112

El método empleado se considera válidos, ya que el modelo cumple con (1) Relaciones de esfuerzos adecuadas (2) Requisitos deformaciones y (3) Correspondencia con las evidencias de estabilidad observadas en campo.

6.4. ZONA Q, TIPO II. El terreno tipo II es predominante dentro del sector Q correspondiente a un pórfido andesítico que intruye al Complejo Cajamarca, como soporte se emplea concreto lanzado con un espesor máximo de 0.050m y pernos sistemáticos. Es modelado en 2 etapas, estas son presentadas esquemáticamente en la Figura 68, la etapa inicial es denominada relajación con una aplicación del 30% de los esfuerzos y la segunda etapa considera la instalación del soporte y la relajación del 70% restante de los esfuerzos.

Figura 68. Etapas para la modelación de la excavación y soporte del terreno tipo II. Zona Q.

6.4.1 Parámetros de macizo rocoso GSI. Los valores del GSI son estimados a partir del RMR de Bieniawski 1989, como lo recomiendan Hoek Kasier y Bawden, 1995; El macizo rocoso es

soportado como tipo II presenta valores promedio del índice RMR89 = 65±9,

variando en una desviación estándar, equivalente a un GSI de 60±9, pueden ser

descritos como BLOCKY/GOOD, correspondiente a un macizo con entrabamiento

113

de bloques, consistente en bloques cúbicos formados por tres familias de discontinuidades. Resistencia. La resistencia de la roca ensayada en este sector es variable, la resistencia es tomada de los ensayos de compresión uniaxial realizados sobre los sondeos de avance 6 y 7 del frente Tolima presentando un valor promedio de 36.5MPa, es de anotar que el pórfido presente en esta zona es muy débil comparado con los pórfidos que intruyen el sector de la falla la Soledad, los cuales presentan una resistencia promedio de 85MPa. Parámetro mi. Con base en las recomendaciones de RockLab al material tipo pórfido corresponde un valor mi = 20±5, se toma para modelación el valor de mi = 15 considerando la baja resistencia del mismo en este sector. Parámetro D. La longitud de avance esta establecida entre 2 y 3m, realizando voladuras en las cuales se alcanzan factores de carga altos, que pueden afectar el macizo rocoso, por esta razón se toma un valor de la perturbación alto D= 0.7. Parámetros Em, mb, s y a. Son calculados en el programa RockLab, con los valores presentados en la Tabla 30

Tabla 30. Parámetros del macizo y la roca, Zona Q.

PARAMETRO SIMBOLO VALOR ORIGEN Resistencia de la roca intacta Si 36.5 MPa Medido

Constante de H-B mi 15 Asumido

Perturbación D 0.7 Asumido

RMR89 RMR89 65±9 Leído

GSI GSI 60±9 Calculado

Modulo de deformación MPa Em 1669.98 2929.95 4713.98 Calculado

Relación de Poisson v 0.2 Asumido

Parámetros para la modelación

mb 1.016 1.666 2.731 Calculado

s 0.0008 0,0030 0.0112 Calculado

a 0.505 0,503 0.501 Calculado

Esfuerzos. No se tienen datos de esfuerzos medidos en el TPL, por tal razón se analizan partiendo del esfuerzo gravitacional básico y definiendo el rango de variación de los esfuerzos a partir de 2 ecuaciones teóricas (1) Hoek & Brown, (1980) y (2) Goodman, (1989) Para una profundidad promedio de 75m y según Hoek & Brown, (1980) se tiene una relación de esfuerzos K que debe estar contenida entre 1.6 a 3.5, según Goodman, (1989), el K para un régimen distensivo será de 0.10 y para un régimen

compresivo de 3.5, usando se obtienen los valores de esfuerzos

presentados en la Tabla 31.

114

Tabla 31. Rango de valores de esfuerzos según Goodman (1989), Zona Q

Sitio Cobertura

[m] Esfuerzo principal [MPa] Calculo Max. Min.

Pórfidos 75 sv = 2.02 2.02

sh =Ksv 0.23 7.8

Se considera que el macizo responde a un régimen ligeramente compresivo, por lo cual de se aumentan los esfuerzos horizontales paulatinamente hasta obtener la respuesta esperada del macizo, se obtiene un esfuerzo horizontal de 4.7MPa, correspondiente a un K de 2,3, es considerado válido debido a la alta influencia tectónica sobre la zona. Convergencia base. A partir de los datos obtenidos de las estaciones de monitoreo, puede identificarse diferentes tendencias en las convergencias, no es claro el patrón, como lo presentan las Figuras 69, 70 y 71.

