5.2. Cargas de servicio para anclajes de barra.
Tabla 5.3. Cargas de servicio para anclajes de cable.
b) Rotura en el contacto terreno-lechada de cemento Para garantizar una correcta superficie de contacto entre la lechada de cemento y el terreno, el bulbo debe dimensionarse de tal forma que la transferencia de cargas desde el anclaje cumpla con las condiciones de seguridad necesarias para mantener la estabilidad. Para prevenir la rotura en la interface terreno-lechada debe determinarse la longitud de bulbo (función de la tensión de anclaje y el diámetro de perforación), de manera que se obtenga un factor de seguridad adecuado frente a rotura. Según la Norma Española de anclaje la resistencia al corte se calcula con la ecuación (5.34). (5.34)
donde:
P = carga del anclaje Db = diámetro del bulbo Lb = longitud del bulbo t = resistencia al corte unitaria en el contacto bulbo-terreno 34
Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
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La longitud del bulbo (Lb) no debe ser menor de 3 m. Esta limitación se debe a que en longitudes más cortas puede presentarse algún problema producto del proceso de ejecución que afecte el desempeño del anclaje. De acuerdo a Ostermayer (1974), a medida que la longitud del bulbo aumenta, su resistencia disminuye. Por tal razón la longitud máxima del bulbo debe limitarse a fin de garantizar la capacidad de carga del sistema; en publicaciones como la normatividad británica se establecen longitudes máximas de 10 m. El valor de la resistencia al corte unitario en el contacto bulbo-terreno se obtiene de ensayos de extracción en campo o en el laboratorio. La norma española propone un rango de resistencia media para rocas duras de 1.0 a 2.5 MPa y de 0.3 a 1.0 MPa para rocas blandas, en la Tabla 5.4 se muestran los valores para distintos tipos de terreno. Para casos de macizos rocosos poco fracturados y con bajo grado de alteración, Littejohn y Bruce (1975) proponen la siguiente relación, que parte de ensayos de extracción: (5.35)
donde sc es la resistencia a compresión uniaxial (la menor resistencia de la roca o de la lechada). Rotura en la interface acero-lechada de cemento Basado en trabajos experimentales, Brown (1970) sugirió los siguientes valores de longitud de anclaje para barras de acero estriadas:
• Ls = 30·fa para roca sana • Ls = 40·fa para roca fracturada • Ls =60·fa para roca meteorizada donde fa es el diámetro de la barra o cable y Ls la longitud de anclaje. Por su parte, Coats y Yu (1971) recomiendan los siguientes valores admisibles en la adherencia lechada de cemento-acero en barras estriadas: (5.36)
c) Rotura en la interface acero-lechada de cemento Con la finalidad de calcular la carga a tensión adecuada y la profundidad segura del anclaje en el terreno, se asume una superficie de falla cónica, que se produce tanto en suelos como en macizos rocosos (Figura 5.45). En la falla cónica se considera un ángulo de 60° cuando la roca es blanda o presenta un alto grado de fracturación; para las demás condiciones se utiliza un ángulo de 90°. Para anclajes con conos que se superponen, la estabilidad de la roca se analiza tal como se muestra en la Figura 5.46, donde se observa que el traslape de las zonas de influencia entre los anclajes adyacentes produce una reducción en la fuerza que debe soportar cada anclaje. La estabilidad de la masa de roca se da si el peso del cono que contiene a la roca es mayor que la carga aplicada en el anclaje, tal como se muestra en la Figura 5.47. En este caso se desprecia el esfuerzo cortante en el macizo rocoso y se considera que la ruptura ocurre en la zona de enlace entre el bulbo y el cable.
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Tabla 5.4. Cargas de servicio para anclajes de cable. Tomado de US Department of Transportation, Federal Highway Administration, 1999.
Según el ángulo de la falla cónica, el peso de roca contenido en el cono se determina con las ecuaciones (5.37) y (5.38). Para falla cónica de 60°:
(5.37)
Para falla cónica de 60°:
(5.38)
donde:
W = peso de la masa de roca contenida en el cono Ll = longitud libre de cable Lb = longitud del bulbo g = peso volumétrico de la roca
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Figura 5.45. Falla cónica en la roca.
Figura 5.46. Interacción entre conos en la estabilidad del macizo rocoso.
Figura 5.47. Estabilidad de la masa de roca analizando asumiendo una rotura por falla cónica.
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5.7. Diseño estético y paisajístico5 El progreso actual ha obligado al proyectista de carreteras a buscar soluciones de trazo y diseño acordes con las crecientes necesidades del transporte terrestre. Estas soluciones van desde mayores secciones transversales, mejores alineamientos horizontales y verticales, hasta la implantación de estructuras (puentes, túneles, grandes alcantarillas) que permiten librar obstáculos importantes como pueden ser montañas, valles y ríos; todo con el objeto de proporcionar un más eficiente desempeño de las capacidades de los vehículos, disminuir distancias y tiempos de viaje, así como proporcionar una mayor seguridad al usuario. Antiguamente los caminos se integraban más fácilmente al paisaje, ya que aceptaban secciones transversales reducidas, curvas cerradas y grandes pendientes, lo cual se ajustaba muy bien a la topografía, evitado grandes cortes, terraplenes y estructuras adicionales. Hasta hace algunos años, los modernos proyectos se apoyaban en terraplenes muy altos para librar grandes cuencas y cortes muy profundos para atravesar cerros de mediano y gran tamaño, lo que permitía ampliar curvas y disminuir pendientes proporcionando seguridad y mayores velocidades de proyecto. Sin embargo estas carreteras dieron una mala apariencia estética y generalmente han sufrido de una falta total de integración con el paisaje, dejando un aspecto de destrucción a lo largo de todo su recorrido. El tratamiento del paisaje, dentro del cual deben incluirse todo tipo de movimiento de tierras, es obviamente, una de las formas más poderosas de manipular y reorganizar el medio ambiente, por lo tanto, este tratamiento, debe jugar un papel importante en hacer del viaje por carretera una experiencia visual agradable e interesante. Proyectar un alineamiento no debe comprometer el paisaje en favor del servicio y la seguridad. La integración del camino al entorno natural se consigue proyectándolo de tal manera que su construcción no implique perturbaciones a gran escala de los sitios que atraviesa y si estas perturbaciones fueran inevitables, buscar la mejor forma posible de restaurar los daños. La construcción de una carretera supone siempre un impacto paisajístico elevado, simplemente por el hecho de colocar una estructura sobre un terreno en estado natural (es decir, con su configuración geomorfológica y vegetación naturales), o semi-natural (p.e. campos cultivados). Una carretera introduce líneas rectas que suelen ser discordantes con las formas onduladas del terreno. Las carreteras y autopistas, al procurar seguir esa tendencia recta a lo largo de su recorrido se valen de cortes y terraplenes que quitan o llenan espacios necesarios para su paso. Los tajos o cortes a cielo abierto materialmente rompen y dividen a los lomeríos, produciendo, además del violento cambio en la morfología original del terreno, un contraste cromático importante en el entorno debido a que se dejan superficies desnudas de vegetación. Una causa de impacto paisajístico importante en una obra de túnel puede ser un desmonte excesivo en los emportalamientos y zonas de ocupación temporal. También, como se dijo anteriormente los taludes, en especial el talud frontal, requieren de tratamientos importantes para garantizar su estabilidad. Esto, muchas veces implica cubrir las paredes de los cortes con concreto lanzado, lo cual, además de producir un fuerte contraste con el entorno, impide la regeneración de la vegetación en toda el área protegida. Otra forma en que una obra de túnel puede afectar al paisaje es cuando el material producto de la excavación no es utilizado para algún relleno y simplemente es acumulado y olvidado a las afueras de la excavación. Sin embargo, como se mencionó anteriormente, es posible disminuir estos impactos con un buen proyecto paisajístico.
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Los textos originales de esta sección corresponden con la referencia [26]
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Hoy en día es posible apreciar una generalización de ideas acerca de las diferentes maneras en que una obra civil puede integrarse armoniosamente a un entorno natural, social y cultural a modo de acrecentar y, sobre todo, respetar el patrimonio colectivo. Es claro y admitido que el túnel carretero es una solución constructiva respetuosa con el paisaje, frente a los enormes cortes que devastan las laderas y vertebran el medio, debido a que su presencia es tan sólo percibida en la zona de portales. No por ello es válido caer en contradicciones conceptuales creando obras de acceso excesivamente aparatosas con el fin único de ahorrar dinero. Una obra de túnel no tiene que estar reñida con la belleza de diseño y concepción. La intersección túnel-paisaje debe tomar en consideración el entorno natural, el cual, siempre presentará características distintas en cuanto a la variedad y peculiaridades de los correspondientes paisajes, así como las distintas soluciones arquitectónicas aplicables en cada caso. En otras palabras, la obra de túnel no puede considerarse ajena a su entorno, sino que, por el contrario, es la solución ingenieril más en contacto con el terreno. El tratamiento integral del túnel en relación con su entorno trae consigo la consideración de múltiples factores que van desde una adecuada transición exterior-interior-exterior, pasando por un acertado proyecto de taludes, que evita el efecto trinchera y el choque frontal en el plano de emportalamiento, hasta una sección transversal con forma y dimensiones ajustadas tanto a la seguridad y al tráfico, como a un encuadre estético y paisajístico, llegando hasta un proyecto agradable de las boquillas y un tratamiento de los tiraderos de material respetuoso con el paisaje circundante. Existe una idea, bastante generalizada, de que “la montaña, hasta donde su geología lo permita, habrá que cortarla”, cambiando metros de túnel, por metros de corte a cielo abierto, contribuyendo a ahorrar grandes cantidades de dinero. Juncà, en su libro “El Túnel, Historia y Mito” dice: “Dentro de las características geométricas de los túneles, la primera cuestión que se plantea es la de a partir de qué cota roja ha de acudirse a la solución subterránea como alternativa de desmonte. En esta decisión cada vez interviene con más fuerza la conservación paisajística, y el simple criterio económico va cediendo fuerza hacia una consideración global de la solución a adoptar. Es por ello que el túnel va comiendo terreno a la apertura de profundos taludes que descarnan la montaña.” Como se ha descrito anteriormente en el Capítulo 5 de este Manual, las obras de emportalamiento de túneles carreteros, suelen contar con tratamientos de estabilización muy importantes para garantizar la completa seguridad de los taludes. Estos tratamientos llegan a ser tan significativos que elevan los costos de la obra de manera muy considerable.
Figura 5.48. Ejemplo de túneles falsos paisajísticos.
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Entonces, debe proponerse una solución alternativa al esquema tradicional de emportalamiento utilizado hasta la fecha en nuestro país; esta solución, sin embargo tiene décadas de aplicación en países del primer mundo y ha demostrado ser, estética y funcionalmente, más adecuada. La alternativa consiste simplemente en construir tajos más pequeños; los mínimos necesarios para emportalar con seguridad. En esta solución es necesario disponer de boquillas o túneles falsos más largos, para después rellenar el tajo con material que puede incluso ser el mismo previamente extraído, dejando visible sólo el remate de la boquilla. En una etapa posterior al término de la obra deberá restituirse la vegetación original, disminuyendo al máximo el impacto paisajístico. Por otro lado, en lugar de ensanchar el borde del túnel, un poco por fuera del plano de emportalamiento, formando un anillo llamado “placa de emportalamiento” que, de acuerdo con experiencias previas, no ha tenido los resultados estéticos esperados y presenta algunos problemas constructivos, debe darse una solución arquitectónica más atractiva, rematando las boquillas de una forma aerodinámica o alabeada (pico de flauta) que acaba por eliminar el efecto de choque frontal en el conductor y que finalmente resulta mucho más estética. En la Figura 5.48, se muestran dos ejemplos de emportalamientos que armonizan con el entorno paisajístico.
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22 Ostermayer, H. (1974). Construction carrying behavior and creep characterics of ground anchors. Diaphragm Walls and Anchorages. Proceedings, Institution of Civil Engineers, Londres, Septiembre 18-20, pp. 141-151. 23 Patton F.D. (1966): Multiple modes of shear failure in rock and related materials. Ph. D. Thesis, Univ. of Illinois, pp. 282. 24 PTI (1996). Recommendations for Prestressed Rock and Soil Anchors, 3rd ed. Post-Tensioning Institute, Phoenix, Arizona. 25 Romana, M. (1993). “Impacto Ambiental de Obras de Túneles y Medidas Correctoras”. Revista Ingeopres, España. 26 Sánchez, F. (2014): “Ingeniería de Túneles”. Reg. # 03-2015-012110003000-1, SEP-INDAUTOR. 27 Suárez Díaz, J. (1998) “Deslizamientos y Estabilidad de Taludes en Zonas Tropicales”. Instituto de Investigaciones sobre Erosión y Deslizamientos, Bucaramanga, Colombia. 28 Tunnel or Open Cut?, Artículo, Dave Hindle, Revista World Tunnelling, Noviembre de 1992 29 Ucar R., (2004). Manual de anclajes en Ingeniería Civil. U.D. Proyectos. E.T.S.I. Minas, Universidad Politécnica de Madrid, 548 p. 30 US Department of Transportation, Federal Highway Administration, 1999: “Ground anchors and anchored systems”; Geotechnical Engineering Circular No. 4; Publication No. FHWA-IF-99-015.
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Capítulo 5. Proyecto de los tajos de acceso
Capítulo 6. Definición de fases de excavación y análisis
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Capítulo 6. ANÁLISIS DE EXCAVACIONES
Modelo de diferencias finitas, túnel Puerta Costa Grande, Guerrero, México. Consultec Ingenieros Asociados, S.C. 2012
6.1. Introducción El presente capítulo aborda los aspectos fundamentales (los mínimos básicos) que deben tenerse en cuenta durante los análisis y los diseños de obras subterráneas. El desarrollo tecnológico de las últimas décadas, especialmente en el área de la informática, ha permitido explotar recursos numéricos de grandes alcances para el análisis de problemas de ingeniería de alto grado de complejidad. Actualmente es casi un premisa que las obras subterráneas han de analizarse y diseñarse empleando programas de cómputo avanzado. No obstante, estas herramientas no dejan de exigir un entendimiento profundo de los fenómenos físicos y su tratamiento matemático; hay una gran cantidad de condicionantes geotécnicos, mecánicos, estructurales e hidráulicos que deben ser abordados adecuadamente antes de plantear una solución numérica al problema de un túnel; muchos de ellos, incluso, deben resolverse primero conceptual y analíticamente, a modo de tener un panorama de la respuesta que se espera de los modelos y no permitir que estos sean los que la determinen. Si no se toma en cuenta lo anterior y si no se tiene un dominio completo de todos los factores que pueden influir en los resultados, estas grandes herramientas pueden representar armas de doble filo.
Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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6.2. Generalidades y definiciones Con objeto de facilitar la comprensión de lo expuesto en este capítulo, a continuación se presentan las definiciones de los términos más importantes y representativos involucrados en el diseño de excavaciones subterráneas. Idealización: Es el procedimiento por el cual los modelos de cálculo asumen hechos sobre los fenómenos físicos y mecánicos que se modelizan, que son indudablemente ficticios pero que pretenden apegarse lo más posible a la realidad. Comúnmente los principios asumidos se utilizan para hacer que estos modelos sean más sencillos de comprender o de resolver. Si se han hecho las consideraciones adecuadas, generalmente la idealización no altera la exactitud predictiva del modelo. Modelo de cálculo o modelo matemático: Un modelo de cálculo es una representación matemática de la realidad de un sistema estructural; es una forma de simular los elementos que intervienen en la respuesta general de una estructura y en su interacción con el terreno. Las relaciones matemáticas entre los componentes del modelo deben representar de manera realista las existentes entre las diferentes entidades o aspectos del sistema real. Una vez representado el sistema en forma de modelo, pueden aplicarse las herramientas matemáticas para deducir o predecir su comportamiento. El éxito o fracaso depende de la precisión con la que se construya esta representación y la fidelidad con la que se concreticen hechos y situaciones naturales en forma de variables relacionadas entre sí. La geometría de estos modelos puede estar definida en dos (2D) o tres dimensiones (3D). Los modelos pueden considerar la respuesta estática o dinámica de un sistema y pueden incluir propiedades físicas, elásticas, resistentes, hidráulicas y térmicas. Discretizar: Subdividir un cuerpo continuo en una serie de elementos interconectados entre sí, los cuales deben cumplir las condiciones de equilibrio de fuerzas y compatibilidad de desplazamientos a modo de obtener una respuesta estructural equivalente y con el propósito de facilitar y hacer más precisos los procedimientos de cálculo. Capacidad estructural1: Puede definirse como la respuesta fuerza-desplazamiento (o esfuerzodeformación) de un sistema estructural o de un esquema estructural; un sistema estructural puede estar compuesto, por ejemplo, por un anclaje con todos sus componentes (incluyendo al terreno) y un esquema estructural es un determinado arreglo de diferentes sistemas trabajando en conjunto (un esquema de anclaje, por ejemplo). La respuesta de un sistema o de un esquema estructural determinará qué tan adecuado es ante una serie de requerimientos determinados por el tipo y características de la obra. Demanda2: La demanda se define como la respuesta fuerza-desplazamiento (o esfuerzodeformación) necesaria para poner en equilibrio un mecanismo de inestabilidad, el cual está determinado por: la geometría de la excavación y su orientación respecto a la estructura de la roca o a los esfuerzos in situ; las propiedades mecánicas del suelo, en su caso, o de la roca intacta; la estructura del macizo y las propiedades de las discontinuidades; el ambiente que prevalece en la excavación (estados de esfuerzos, régimen hidrogeológico, etc.). A su vez, un mecanismo de inestabilidad puede ser estructuralmente controlado (por la estructura del macizo) o controlado por esfuerzos (falla de la masa por alcanzar estados críticos de esfuerzos) o por una combinación de ambos. A partir de las definiciones de capacidad estructural y demanda, Windsor (1998) establece que “claramente existe una demanda para el mecanismo en su conjunto que debe ser satisfecha por la capacidad del esquema completo así como una demanda para cada sistema, que debe ser satisfecha por éste”. 1 2
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Definiciones tomadas de Windsor (1998) Ídem 1
Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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En la Figura 6.1 se explican, a través de curvas características3, los conceptos de capacidad y demanda en términos de fuerzas y desplazamientos. En la Figura 6.1-(a) la demanda es independiente de los desplazamientos; esta situación es típica de túneles en los que pueden producirse colapsos súbitos por caída de bloques o cuñas. En tales casos, si la capacidad estructural excede a la demanda, el mecanismo es puesto en equilibrio a un cierto nivel de desplazamientos, dependiendo de la rigidez del sistema. La Figura 6.1-(b) ejemplifica los casos en los que la demanda tiene una dependencia inicial sobre los desplazamientos, lo cual es común en túneles con procesos deformacionales importantes y de largo plazo o con mecanismos de inestabilidad controlados por esfuerzos. En dichos casos, la capacidad de absorber desplazamientos y la rigidez del sistema en conjunto determinarán si el mecanismo puede ser contrarrestado (Windsor, 1998). De hecho, en la definición del llamado Nuevo Método Austriaco de Túneles, puede entreverse que, lo que llaman su “filosofía de diseño”, está fundamentada en un esquema como el de la Figura 6.1-(b) y posiblemente la gran cantidad de fracasos que ha tenido dicho “Método” se debe a una incorrecta interpretación del concepto de demanda dependiente de las deformaciones, así como en el haber pretendido extender tal concepto a la totalidad de las formaciones geológicas y a la gran variabilidad de escenarios geotécnicos que pueden presentarse en un solo túnel. La realidad en el diseño de túneles es que, en cada caso particular, es necesario tener una definición conceptual clara de la interacción Capacidad estructural-Demanda, que puede adaptarse a uno de los esquemas de la Figura 6.1, o a una combinación de ambos.