Figura 69. Convergencias medidas en la estación T9 (K8+405), nótese que L1<L2. Zona Q.

115

Figura 70. Convergencias medidas en la estación T11 (K8+330). Zona Q.

Figura 71. Convergencias medidas en la estación T13 (K8+250), nótese que L2>L1. Zona Q.

Se adopta entonces un sistema de deformaciones totales en el cual la deformación obtenida después la instalación del soporte deberá corresponder con la medida en campo, estas mediciones son presentadas en la Tabla 32

116

Tabla 32. Convergencias medidas según las lecturas medidas en campo (después de la instalación del soporte), zona Q.

Convergencia Base de datos inicial

[m] Mínima 0.0021

Promedio 0.0069 Máxima 0.0091

Se asume como porcentaje de relajación inicial 30% y relajación después de la instalación del soporte del 70%, la deformación deberá estar cercana a la presentada en la Tabla 32, la deformación esperada para el modelo presenta diferentes puntos atípicos, por lo cual la base de datos inicial es recortada en el percentil 10 y 90, obteniendo las convergencias para el modelo presentadas en la Tabla 33

Tabla 33. Convergencia para el modelo durante la relajación y la instalación del

soporte, zona Q

Etapa Convergencia (mm) Total (Relajación + monitoreo) 9,98

Relajación (calculada 30) 2,99

Con soporte (monitoreada) 6,99

La convergencia corresponde a 2 la deformación diametral 6.4.2 Modelo. Los valores de entrada, ajustables y de amarre del modelo se presentan resumidos en la Tabla 34. Los esfuerzos son considerados como valores de entrada ajustables debido a que son un parámetro desconocido con alta sensibilidad dentro de la modelación. La adecuación del modelo se inicia aplicando los factores de esfuerzos de 0.30 y 0.70 para Relajación e Instalación del soporte respectivamente, sin embargo las deformaciones obtenidas inicialmente al partir de un modelo isotrópico son despreciables, por lo cual se aumentan los esfuerzos horizontales hasta obtener las deformaciones de amarre, de control o de calibración establecidas a partir de las mediciones de las convergencias. Cumpliendo con las deformaciones máximas esperadas sobre el contorno, se selecciona un K=2.3 con esfuerzo horizontal de 4.7 MPa,

117

Tabla 34. Parámetros básicos de entrada, amarre y salida del modelo, zona Q.

Deformaciones. Las deformaciones obtenidas se ajustan a los datos de amarre esperadas y varían en función de los esfuerzos como lo muestran las Figuras 72 y 73, para las 2 etapas de aplicación de esfuerzos.

118

Figura 72. Esfuerzo vs. Convergencia horizontal (Acortamiento máximo sobre las

líneas L2 y l2 según el modelo). Zona Q

Figura 73. Esfuerzo vs. Deformación máxima. Zona Q.

Las deformaciones horizontales obtenidas (ver Figuras 74 y 75) corresponden en alto grado con las esperadas con una diferencia máxima de 0.6mm un error despreciable, adicionalmente corresponden parcialmente con las deformaciones totales (ver Figuras 74, 75, 76 y 77), esto puede ser explicado por el alto valor de la relación de esfuerzos K, se considera que las deformaciones verticales son despreciables.

119

Figura 74. Deformaciones obtenidas horizontales sobre los puntos

correspondientes a las líneas de medición L1 y L2 durante la relajación. Zona Q.

Figura 75. Deformaciones obtenidas horizontales sobre los puntos

correspondientes a las líneas de medición L1 y L2, después de la Instalación de soporte. Zona Q

120

Figura 76. Desplazamientos totales en los alrededores del túnel después de la

relajación. Zona Q.

Figura 77. Desplazamientos totales en los alrededores del túnel después de la

Instalación de soporte, nótese que corresponde a un terreno de bajas deformaciones y es de naturaleza elástica. Zona Q.

Esfuerzos. La variación de esfuerzos dentro de las diferentes etapas de construcción fue presentada en las Figuras 72 y 73, estas esquematizan el

121

comportamiento elástico del terreno. Los esfuerzos son mayores sobre la clave y en el contacto solera - hastial, no se presenta acumulación significativa de esfuerzos sobre los hastiales (ver Figura 78, 79, 80 y 81).