Figura 6.1. Conceptos de capacidad y demanda: a) demanda independiente de los desplazamientos; b) demanda dependiente de los desplazamientos. Figura elaborada a partir de Windsor (1998).
6.2.1. Consideraciones previas a los análisis y los diseños A lo largo de muchísimos años las soluciones a los problemas de ingeniería se han resuelto a partir de formulaciones basadas en la mecánica del medio continuo. De forma un tanto simplista, puede decirse que lo anterior obedece a razones históricas y a la manera en que se desarrollaron las teorías de esfuerzos y deformaciones, el estudio del comportamiento de los materiales, etc. Y tal es el caso también de la geotecnia, que desde sus inicios se ha valido de las formulaciones clásicas para sustentar matemáticamente sus propias teorías.
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Panet, 1995
Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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La mayoría de los túneles de carretera son excavados en macizos rocosos y por ende es preciso distinguir las aproximaciones físico-matemáticas que han de establecerse para el correcto tratamiento de problemas asociados a medios discontinuos de aquellas en las que el terreno puede asumirse como un medio homogéneo continuo e isótropo (suelos). La mecánica de rocas, en particular, desde sus inicios se estableció como una rama de la ingeniería que innegablemente requería de aproximaciones más allá de las teorías continuas clásicas; desde épocas muy tempranas de su desarrollo se plantearon los primeros métodos de análisis en medios discretos, pero aun con las limitaciones que la falta de potentes sistemas de cálculo imponían. Los orígenes de los grandes métodos numéricos para análisis tenso-deformacional también se dieron dentro del marco teórico de la mecánica del medio continuo y, aunque para aquellas épocas ya se vislumbraba la posibilidad de extenderlos al discontinuo, se sabía que trabajar con elementos discretos interactuando entre sí y en condiciones dinámicas, acarreaba necesidades de cálculo mucho mayores. Por tal motivo, en un principio, la mecánica de rocas, en su afán de estudiar la respuesta tenso-deformacional de macizos rocosos fracturados, tuvo que valerse de todo tipo de técnicas matemáticas para representar las condiciones reales del terreno a partir de modelos equivalentes de medio continuo. Y a pesar que varios de estos métodos han evolucionado mucho con el tiempo y se han desarrollado leyes constitutivas capaces de considerar orientaciones en el medio con comportamientos distintos, aún prevalecen muchas de las limitaciones implícitas en su utilización. Y aún con los progresos actuales, la representación de un macizo rocoso estructurado en términos de sus propiedades resistentes y deformacionales continúa siendo un reto colosal. Por otro lado, los ensayos a gran escala útiles para determinar sus propiedades de manera más aproximada resultan extremadamente costosos y tienen grandes complicaciones técnicas. El gran auge de los programas de análisis numérico, que al principio se dio en instituciones de investigación y que posteriormente pasó a un nivel comercial muy generalizado, está basado en importantes adelantos en cuanto a técnicas de resolución de sistemas de ecuaciones y algoritmos no lineales, pero también en los enormes avances informáticos. En pocas décadas ha sido posible desarrollar paquetes capaces de potenciar, cada vez a mayor escala, el uso de técnicas de cálculo que durante mucho tiempo permanecieron latentes. Pero aun así, lo que resuelve un programa numérico no es más que la representación de un problema real a través de un modelo geomecánico elaborado por ingenieros. Lo anterior incluye la geometría del terreno y de las obras, los procedimientos constructivos, los estados de esfuerzos originales y la forma en que estos cambian durante la construcción, los elementos estructurales y su manera de interactuar con el terreno, así como las leyes constitutivas que pueden representar la respuesta física de los distintos materiales involucrados en el problema. El nivel de aproximación a la realidad depende, por un lado de la correcta conceptualización del modelo y por el otro de la capacidad del programa para simular las acciones producidas durante la obra, sus fenómenos asociados, las estructuras presentes y el comportamiento de los materiales. Dentro del término conceptualización caben cuestiones como: la representación del terreno en cuanto a su topografía, la presencia de edificaciones cercanas (y las cargas que éstas transmiten al terreno), la estratigrafía, geohidrología, estructura geológica, las propiedades físicas y mecánicas, la posible anisotropía y los estados iniciales de esfuerzos. Por otro lado están las técnicas usadas en la simulación de los procesos de excavación y construcción; la adecuada representación de las estructuras, el tiempo y la forma de su colocación y los elementos adicionales que se requieren para representar correctamente su trabajo en interacción con el terreno y por último la correcta selección de los modelos constitutivos y su robustez para aproximarse al comportamiento tenso-deformacional (elástico y elastoplástico) del terreno y las estructuras. 4
Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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Los programas numéricos empleados deben estar diseñados especialmente para resolver problemas tenso-deformacionales y de estabilidad en geotecnia. Deben contar con modelos constitutivos avanzados para la simulación del comportamiento no-lineal de los materiales (isótropos y anisótropos), además de poseer las herramientas básicas para modelar procesos de construcción y excavación. Entre otras cosas, deben estar dotados de elementos especiales para el tratamiento de estructuras (revestimientos de concreto, marcos metálicos, etc.), elementos para simular anclajes, pasivos o de tensión, elementos para modelar geotextiles, así como elementos tipo interface para simular la interacción de los elementos estructurales con el terreno permitiendo tener en cuenta prácticamente todos los factores que influyen en el comportamiento global de la unidad estructura-terreno. Finalmente, deben incluir varios dispositivos fundamentales para la aproximación del problema geomecánico real, como la creación de estados iniciales de esfuerzos, consolidación del terreno, presencia y flujo de agua, etcétera. Los programas numéricos de análisis tenso-deformacional tienen varias décadas de desarrollo y en ese tiempo se ha creado tal número de herramientas en torno suyo que, actualmente, son el sistema de cálculo más difundido para la resolución de todo tipo de problemas mecánicos. Particularmente en el diseño de obras subterráneas, dichos métodos son los que ofrecen las mayores posibilidades. Los códigos modernos tienen la capacidad suficiente para tratar materiales con un alto grado de no-linealidad; para trabajar con casi cualquier geometría y secuencia de excavación-sostenimiento; para incluir un gran número de materiales distintos y para modelizar adecuadamente los fenómenos de interacción entre el terreno y los diferentes sistemas de soporte, estabilización y reforzamiento. Hoy en día, el nivel de desarrollo de las técnicas asociadas a los análisis numéricos (pre y post procesadores, por ejemplo), hace posible en los despachos de cálculo especializados en diseño, generar modelos con un grado de sofisticación importante. Se cuenta con la posibilidad de elegir entre modelos bidimensionales y tridimensionales, construibles mediante códigos comerciales de gran calidad. La decisión sobre el nivel de sofisticación que se le ha de asignar al tratamiento de un problema en específico depende de muchos factores, que pueden ser: el costo, el tiempo disponible para el estudio, la cantidad y calidad de la información con que se cuenta para aproximar el modelo, la trascendencia del problema y el grado de complejidad. Por un lado, los análisis en dos dimensiones, aunque son económicos en términos de modelización y costo computacional, requieren del establecimiento de ciertas hipótesis para la adecuada simulación de los procesos excavación-sostenimiento, por el efecto tridimensional real que se produce en el frente de excavación y sus cercanías. Estas hipótesis dependen de factores que no son de fácil control y por tanto guardan un importante grado de incertidumbre. En cuanto a la modelización tridimensional, ésta suele ser mucho más compleja y no siempre es rentable de acuerdo con el costo del proyecto o los estudios que se están realizando. Además, para que la inversión que implica elaborar un modelo tridimensional sea justificable debe contarse con una idea suficientemente aproximada del terreno en cuanto a la estratigrafía y la presencia de estructuras; en ocasiones resulta muy complejo, en términos geométricos, modelizar y mallar las intersecciones entre fases de excavación, estructuras geológicas y elementos del sostenimiento del túnel: conseguir una adecuada discretización puede requerir un tiempo y esfuerzo muy importantes, así como encontrar el equilibrio entre el grado de refinamiento de las mallas y el costo computacional asociado. Los análisis tridimensionales pueden requerir equipos de cómputo considerablemente más caros que los convencionales y los tiempos de cálculo, aun hoy en día (año 2015) pueden ser de días o semanas. Sin embargo, además de los programas propiamente de cálculo numérico, existen herramientas complementarias muy potentes que permiten generar superficies y sólidos de geometría compleja e intersecciones entre estos, así como modeladores digitales de terreno y malladores que incluyen técnicas de discretización muy avanzadas. Combinando estas herramientas, en cualquier despacho de cálculo, es posible elaborar modelos complejos. Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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Manual de diseño y construcción de túneles de carretera
En la práctica profesional, sigue habiendo escepticismo por parte de algunos especialistas que piensan que no es justificable el enorme esfuerzo que representa un análisis de esta naturaleza, especialmente si se toman en cuenta las incertidumbres que normalmente existen en cuanto a la geología, los estados de esfuerzos, los parámetros de los materiales y otras. Las empresas desarrolladoras de los códigos comerciales de cálculo numérico que hoy en día están disponibles para prácticamente cualquier despacho de ingeniería, han invertido muchísima tecnología en crear interfaces de usuario amigables y sencillas. Esto tiene grandes ventajas ya que permite ahorrar mucho tiempo en la construcción y programación de los modelos e invertirlo después en realizar cálculos cada vez más y más sofisticados. Desafortunadamente, su empleo se ha hecho accesible también a personas que sólo tienen que invertir unas cuantas horas en desarrollar las “habilidades” suficientes para operarlos y en muchas ocasiones esto tiene consecuencias verdaderamente desastrosas. Es muy importante tener en cuenta que el manejo adecuado de estas herramientas requiere de un alto nivel de formación académica, lo cual implica el dominio de conceptos numéricos, geotécnicos y estructurales avanzados, así como un amplio conocimiento de las técnicas constructivas propias de la disciplina con la que se trabaja, su implementación real en obras civiles y una buena dosis de criterio. En conclusión, la elección del tipo y grado de refinamiento de los modelos de análisis dependerá de la forma en que los clientes y los especialistas valoren los factores anteriormente descritos. Sin embargo, también es posible establecer metodologías de análisis y diseño integral, que sirvan para cubrir una amplia gama de situaciones típicas de las excavaciones, como se explicará más adelante.
6.2.2. Selección de los criterios de cálculo Antes de abordar un problema geotécnico relacionado con una excavación subterránea es importante definir la manera de resolverlo, por ejemplo: mediante la simple experiencia (planteando la solución en esquemas o planos), a través de técnicas sencillas de cálculo analítico o mediante análisis tensodeformacionales. En muchas ocasiones las soluciones a problemas específicos relacionados con la construcción de un túnel requieren más de la experiencia y el sentido común del ingeniero que de los potentes sistemas de cálculo. Sobre todo porque dichas soluciones suelen requerirse en tiempos muy cortos que no dan oportunidad de llevar a cabo estudios y modelos o porque simplemente éstos no se justifican. Por ejemplo, la aparición imprevista y repentina de un afluente de agua subterránea que dificulta las condiciones de avance y merma las condiciones de estabilidad, la mayoría de las veces, se soluciona colocando drenes y permitiendo que el flujo se estabilice o, en casos extremos, inyectando el terreno para impermeabilizar la zona cercana a la excavación. En este tipo de situaciones, por lo general no se puede esperar a que se realicen estudios hidrogeológicos, se elabore un modelo de flujo del agua subterránea hacia el túnel, se calcule la influencia del flujo y la presión sobre la resistencia del terreno y/o las discontinuidades, se determinen los niveles de estabilidad general de la excavación y finalmente se analicen y diseñen los elementos de soporte, estabilización y reforzamiento necesarios. La solución tiene que ser inmediata y práctica y, si el problema persiste y la economía y la seguridad de la obra lo ameritan, entonces sí se justificará realizar los estudios antes mencionados. Durante la etapa de diseño la situación es diferente, si se parte de base de que el ingeniero cuenta con tiempo y recursos para elaborar los estudios. Aun así, todo dependerá precisamente de la cantidad de tiempo y de recursos que se asignen y del interés del cliente en que el proyecto cuente con un buen nivel de ingeniería.
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Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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Trazar un esquema de toma de decisiones sobre la manera en que deben calcularse los túneles en la etapa de diseño no resulta del todo fácil debido a la gran cantidad de variables involucradas. A continuación se enlistan las más importantes: a) Suelo, roca o ambos Como ya se dijo, la mayoría de los túneles de carretera se excavan en roca, sin embargo, suelen incluir tramos importantes de suelo, sobre todo en las zonas de portales o en partes específicas del trazo en que las condiciones geológicas así lo han dispuesto (zonas de falla, zonas de alteración intensa). También es común que se presenten secciones mixtas, en las que parte de la excavación está en un macizo rocoso y la otra en un depósito de suelos. Asimismo, en ocasiones la roca es débil o está tan descompuesta que ha perdido ya sus propiedades estructurales y su resistencia y deformabilidad se asemejan más a las de los suelos. Para cada una de estas situaciones existe una aproximación mecánica distinta y por supuesto técnicas más y menos adecuadas. En el caso de los suelos, estos siempre se modelizarán como elementos de medio continuo; en cuanto a las rocas, la idoneidad de la aproximación (continuo o discontinuo) dependerá de su estructura, tal y como se verá en las próximas secciones de este capítulo. En cuanto a los modelos constitutivos, aunque el criterio de Mohr-Coulomb sigue siendo el más universal y utilizado de todos, los programas modernos ya cuentan con opciones más adecuadas a suelos y rocas; para suelos están los criterios basados en los modelos de estados críticos (tipo CamClay) y los modelos hiperbólicos con endurecimiento isótropo (Hardening Soil Model, de PLAXIS4); para rocas, el modelo de Hoek & Brown (2002) y los modelos para macizos fracturados como el Modelo de Juntas Ubicuas (Ubiquitous Joint Model, disponible en Flac5 y en Phase26) o el Modelo de Rocas con Juntas (Jointed Rock, Model, de PLAXIS). Cuando se trabaja con suelos, el tipo de análisis dependerá también del grado de saturación y de las propiedades físicas que determinen si el comportamiento se dará en condiciones drenadas o no drenadas así como si el terreno se encuentra consolidado y si se requerirán etapas adicionales de consolidación para disipar excesos de presión intersticial. En rocas, lo primero que ha de decidirse es si se requieren análisis tenso-deformacionales o si los diseños (o pre-diseños) pueden apoyarse únicamente en técnicas analíticas de estabilidad de bloques y/o cuñas. Para esto resultan muy útiles las definiciones de capacidad estructural y demanda presentadas al inicio del presente inciso. b) Análisis 2D o 3D Como se explicó anteriormente, el grado de complejidad de un modelo tenso-deformacional de tres dimensiones es varios órdenes de magnitud mayor al de un modelo 2D, no sólo por el tiempo y la potencia de cálculo que requiere sino porque el propio trabajo de modelización así lo implica. En la mayoría de los casos los análisis de esfuerzos y deformaciones de un túnel pueden, con las debidas hipótesis, resolverse adecuadamente en dos dimensiones, esto debido a que son estructuras cuya longitud es mucho mayor en el eje longitudinal que en el plano transversal, es decir, admiten correctamente la simplificación de deformación plana. Hoy en día un modelo bidimensional puede construirse y resolverse muy rápidamente, siempre y cuando se tengan bien definidos todos los elementos que lo componen.
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Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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Sin embargo, hay muchas situaciones en las que la tridimensionalidad se impone de manera determinante y las hipótesis bidimensionales dejan de resultar válidas. A continuación se listan algunos ejemplos: • • • • • • • •
Primeros metros de excavación en un emportalamiento Intersección de dos túneles o de un túnel con otras galerías Problemas de inestabilidad en el frente que no son posibles de resolver con métodos analíticos Cálculo de estructuras de reforzamiento hacia el frente de la excavación (sistemas de enfilaje frontal) Una marcada anisotropía buzando paralela al eje de avance del túnel Situaciones en las que alguna estructura geológica afecta a la excavación en dirección paralela o semi-paralela al avance Transiciones geométricas de la sección del túnel a lo largo del avance Etc.