Figura 78. Sigma 1 obtenido en el perímetro de la excavación para las diferentes

etapas de la construcción. Zona Q

Figura 79. Sigma 3 obtenido en el perímetro de la excavación para las diferentes

etapas de la construcción. Zona Q - Terreno tipo II.

122

Figura 80. Esfuerzo sigma 1 cerca de la excavación después de instalado el soporte. Zona Q – Soporte IIA

Figura 81. Esfuerzo sigma 3 cerca de la excavación después de instalado el soporte. Zona Q – Soporte IIA

123

Soporte. Se considera que el soporte en este sector es adecuado y refleja las características del comportamiento del terreno en campo. El soporte no ha alcanza el límite elástico al obtener las deformaciones esperadas, a pesar de ser categorizado como soporte liviano este conserva alta capacidad de absorción de energía. El Strength factor puede representar el factor de seguridad bajo modelaciones elásticas, y en el caso modelado es mayor a 1 cumpliendo con las consideraciones de seguridad, las Figuras 82 y 83 presentan el aumento de este factor en el contorno del túnel con la aplicación del soporte, específicamente en los hastiales y en la clave, sectores críticos y potencialmente inestables dentro de la modelación y la excavación. El modelo adoptado no falla, conservando un Strength factor mayor que 1, el modelo presenta deformaciones verticales despreciables, predominando las deformaciones horizontales, las cuales son explicadas por la alta relación de esfuerzos (K). El soporte no presenta trabajo dúctil o plástico.

Figura 82. Factores de seguridad (Strength Factor) obtenido en el sector adyacente a la excavación durante la relajación. Zona Q

124

Figura 83. Factores de seguridad (Strength Factor) obtenido en el sector adyacente a la excavación después de la Instalación de soporte. Zona Q –

Soporte IIA Evidencias del comportamiento del terreno en campo. No se presenta agrietamiento ni signos de inestabilidad durante la construcción del túnel, adicionalmente se verifica la buena capacidad de absorción de energía por parte de la delgada capa de shotcrete y de los pernos, absorbiendo deformaciones elásticas inferiores al 1%. Se presenta en la Figura 84 un frente típico de excavación, nótese la marcación de cañuelas en la clave como signo de la buena calidad de la roca.

125

Figura 84. Macizo de buen autosoporte. Zona Q 6.4.3. Análisis y cometarios de la modelación para la zona Q. La sección del túnel y el soporte no fallan, se identifican bajas deformaciones dentro del rango elástico con un factor de seguridad superior a 1. Debido a la forma del túnel y a la distribución de los esfuerzos, la zona potencialmente inestable con altas deformaciones y concentración de esfuerzos corresponde a la solera, puede mostrarse como levantamientos durante la etapa de construcción. Los esfuerzos seleccionados se consideran validos, ya que el modelo cumple con (1) Relaciones de esfuerzos adecuadas (2) Requisitos deformacionales y (3) correspondencia con las observaciones realizadas en campo.

126

7. APLICACIÓN EN EL TUNEL PRINCIPAL

En este capítulo se realiza la modelación del comportamiento del terreno sobre las zonas L y Q del Túnel Principal, con base en los valores y procedimientos establecidos expuestos en el capitulo anterior, esta modelación se enfoca en la optimización de las condiciones de seguridad y de los recursos, aportando mejoras al soporte actualmente sugerido para la construcción del mismo. Se modela bajo dos condiciones básicas del macizo y del soporte, el macizo puede presentar (1) Características naturales y (2) Características mejoradas según sea el caso y el soporte puede corresponder a (1) el Soporte Proyectado (SP) y (2) el Soporte Modificado (SM). El soporte proyectado (SP) corresponde al soporte inicialmente propuesto para la construcción del Túnel Principal, los planos correspondientes son presentados en el Anexo M. El Soporte modificado (SM) corresponde al soporte que ha sido propuesto para ajustar el modelo a las condiciones de seguridad necesarias, es decir el resultado de la aplicación de la metodología adoptada. Se presenta a continuación la modelación realizada sobre el túnel principal para la zona L y Q.

7.1. ZONA L

La zona L corresponde al sector denominado Falla La Soledad es seleccionado para ser analizado ya que corresponde al sector mas crítico atravesado por el Túnel; antes de la construcción del Túnel Piloto es considerada como la zona desconocida con mayor riesgo económico y de seguridad.