De estos ejemplos hay dos que pueden solventarse mediante técnicas analíticas relativamente simples pero con importantes limitaciones. Tal es el caso del cálculo de la estabilidad del frente y de los sistemas de enfilaje frontal. c) Niveles de incertidumbre En el Capítulo 4 de este Manual se hizo énfasis en la gran incertidumbre con la que es necesario tratar cuando se resuelven problemas geotécnicos, en especial en el caso de los macizos rocosos y muy particularmente en las obras subterráneas. Por lo anterior, durante el proceso de toma de decisiones sobre la manera más conveniente de aproximarse a una solución, es muy recomendable saber medir dichas incertidumbres; a veces resulta más sensato plantear una solución sencilla y práctica que construir modelos complejos. Un programa numérico, por más tecnología que tenga como sustento, nunca superará la experiencia y el buen juicio de un ingeniero bien capacitado. Sin embargo, desde un punto de vista particular, debe distinguirse que no todos los factores que intervienen en el cálculo de un túnel son aleatorios ni comparten la misma naturaleza; mientras que unos están asociados con la estructura y propiedades del terreno, otros se relacionan más con la geometría y tipo de sección de la excavación, las cuales deben cumplir ciertas especificaciones o necesidades. Y también están los agentes externos, tales el clima, el agua, la sismicidad de la zona por mencionar algunos. En cierta manera conocer el grado o nivel de influencia de cada factor sigue siendo bastante subjetivo y depende en muchas ocasiones de la experiencia del diseñador. Para tal caso es indispensable realizar estudios de sensibilidad empleando técnicas geoestadísticas y probabilísticas que reduzcan la incertidumbre inicial. d) Elementos de soporte, estabilización y reforzamiento También en la toma de decisiones sobre cuáles métodos de cálculo elegir intervienen los tipos de sostenimiento propuestos para construir el túnel. De entre todos los sistemas de soporte, estabilización y reforzamiento comúnmente empleados los hay que se adecuan mejor o peor a las distintas técnicas de análisis. Lo anterior se discute ampliamente en el Capítulo 9 de este Manual. En resumen, los condicionantes básicos para una correcta modelización y que definen un cálculo analítico o numérico suficientemente representativo de un túnel son los siguientes: • Las condiciones iniciales del terreno (estado inicial de esfuerzos), que de manera muy general, están determinadas por: • la topografía en superficie • la presencia y, en su caso, la profundidad del nivel freático 8
Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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• el peso específico de los materiales en condiciones secas y húmedas • el coeficiente de esfuerzo lateral, k0 • la posibilidad de que existan esfuerzos tectónicos en el macizo • en su caso, el grado de consolidación del terreno • la disposición de las distintas unidades geológicas o geotécnicas • la presencia de estructuras en superficie • Bajo la presencia de agua: condiciones drenadas o no drenadas, tipo de flujo, permeabilidades, etc. • El modelo constitutivo del terreno: • Isótropo o anisótropo • Elastoplasticidad perfecta o con hardening-softening • Elastoplasticidad asociada o no asociada (control de la dilatancia) • Dependencia o no de la rigidez con el confinamiento y la deformación • Diferencia de comportamiento en procesos de carga o descarga-recarga • Otros muchos que salen del ámbito de la ingeniería práctica de proyectos • Forma de simular en dos dimensiones el desfase entre la excavación de un avance y la implementación de los sistemas de soporte, estabilización y reforzamiento (relajación de esfuerzos o relajación de rigideces) • En el caso de análisis numéricos, la discretización: • la extensión del dominio de análisis (malla), tanto en dirección horizontal como vertical y la presencia o no de elementos de contorno en las fronteras • la densidad de la malla: número y tamaño de los elementos • el tipo de elementos utilizados: rectangulares, triangulares, lineales, cuadráticos o de orden superior Los métodos de cálculo en ingeniería y en especial en el ámbito de la geotecnia no dejan de ser aproximaciones y los resultados que con éstos se obtienen dependen de forma muy importante de la selección de los parámetros que rigen el comportamiento mecánico de los materiales, así como de la correcta modelización de los distintos eventos que ocurren en el transcurso de la obra. Como ya se ha dicho, la metodología seguida en el análisis del comportamiento de un túnel tiene que basarse en una integración geotécnica rigurosa. Como herramienta básica para conseguir los objetivos de los análisis deben realizarse estudios de sensibilidad; una vez establecidos los criterios de análisis es importante realizar una serie de simulaciones que contemplen los rangos de posible variación de factores que influyen de forma importante en el comportamiento del modelo.
6.2.3. Cálculo numérico 6.2.3.1. Modelización de las fases y etapas de excavación y sostenimiento Los esfuerzos y deformaciones en muchas estructuras dependen significativamente de la historia y detalles del procedimiento constructivo y las cargas. Aunque se podrían citar muchos ejemplos de diversas disciplinas de la ingeniería civil, el reconocimiento de esta situación es de particular importancia en la ingeniería geotécnica. Las situaciones que se analizan en los casos de excavaciones subterráneas involucran cambios mayores en la configuración de la estructura debido a la remoción de algunos componentes y la inclusión de otros. Cuando el comportamiento del material es inelástico, el estado final de las deformaciones puede depender de manera muy importante en la secuencia de los eventos. Por esto, el primer requisito que debe cumplir un programa numérico para cálculo de túneles es el de ser capaz de realizar cómputos en serie, es decir que a partir de un cierto estado del problema, Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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debe poder realizarse un análisis subsiguiente, partiendo del estado de esfuerzos y deformaciones alcanzado hasta ese momento. De manera contraria, cuando el material es elástico lineal, la solución obviamente no puede depender del número o la secuencia de pasos de excavación. Es importante mencionar que el programa de análisis numérico utilizado debe contar con un tratamiento matemático adecuado para la modelación de los procesos de excavación y la colocación de elementos de estabilización y soporte y reforzamiento, así como del desfase de tiempo entre el avance y el sostenimiento con su correspondiente redistribución parcial de los estados de esfuerzos como el método de relajación de esfuerzos en el caso de análisis en dos dimensiones. En los análisis tridimensionales, los códigos comerciales normalmente permiten al usuario programar las secuencias de excavación-sostenimiento de forma muy realista por lo que puede prescindirse de hipótesis de redistribución gradual de esfuerzos y entrada en carga de los elementos del sostenimiento.
6.2.3.2. Parte constitutiva En el planteamiento geomecánico de un problema de excavación es de fundamental importancia la correcta (o aproximada) modelación de los materiales en cuanto a su relación esfuerzo deformación (ley constitutiva). Los estados de esfuerzos que se obtengan de los análisis dependerán en gran medida de las características de los modelos constitutivos empleados. Una de las principales limitaciones, y que continúa siendo uno de los obstáculos más difíciles de librar en geotecnia, en especial en el caso de las rocas, es la correcta identificación de los parámetros mecánicos. Aún con la alta sofisticación de los actuales aparatos de ensayo en laboratorio se presentan problemas que hacen cuestionables los resultados obtenidos de las muestras. Pero la más grande dificultad se encuentra al pretender extrapolar estos resultados a la gran masa de roca que se tratará de modelizar. Para la modelación de macizos compuestos por roca dura, sanos o fracturados pueden utilizarse modelos cohesivo-friccionante tipo Mohr-Coulomb o Hoek & Brown, elastoplástico-perfectos o no asociados (control de la dilatancia). Con dichos modelos, en un código para aplicaciones geotécnicas, comúnmente no pueden alcanzarse deformaciones plásticas muy importantes y los elementos que alcanzan la rotura no admiten mayores esfuerzos, cediendo el trabajo a los elementos más cercanos, lo cuales no hayan llegado a la rotura. Por su parte, para rocas blandas o suelos, pueden utilizarse modelos cohesivo-friccionante con endurecimiento isótropo en función de las deformaciones plásticas volumétricas. También pueden incluir un control adecuado de la dilatancia (plasticidad no asociada). Con dichos modelos, los elementos que alcanzan la plastificación, continúan admitiendo carga y van aproximándose más lentamente a la rotura, mientras generan deformaciones plásticas de mayor magnitud. Este tipo de modelos suele estar formado por dos superficies, una llamada propiamente superficie de fluencia (cap volumétrico) y la otra, superficie de rotura (cohesivo friccionante). Otro tipo de comportamiento que puede ser modelizado en códigos comerciales es el de tipo anisótropo, que también puede ser elastoplástico. El modelo utilizado debe estar especialmente desarrollado para rocas fracturadas y permitir definir una, dos o tres direcciones de anisotropía cada una de las cuales puede tener una superficie de fluencia tipo Mohr-Coulomb. Con este tipo de modelos es posible definir la anisotropía en términos de deformabilidad y de resistencia.
6.2.3.3. Medios continuos, discontinuos y continuo-equivalentes En geomecánica pocos son los problemas en los que puede suponerse una continuidad absoluta del medio. Se trata de problemas simples en los que no existen discontinuidades físicas, ni en el terreno ni a modo de contactos con estructuras civiles, tales que determinen el comportamiento en general y la estabilidad en particular. (Figura 6.2). 10
Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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Figura 6.2. Problema de medio continuo.
En casi cualquier problema de ingeniería geotécnica existirá alguna estructura interactuando con el terreno y a partir de ese momento lo correcto es considerar interfaces entre ellos (Figura 6.3).
Figura 6.3. Problema de medio continuo con estructura interactuante.
En problemas más complejos, pueden aparecer discontinuidades físicas considerables dentro del terreno como fallas o grandes fracturas que permitan movimientos diferenciales entre zonas importantes del dominio: se rompe la continuidad y el concepto de compatibilidad de deformaciones tiene que reducirse a zonas concretas del modelo (continuo discreto, Figura 6.4). Cada problema en particular tiene sus requerimientos de modelización, que parten de la teoría que se adecua más a su solución. En cuanto a la selección entre el uso de la mecánica del medio continuo o del discontinuo, según varios autores, no existen realmente lineamientos específicos que determinen el método a utilizar y en muchas ocasiones se torna en una decisión un tanto subjetiva que tiene que ver con el tamaño del dominio así como con la escala y densidad de las discontinuidades respecto a éste.
Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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Figura 6.4. Problema de medio continuo discreto.
Cuando el medio está definido por un número específico de familias de discontinuidades, con características geo-estructurales tales que forman bloques individuales o cuñas, cuya escala respecto al tamaño de la excavación puede ser determinante para la estabilidad y en donde la mayoría de los movimientos, o al menos los más importantes, se presentan a modo de deslizamientos a lo largo de las juntas o en forma de caídas, rotaciones o dislocaciones locales, lo más adecuado es atacar el problema a través de la teoría del medio discontinuo (Figura 6.5).
Figura 6.5. Problema de medios discretos.
Si el medio se encuentra densamente fracturado y la escala de los bloques es muy pequeña respecto a la de la excavación, vuelve a ser factible el uso de la teoría del medio continuo, pero bajo el concepto de medio pseudocontinuo o continuo equivalente (Figura 6.6). Esta es una forma de incorporar discontinuidades en los modelos de manera implícita, es decir, a través de formulaciones constitutivas que consideran la influencia de éstas en el comportamiento global del medio (modelos de juntas ubicuas, por ejemplo).
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Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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Figura 6.6. Problema de medio continuo equivalente.
Al encontrarse con un número muy grande de discontinuidades, el ingeniero se ve en la imposibilidad de obtener información precisa de cada una de ellas: no es posible trabajar con cada junta individualmente. En el ámbito de los modelos de continuo equivalente hay básicamente dos tipos de aproximación; la primera consiste en establecer unas ciertas propiedades globales, que pretenden representar el comportamiento mecánico de un macizo rocoso formado por un entramado de bloques a través de parámetros equivalentes. Como ya se anticipó, tales parámetros por lo general no pueden ser obtenidos directamente a partir de ensayos, debido a la enorme dificultad técnica y económica para realizarlos y porque, aun llevándolos a cabo, es muy probable que los resultados obtenidos no sean del todo representativos para la escala real del problema. Un ejemplo de este tipo de modelos es el propuesto por Hoek y Brown (2002) Entonces, el método para estimar los parámetros consiste en una serie de aproximaciones estadísticas, basadas en ensayos de laboratorio convencionales sobre núcleos de roca intacta o sobre discontinuidades específicas, así como en la caracterización de las fracturas, que por lo general se realiza en el campo y en algunos otros datos que determinan lo que hoy en día se conoce como Calidad Geotécnica. En la actualidad existe una colección muy importante de correlaciones empíricas entre índices de calidad y parámetros mecánicos equivalentes. La segunda aproximación se basa en considerar la presencia de las discontinuidades a través de una formulación matemática que condicione la respuesta mecánica del modelo a la dirección en que se aplican las fuerzas. Tal es el caso de las leyes constitutivas anisótropas, como los modelos elásticos ortótropos y transversalmente isótropos y los modelos ubiquitous joint model o el jointed rock model, en los que pueden definirse hasta tres sistemas de discontinuidades, de alguna manera, virtuales, debido a que la respuesta en resistencia del continuo se presenta de manera diferente en ciertas direcciones preestablecidas.
6.2.3.4. Modelos continuos en medios no estructurados Este primer grupo de modelos se refiere a medios que no poseen estructura bloquizada, como se da en algunas formaciones de tobas, brechas, conglomerados, roca masiva, o rocas que, aunque en sus orígenes hayan tenido estructura, la perdieron por alteración o metamorfismo. En esta clasificación entran muchos materiales geotécnicos que se encuentran en la transición entre suelo duro y roca blanda.
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A pesar de que se reconoce que en este tipo de materiales existe un factor de escala importante, de acuerdo con el cual la respuesta del medio a la escala de un túnel no será la misma que a la escala de una probeta, al no haber discontinuidades que determinen el comportamiento y lo definan como un entramado de elementos discretos, se asume que las propiedades obtenidas en laboratorio o a través de ensayos in situ, son extrapolables a la totalidad del dominio de cálculo. Los cálculos de túneles construidos en terrenos no estructurados son los que sin duda se adecuan mejor a las teorías de análisis basadas en la mecánica del medio continuo. Además, como ya se dijo, no requieren de técnicas especiales para determinar un comportamiento constitutivo equivalente.
6.2.3.5. Modelos de medio continuo equivalente Tal y como se explicó anteriormente, un modelo de medio continuo equivalente se basa en la determinación, a través de correlaciones empíricas y datos estadísticos, de ciertas propiedades mecánicas que pretenden representar el comportamiento mecánico de un macizo estructurado, pero sin la posibilidad de simular movimientos relativos entre elementos individuales tal y como sucede en la mecánica de bloques y cuñas. Existen varias teorías y correlaciones disponibles en la literatura de mecánica de rocas. Algunas se apoyan en técnicas de prospección geofísica, otras en la caracterización geotécnica de los macizos rocosos en términos de índices de calidad y otras en estudios estadístico-experimentales que tratan de manera conjunta las propiedades de las discontinuidades y de la roca intacta. De todas ellas, las que han adquirido más popularidad en el medio de la geomecánica son las de Barton, Bieniawski y Hoek & Brown. Estas se basan en estudios estadísticos sobre datos experimentales, la mayoría provenientes de obras en las que, a través de ensayos de gran escala o retroanálisis basados en mediciones de comportamientos específicos, establecen correlaciones entre los índices de calidad (RMR, Q, GSI ) y algunos de los parámetros mecánicos más importantes para representar la respuesta tenso-deformacional de los macizos rocosos. Uno de los problemas más grandes con los que se encuentra el ingeniero al tratar de estimar las propiedades de un macizo rocoso es, en primer lugar, la gran variedad de criterios que existen en la literatura y la enorme dispersión que se obtiene al comparar unos con otros. Además, cada una de estas aproximaciones se basa en algún índice de calidad en particular y muchas veces es difícil correlacionar unos con otros ya que toman en cuenta características distintas de las rocas.
6.2.3.6. Modelos discontinuos Los modelos de medio discontinuo más típicos en geotecnia se apoyan en el Método de los Elementos Discretos (MED). Aun en fechas recientes, este método ha sido considerado como relativamente nuevo aunque puede decirse que ya está suficientemente probado como técnica numérica aplicada al análisis y diseño en los proyectos de ingeniería de rocas. Aunque todavía no es utilizado tan extensivamente como las técnicas de análisis en medios continuos (método de elementos y de diferencias finitas), el método de los elementos discretos puede jugar un valioso papel, proporcionando una herramienta única para evaluar el efecto que las discontinuidades presentes en el macizo rocoso tienen en el diseño ingenieril. Este método trata el problema de un medio discontinuo como un sistema discreto en el que interactúan cuerpos individuales. La característica fundamental es que se trata separadamente cada elemento (bloque) y se analiza la interacción entre ellos: se permiten desplazamientos finitos y rotaciones de los bloques individuales; los contactos entre bloques pueden ser rígidos o deformables (ley de compresión de las juntas), al igual que los propios bloques. Las leyes que rigen el comportamiento de las juntas son relativamente simples; sin embargo, cuando se considera un número importante de bloques o cuando se trabaja en tres dimensiones, los tiempos de cálculo y la demanda de almacenamiento y procesamiento de los equipos de cómputo crece enormemente.
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Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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Figura 6.7. Malla de elementos discretos en una gran caverna en roca bloquizada. A partir de Barton (1995).
La formulación y desarrollo del MED, iniciado por P. Cundall en 1971, ha progresado durante los últimos 40 años. Fue concebido originalmente como una representación bidimensional de un macizo rocoso fracturado, aunque posteriormente ha sido extendido a otros campos como la investigación del flujo de partículas, de los mecanismos microscópicos originados en materiales granulares y del desarrollo de fracturas en rocas y concreto. Además el MED ha sido objeto de atención de varios investigadores; fruto de este interés nace en 1980 el programa UDEC7, que fue el primer software que combina en un único código la formulación para representar cuerpos rígidos y deformables (bloques) separados por discontinuidades. Este código, también puede ser utilizado en análisis estáticos y dinámicos. En 1983 se iniciaron los trabajos para desarrollar una versión tridimensional del MED, estos trabajos desembocaron en la aparición del programa 3DEC8 que fue inicialmente utilizado para estudiar el fenómeno de estallido de rocas (rockbursting) en minas subterráneas profundas.