7.1.1. Caso 1A – Modelación del macizo con el Soporte Proyectado (SP), Túnel Principal, Zona L

Parámetros del macizo. El Túnel Principal es modelado considerando las condiciones naturales del terreno presentadas en el numeral 6.3.1. y resumidas en la Tabla 29, no es considerado el pre-soporte sobre el macizo. Parámetros del soporte. El soporte inicialmente proyectado para la estabilización del túnel principal en los terrenos de menor calidad está conformado por:

127

· Arcos HEB-160 (ver Figura 85)

· Concreto lanzado de 0.25cm

· Solera curva con concreto de 0.30cm

· Pernos sistemáticos19 x 18 en tres bolillos con 4m de longitud.

El plano para este tipo de terreno puede ser visto en el Anexo M y corresponde al soporte tipo V

Figura 85. Arco HEB-160.

Análisis del comportamiento del terreno y del soporte. Deformaciones. El contorno de excavación presenta altas deformaciones, estas son mostradas en la Tabla 35 y graficadas en las Figura 86, 88 y 90, nótese la plastificación en el soporte aplicado (concreto lanzado, pernos y solera curva).

Tabla 35. Deformaciones radiales máximas y deformaciones horizontales, zona L, Túnel Principal- SP.

ETAPA Deformación radial acumulada máxima Deformación horizontal acumulada

[m] [%] [m] [%]

Relajación 0,84 13%

0.56 8%

Lanzado y pernado 1.66 26%

0.91 14%

Instalación de solera 2.02 32%

1.27 20%

Las deformaciones modeladas corresponden a convergencias horizontales medibles de 0.70m correspondientes a la etapa de lanzado y pernado y 0.72m a la etapa de instalación de solera, son consideradas altas y causarían el colapso del túnel por lo cual se considera inadecuado.

128

Strength Factor. Puede observarse desde las figuras Figura 87, 89 y 91 la disminución paulatina del Strength Factor en el contorno de la excavación, considerando que la modelación es plástica el valor cercano a 1 corresponden al trabajo plástico del macizo.

Figura 86. Deformación total después de la relajación, zona L, Túnel Principal - SP.

Figura 87. Strength Factor después de la relajación, zona L, Túnel Principal - SP.

129

Figura 88. Deformación total después de la instalación de concreto lanzado y pernos, zona L, Túnel Principal - SP. Nótese la presencia temprana de elementos plastificados, en rojo el anillo abierto de concreto lanzado + arco y en amarillo los pernos bajo trabajo plástico.

Figura 89. Strength Factor después de la instalación de concreto lanzado y pernos, zona L, Túnel Principal - SP.

130

Figura 90. Deformación total después de la instalación de la solera, zona L, Túnel Principal - SP. Nótese la presencia de elementos plastificados, en rojo anillo cerrado de concreto lanzado + arco, y en amarillo los pernos bajo trabajo plástico.

Figura 91. Strength Factor después de la instalación de la solera, zona L, Túnel Principal - SP.

131

Esfuerzos. Durante la relajación de los esfuerzos el soporte presenta altas deformaciones con desarrollo de trabajo plástico en el macizo y en el soporte, por lo cual se presenta inestable el diseño y falla la excavación. Los esfuerzos presentan valores pico en los extremos de la solera y techo del túnel presentando la distribución mostrada en las Figuras 92 y 93, nótese la distribución homogénea que se presenta en las paredes o hastiales del túnel.

Figura 92. Variación de sigma 1 en el contorno de la excavación para las diferentes etapas de construcción, Zona L, Túnel Principal - SP.

132

Figura 93. Variación de Sigma 2 en el contorno de la excavación para las diferentes etapas de construcción, Zona L, Túnel Principal - SP.

Los esfuerzos durante la relajación del macizo se aproximan a la superficie de falla del macizo natural como lo presenta la Figura 94, sin embargo hay poca plastificación del mismo en esta etapa de la excavación del túnel

Figura 94. Envolvente de resistencia según H-B para el macizo natural y mejorado comparada con la relación de esfuerzos obtenida en el perímetro del túnel durante la relajación del macizo natural.

133

Después de la instalación del soporte la relación de los esfuerzos se aproxima y coincide en alto grado a la superficie de falla de Hoek & Brown, como lo muestra la Figura 95 el trabajo plástico del macizo es alto y esta representado por la acumulación de puntos cercanos a la curva de resistencia.

Figura 95. Envolvente de resistencia según H-B para el macizo natural y mejorado comparada con la relación de esfuerzos obtenida en el perímetro del túnel después de la instalación del soporte proyectado (SP).

7.1.2. Caso 2A – Modelación del macizo con El Soporte Modificado (SM), Túnel Principal, Zona L

Parámetros del macizo. Las propiedades del macizo son tomadas de la tabla 25 y 26 del numeral 6.3.1 relacionado con los parámetros del macizo rocoso. Parámetros del soporte. El diseño del soporte inicialmente proyectado no satisface las condiciones de estabilidad, por lo cual se considera insuficiente, este es modificado por ensayo y error hasta obtener las condiciones de estabilidad deseadas. Las medidas de aumento del soporte adoptadas son:

134

· Pre soporte – Inyecciones de consolidación, se mejora la calidad del macizo 4m alrededor del contorno de la excavación

· Instalación de pernos de 6m de longitud, con igual densidad.

· Instalación de 40cm de shotcrete sobre la clave y los hastiales

· Instalación de arco W1000x584 cada 0.5m, el perfil es semejante al presentado en la Figura 85.

Deformaciones. Las deformaciones radiales se reducen a la mitad de las consideradas por el soporte proyectado, mientras las deformaciones horizontales son inferiores al 6% como lo presenta la Tabla 36, Las deformaciones medibles durante la instalación del shotcrete, arco y los pernos son de 12 cm y después de instalada la solera de 4 cm, con un total acumulado de 16cm.

Tabla 36. Deformaciones radiales máximas y deformaciones horizontales para el Soporte Modificado (SM), zona L

ETAPA Deformación radial acumulada máxima Deformación horizontal acumulada

[m] [%] [m] [%]

Relajación 0.492 7.8% 0.300 4.7%

Lanzado y pernado 1.180 18.8% 0.36 5.7%

Instalación de solera 1.203 19.1% 0.38 6%

Strength Factor. Puede observarse en las Figuras 97, 99 y 101 un mayor Strength Factor en el sector correspondiente a la zona de inyección (zona limitada por la línea verde) que se comporta como una barrera que redistribuye y modifica las deformaciones y los esfuerzos en las diferentes etapas de relajación del macizo, en la Figura 101 se presenta un alto valor del Strength factor que evidencia el control de las deformaciones del macizo a partir de la instalación de la solera curva o del cierre del anillo.

135

Figura 96. Deformación total después de la relajación, zona L, Túnel Principal - SM.

Figura 97. Strength Factor después de la relajación, zona L, Túnel Principal.

136

Figura 98. Deformación total después de la instalación de concreto lanzado y pernos. Nótese la presencia temprana de elementos plastificados, zona L, Túnel Principal - SM.

Figura 99. Strength Factor después de la instalación de concreto lanzado y pernos, zona L, Túnel Principal - SM.

137

Figura 100. Deformación total después de la instalación de la solera. La plastificación del concreto y de los pernos es general, zona L, Túnel Principal - SM.

Figura 101. Strength Factor después de la instalación de la solera, zona L, Túnel Principal -SM.

138

Esfuerzos. Los valores de los esfuerzos principales alrededor de la excavación presentan valores superiores a los encontrados en e caso 1 lo que sugiere que estos no se disipan con la relajación del macizo y deberán ser absorbidos por el soporte. El esfuerzo principal sigma 1 es inferior a los 13.5 MPa, ver Figura 102 y Sigma 3 inferior a 9MPa, ver Figura 103, conservando una relación que se mantiene alejada de la zona de falla como lo presentan las Figura 104 y Figura 105.

`

Figura 102. Variación de sigma 1 en el contorno de la excavación para las diferentes etapas de construcción, Zona L, Túnel Principal - SM.

139

Figura 103. Variación de sigma 1 en el contorno de la excavación para las diferentes etapas de construcción, Zona L, Túnel Principal - SM.

Figura 104. Envolvente de resistencia según H-B para el macizo natural y mejorado comparada con la relación de esfuerzos obtenida en el perímetro del túnel durante la relajación del macizo natural.

140

Figura 105. Envolvente de resistencia de H-B para el macizo natural y mejorado comparada con la relación de esfuerzos obtenida en el perímetro del túnel después de la instalación del soporte.