Figura 6.8. Modelo de túnel y generación de mecanismos de colapso de bloques con el programa 3DECTM . UDECTM Distinct element modeling of jointed and blocky material in 2D; ©2015 Itasca Consulting Group, Inc. 8 3DECTM Distinct element modeling of jointed and blocky material in 3D; ©2015 Itasca Consulting Group, Inc. 7
Capítulo 6. Análisis de excavaciones
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6.2.3.7. Métodos discretos vs continuo equivalente Hoek (1983 y 2007) reconoce las diversas escalas de un macizo rocoso y establece que el criterio de rotura de Hoek-Brown (comportamiento isótropo), solo es aplicable en aquellos casos en los que exista un número elevado de juntas con condiciones de superficie similares (Figura 6.9).
Figura 6.9. Rango de aplicabilidad del criterio de rotura de Hoek-Brown. Hoek (2007).
Barton (1996), también reconociendo este efecto escala postula que los medios continuos deben quedar relegados a macizos rocosos de calidad muy mala (Q100). Para el rango intermedio de Q, que según la correlación con el RMR propuesta por Barton (1995) supone 2010, tomar 5Q
Capítulo 9. Análisis y diseño estructural de los sistemas de sostenimiento
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Si 0.1< Q 5 cd/m 2 Con Lcarretera : Luminancia media de la superficie de la carretera Y Lv: Luminancia de velo creada por todas las luminarias presentes en el campo de visión donde el eje de fijación esta 1º por debajo de la horizontal en la situación en cuestión. Los cálculos deben hacerse sobre la base de los valores iniciales y con un ángulo de desenfilada completa de hasta 20° por encima del eje de observación debido al techo del vehículo.
15.8.3. Control de alumbrado La luminancia en la zona de acceso varía con los cambios en las condiciones diurnas. Durante el día, los niveles de luminancia en las zonas de alumbrado y transición necesitan ser porcentajes constantes de la luminancia en la zona de acceso. Por ello, es necesario prever un control automático del alumbrado artificial en estas zonas.
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Capítulo 15. Iluminación
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Hay dos sistemas posibles: Apagar (o encender) grupos de lámparas, o reducir su flujo. El primero es el más comúnmente aplicado, particularmente en niveles elevados de luminancia. Para el control automático, la solución más viable es colocar un luminancímetro con un campo de medición de 20°, centrado en el portal del túnel y posicionando a la distancia mínima de seguridad de frenado, en frente del portal del túnel. Por razones prácticas, el luminancímetro tiene que ser montado generalmente a mayor altura que la posición de los ojos del conductor. Por ello el instrumento tiene que ser calibrado separadamente en la posición correcta. La conmutación de las lámparas puede hacerse en escalones, para encender varias lámparas o apagarlas. Esta conmutación deberá tener un retardo de tiempo de varios minutos para evitar la conmutación innecesaria, debido a la variación transitoria en el nivel de alumbrado local provocada por nubes que pasan. Puede considerarse la reducción de flujo o potencia, pero debe ser tomado en cuenta el ahorro real. Los estudios han mostrado que la reducción de flujo y consumo puede dar como resultado ahorros financieros considerables. El costo incrementado del equipo y a veces la reducción de la eficacia de la lámpara (lm/W) deben tenerse en cuenta. El mantenimiento y limpieza de los equipos de control deberán realizarse frecuentemente.
15.9. Términos relacionados con el tráfico 15.9.1. Velocidad de diseño Es en principio la velocidad para la que el túnel ha sido construido. Generalmente se acepta que esta sea la máxima velocidad permitida en las carreteras de acceso del túnel. Sin embargo, se debe considerar una reducción de velocidad en la aproximación al túnel y en el recorrido. En este caso la reducción debe ser indicada desde luego a la entrada del túnel. Como la adaptación para bajar los niveles de iluminación en condiciones dinámicas es relativamente corta, la velocidad del tráfico es de gran importancia para determinar la iluminación requerida en la zona de umbral. Por ejemplo, cuando un conductor se acerca a la entrada de un túnel a una velocidad relativamente baja de 40 km/h, y observa el portal del túnel a una distancia de 150 m, el conductor tendrá un periodo de pre adaptación de 13 segundos antes de entrar al túnel, permitiendo bajar significativamente los niveles de iluminación en la zona de umbral. Un conductor viajando a 80 km/h tendrá solamente 6.5 segundos para la pre adaptación, de tal modo que, la demanda para la adaptación del ojo será más severa y serán necesarios niveles significativamente más altos en la zona de umbral. En la noche el conductor está adaptado al ambiente de baja iluminación. Los sistemas de iluminación de un túnel en horas nocturnas son similares a la iluminación nocturna de una carretera, tomando en cuenta que el nivel de iluminación es constante. Nota: La iluminación de un túnel de carretera no debe de ser 3 veces mayor a los niveles en una carretera.
15.9.2. Densidad de tráfico El número de vehículos que pasan por un punto específico en un tiempo establecido a una dirección o direcciones establecidas. En un túnel se usará el número de vehículos por hora, por carril, en hora pico.
Capítulo 15. Iluminación
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15.10. Tránsito y geometría de la calzada 15.10.1. Tránsito El número anual promedio de vehículos que pasan a través de un túnel para todas las líneas en una dirección en un periodo de 24 horas (TDPA), debe ser significativo en la determinación no solo de niveles de iluminación, sino de la calidad de iluminación, tipo de equipo, mantenimiento y procesos de iluminación. Cuando se diseña el sistema de iluminación de un túnel, se debe considerar el volumen de tránsito y la velocidad. Velocidades altas colocan demandas incrementadas de discreción del conductor y respuestas, que son influenciadas por el proceso de adaptación del ojo, con mayores niveles de iluminación (Ver Tabla 15.2).
o troncal
Tabla 15.2. Niveles sugeridos de luminancia mantenida promedio en el día, en la zona de umbral de túneles vehiculares (Lth).
Un volumen alto de tránsito también implica la necesidad de mantener el flujo de tráfico. La percepción del conductor de la presencia de luz en el túnel va a provocar que el conductor mantenga su velocidad. Superficies interiores con niveles de iluminación elevados van a dar a los conductores la impresión de un túnel brillante. El diseñador debería considerar los requerimientos operacionales del túnel, incluyendo carriles posiblemente reversibles y los procedimientos de mantenimiento.
15.10.2. Túneles divididos y no divididos Se consideran túneles divididos a los que cuentan con una protección adicional para incrementar la seguridad del usuario de la carretera mediante una barrera central o algún elemento que impida a los vehículos invadir los carriles del sentido contrario. El flujo de tráfico en túneles divididos y no divididos difiere en muchos aspectos. Los túneles divididos son estimados por ofrecer flujo de tráfico más seguro. En los túneles divididos casi no hay posibilidades de colisiones de frente, la ocupación de carriles es mejor distribuido que en los túneles no divididos. Los niveles de iluminación de noche en túneles no divididos deberán permanecer en el día en comparación con los túneles divididos en donde los niveles de luz se reducirían en un nivel sugerido en la noche durante las horas de tráfico nocturno.
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Capítulo 15. Iluminación
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15.11. Problemática visual en los túneles 15.11.1. Efecto Visual El sistema visual del ojo se puede adaptar en forma escalonada reduciendo los niveles de iluminación tal y como ocurre cuando se pasa de la luz del día a la oscuridad del túnel, no siendo estos ajustes instantáneos; el proceso de adaptación del ojo requiere de cierto tiempo dependiendo de la diferencia de la luminosidad, ya que a mayor diferencia, mayor tiempo de adaptación.
15.11.2. Fenómenos visuales Existen varios fenómenos visuales que se presentan al conductor en el exterior e interior de los túneles los cuales se deben de tener en cuenta para mantener la seguridad del conductor, éstos son: • • • • •
El fenómeno de adaptación El fenómeno de inducción Luminancia de velo El aspecto del campo de visión en función de la orientación geográfica del túnel La distancia mínima de seguridad de frenado (DMSF) en función de la velocidad del tráfico del túnel.
15.11.2.1. Efecto de adaptación Es el que permite el ajuste de la sensibilidad del ojo humano a un cambio en la distribución de luminancias en el campo de visión. El tiempo que tarda en producirse la adaptación de la sensibilidad del ojo humano al cambio en la distribución de luminancias, se denomina tiempo de adaptación. La adaptación de la sensibilidad del ojo a los cambios rápidos de la distribución de luminancias en el campo visión no es instantánea, por lo que durante un determinado tiempo la capacidad de visión disminuye, llegando a producirse una ceguera momentánea en el caso de un cambio brusco de la distribución de luminancias. Es decir, en algunos supuestos como en el caso de la entrada de túneles, el problema puede ser grave y dar origen a que no pueda realizarse la función visual.
Figura 15.8. Efecto de adaptación.
Capítulo 15. Iluminación
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15.11.2.2. Fenómeno de inducción Es producido por la influencia de las partes contiguas de la retina en la que se forma la imagen del objeto que se está visualizando. Cuando los ojos del conductor se encuentran en estado de adaptación a un determinado nivel de luminancia únicamente se pueden ver los objetos de luminancia similar. El efecto de inducción es un nivel de iluminancia. La iluminación natural diurna de la carretera, que no permite ver un objeto si su luminancia es inferior a la del nivel de la entrada del túnel. Este cambio extremo entre niveles altos y bajos de iluminación produce una ceguera momentánea que es peligrosa. Un claro ejemplo se tiene cuando al mirar un objeto con niveles altos de luminancia y ver una zona obscura queda la sensación de seguir viendo el objeto iluminado.
Figura 15.9. Fenómeno de inducción.
15.11.2.3. Luminancia de velo Es el conjunto de luces parásitas presentes sobre el ojo del conductor debido a los reflejos del parabrisas, la luminancia atmosférica (polvo, contaminantes, humedad, etc.), los cuales se combinan para formar un velo luminoso que reduce la visibilidad de los obstáculos a la entrada del túnel. Los tres primeros fenómenos: adaptación, de inducción y luminancia de velo afectan la visibilidad del conductor reduciendo la visibilidad de los objetos que se presentan al frente como un vehículo u objeto, etc. Esta visibilidad se logra por contraste de objetos contra el fondo de los mismos. Este contraste se expresa en la siguiente ecuación:
C= (Lo-Lf )/Lf Donde:
Lo = Luminancia del obstáculo Lf = Luminancia de fondo El Contraste C puede ser positivo o negativo: Si L0 > Lf C > 0 Contraste positivo (obstáculo más claro que el fondo) Si L0 > Lf C > 0 Contraste negativo (obstáculo más obscuro que el fondo) 16
Capítulo 15. Iluminación
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En el caso de túneles se deben diferenciar dos tipos de contraste: el denominado intrínseco Cint medido junto al obstáculo y el contraste de retina CR medido desde el ojo del conductor del vehículo.
Cint= Lo-Lf/Lf En la siguiente figura se muestra el contraste intrínseco Cint que se mide junto al obstáculo, mientras el contraste de retina CR
Figura 15.10. Velos parásitos atmosféricos (Latm), de parabrisas (Lpb) y velo foveal (Lv).
Las capas de aire de la atmósfera contienen partículas iluminadas por la luz solar dando lugar a la luminancia atmosférica Latm debido a que la refracción de la luz en dichas capas de aire depende de las condiciones atmosféricas y de la posición del sol. La luminancia del parabrisas Lpb provoca efectos de difracción o reflexión según la posición del sol en el campo visual y curvatura e inclinación del propio parabrisas del vehículo. La luminancia del velo foveal Lv, es causada por la perturbación en la visión que provoca una luminancia ajena al objetivo visual que dificulta la percepción de la imágenes. Las luminancias de velo atmosférico, del parabrisas y foveal, tal como se representa en la figura 15.10, se interponen entre el obstáculo y el conductor reduciendo el contraste intrínseco Cint del obstáculos (CR < Cint), disminuyendo la visibilidad de los obstáculos a la entrada de los túneles. Las luminancias de velo se producen en el parabrisas aunado a las de la atmósfera perturbando la visión del conductor a la entrada del túnel, éstas son variables dependiendo de la región, orientación, y zona donde se encuentra el túnel, así como la estación del año, etc.
15.11.2.4. El aspecto del campo de visión en función de la orientación geográfica del túnel La presencia del sol dentro o cerca del ángulo de acercamiento del portal del túnel crea un severo problema de diseño de iluminación. Esto ocurre con túneles de Este-Oeste al este del portal antes de la puesta de sol y en el portal Oeste por un periodo después del amanecer. Esto también puede ocurrir en túneles Norte-Sur al Norte del portal, especialmente en meses de invierno a elevadas alturas. Si el sol está cerca del ángulo de visión del portal durante el acercamiento al túnel, la iluminación del cielo será muy alta, creando una iluminación de velo elevada. Un portal deprimido, que permite una línea directa de visión al sol en ángulos bajos de visión, acentuará el problema. Un ejemplo sería el acercamiento a un túnel debajo de un río. Ningún sistema de iluminación de un túnel puede competir directamente con el sol. La única alternativa es bloquear el sol de la visión, o confiar en que los conductores protejan sus ojos.
15.11.2.5. Distancia mínima de seguridad de frenado (DMSF) Es la distancia necesaria para que el conductor de un vehículo que circula a determinada velocidad, pueda detenerse antes de alcanzar a un obstáculo situado en la calzada. Dicha distancia consta de dos sumandos: el recorrido del vehículo desde el instante en que el conductor divisa el obstáculo hasta que aplica los frenos, y la distancia de frenado propiamente dicha. Capítulo 15. Iluminación
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Al aproximarse un vehículo a un túnel, los efectos de inducción, adaptación y la influencia de las luminancias de velo, están relacionadas directamente con la distancia que el conductor tiene hacia la boca del túnel denominada zona de acceso, con una longitud igual a la DMSF. (Ver Tabla15.3.)
Tabla 15.3. Distancia mínima de seguridad de frenado (DMSF) de la NOM-001-SEDE.
15.12. Alumbrado de túneles largos Es esencial conocer la luminancia en la zona de acceso a fin de determinar los niveles de luminancia que se requieren en la zona de entrada del túnel. El valor de la luminancia en la zona de acceso que se utiliza para el diseño de iluminación y/o control de iluminación debería ser determinado de uno entre dos modos: o bien es la luminancia máxima en la zona de acceso que tiene lugar durante el año, o bien es el valor que es solamente excedido durante una cierta proporción de un año.
15.13. Alumbrado artificial de túneles cortos Cuando se necesita alumbrado artificial diurno, el alumbrado deberá cumplir con los requisitos de túneles largos. El alumbrado diurno a tiempo parcial está previsto durante periodos en los que la penetración de la luz natural no proporciona un fondo de luminancia suficientemente elevada para permitir que funcione el efecto silueta. Tales condiciones pueden plantearse después de obscurecer, antes de amanecer y en días nublados. Para túneles cortos mayores de 25 metros en los que las carreteras de aproximación están iluminadas, se recomienda el alumbrado nocturno incluso aunque no haya justificación para el alumbrado diurno. La luminancia debería ser al menos igual, pero no mayor de dos veces la de las carreteras de aproximación.
15.14. Señales de tráfico Cuando se utilizan lámparas de vapor de sodio (tanto de alta como de baja presión), la separación entre las luminarias y las señales de tráfico amarillas deberán estar, o bien a una distancia horizontal de al menos un metro, o bien a una separación angular de al menos 1° (se elegirá siempre la mayor), observando desde una distancia igual al 50% de la distancia mínima de seguridad de frenado.
15.15. Método para determinar la luminancia en las diferentes zonas al interior del túnel Este método está basado en la Norma UNE-EN CR_14380:2007 conocida como “Aplicaciones de iluminación. Alumbrado de túneles”. Establece todos los aspectos más importantes con relación al modo de resolver la problemática de visión de los túneles, indicando los criterios de calidad y la forma de cumplirlos en las distintas situaciones que se pueden plantear en un túnel. 18
Capítulo 15. Iluminación
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Está principalmente basada en la Publicación CIE No. 88:1990, e incorpora algunos métodos de países particulares para la determinación de algunos de los criterios a satisfacer. Siendo una de las contribuciones mayores la ayuda a la toma de decisión de la iluminación de túneles cortos, empleando el método del cálculo de la visión a través, potencia tiempo limitado (LTP). Métodos para la determinación de la luminancia de acceso L20: • Método Aproximado • Método más exacto • Método de L20 ponderado con el tráfico. (A partir de la determinación de la luminancia de acceso). En éste método se incluyen una serie de tablas basadas en la obtención de distintas clases de túnel en función de la intensidad de tráfico y de la composición del mismo para poder calcular: • • • • •
La Lth a partir de la L20 . La luminancia en la zona interior del túnel así como por el guiado visual. La zona de salida. Las uniformidades de luminancia. El alumbrado nocturno.
15.15.1. Método aproximado Este método da valores aproximados de la L20 (en cd/m2) de acuerdo con lo expuesto en la Tabla 15.4. Debe usarse sólo si no existe suficiente información detallada de los alrededores inmediatos de la boca del túnel. Los valores están basados en estudios empíricos según la publicación No. 88: 2004 de la CIE.
Tabla 15.4. Valores habituales de la luminancia en la zona de acceso.
Capítulo 15. Iluminación
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15.15.2. Método más exacto Debe usarse siempre que exista una vista tridimensional del portal. En este método, la evaluación de L20 se obtiene a partir de un croquis de los alrededores de la entrada del túnel y se calcula mediante la fórmula:
L20 = γ LC + ρ LR +ε LE + t Lth Donde:
Lc es la luminancia de cielo: γ = % de cielo. LR es la luminancia de calzada: ρ = % de calzada. LE es la luminancia del entorno: ε = % de entorno. Lth es la luminancia de zona de umbral: t = % de portal. Con:
γ+ρ+ε+t=1 En esta fórmula el valor de Lth es la incógnita a determinar. Para distancias mínimas de seguridad de frenado superiores a 100 metros el valor t es bajo (menor del 10%) y como Lth es ya bajo con respecto a los otros valores de luminancia, puede despreciarse la contribución de Lth . Para una distancia mínima de seguridad de frenado de 60 metros, se puede escribir:
L20 = (γ LC + ρ LR +ε LE) / (1- t k) Como k nunca excede de 0.1, se obtiene:
L20 = γ LC + ρ LR + ε LE Con:
γ + ρ + ε
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