El soporte modificado y la mejora del terreno, permite controlar las deformaciones del macizo obteniendo una disminución significativa de las mismas con la instalación de la solera curva o el cierre del anillo

7.1.3. Análisis comparativo de los casos 1A y 2A, Túnel Principal, Zona L

A continuación se presenta la comparación entre el caso 1A y 2A analizando la disminución del radio plástico, la variación de la relación de esfuerzos, los niveles de deformaciones y la plastificación del soporte. Análisis del radio plástico alrededor de la excavación para el caso 1A y 2A, túnel principal, zona L. Se identifica una disminución representativa del radio plástico con la modificación del soporte, pasa de medir 23.5m a 15m como lo presentan las Figuras 106 y 107

141

Figura 106. Elementos plastificados sobre el modelo estabilizado con el soporte proyectado SP, zona L, Túnel Principal.

Figura 107. Elementos plastificados sobre el modelo estabilizado con el soporte modificado (SM), zona L, Túnel Principal. Nótese el aumento del Strench Factor con relación al caso 1A, ver Figura 22.

142

Análisis de los esfuerzos alrededor de la excavación para el caso 1a y 2a, túnel principal, zona L. La combinación no adecuada de los esfuerzos principales inicia el trabajo plástico del macizo, este trabajo si es prolongado puede llegar a desestabilizar la excavación y causar el colapso del mismo. Esfuerzos durante la relajación. La relajación de los esfuerzos es diferente para los 2 casos analizados, el caso 1A considera un macizo normal, mientras el caso 2A considera un macizo mejorado; En la Figura 108 pueden compararse gráficamente ambos comportamientos el macizo normal presenta una curva de resistencia de Hoek & Brown (verde) de menor calidad que la correspondiente al macizo mejorado. El macizo mejorado considera la ejecución de inyecciones de consolidación que son modeladas como un mejoramiento de los parámetros de entrada en un anillo sobre el contorno de la excavación, como resultado se obtiene la reducción del trabajo plástico del mismo, disipando los esfuerzos. La combinación de esfuerzos principales en el contorno de la excavación para el macizo natural se presenta muy cercana a la superficie de falla del macizo natural (línea verde), mientras en el macizo mejorado hay una mejor distribución sin concentrarse cerca a la curva de resistencia del macizo mejorado (línea azul).

Figura 108. Envolvente de resistencia según H-B para el macizo natural y mejorado comparada con la relación de esfuerzos obtenida en el perímetro del túnel durante la relajación del macizo natural y mejorado.

143

Soporte. El soporte proyectado aplicado sobre el macizo natural facilita la combinación critica de esfuerzos principales en el contorno de la excavación que exigen el trabajo plástico del macizo, como lo presenta la Figura 109, en la cual puede observarse la cercanía de los puntos “contorno – soporte proyectado” a la superficie de falla de Hoek & Brown sobre el macizo natural. El terreno mejorado y el soporte modificado Caso 2A presenta menor cantidad de puntos críticos e impide la plastificación del terreno y del soporte, aportando seguridad al diseño permitiendo restringir el rango de deformaciones máximas modeladas.

Figura 109. Envolvente de resistencia según H-B para el macizo natural y mejorado comparada con la relación de esfuerzos obtenida en el perímetro del túnel después de instalado el soporte proyectado y modificado.

Deformaciones. Las deformaciones son reducidas para las diferentes etapas de la construcción durante la relajación (etapa 0) se reducen de 8% a 4.7%, durante el la instalación del sopote (etapa 1) de 14% a 5.8% y después de la instalación de la solera (etapa 2) de 20% a 6%, esta disminución es presentada gráficamente en la en la Figura 110. La reducción de las deformaciones permite estabilizar el macizo y controlar las deformaciones, obligando al soporte a absorber y redistribuir los esfuerzos.

144

Figura 110. Deformaciones máximas horizontales esperadas para los casos 1A (SP - Soporte proyectado) y 2A (SM – Soporte modificado). Nótese la reducción disminución de las deformaciones con la instalación del soporte modificado

7.2. ZONA Q

En este numeral se realiza la modelación del comportamiento del terreno sobre el Túnel principal, con base en los valores y procedimientos establecidos para la zona Q, esta modelación se enfoca en la optimización en las condiciones de seguridad y optimiza los recursos, aportando mejoras al soporte actualmente sugerido para la construcción del Tunel Principal

7.2.1. Caso 2A – Modelación del macizo con El Soporte Proyectado (SP), túnel Principal, Zona Q.

Parámetros del terreno. La calidad del terreno y los parámetros de entrada del modelo son los presentados en el numeral 6.4.1 de este documento y son resumidos en la tabla 34 Parámetros del soporte. El soporte inicialmente proyectado para la estabilización del túnel principal en los terrenos de menor calidad está conformado por:

· Concreto lanzado de 0.05m - 0.1m si es necesario

· Pernos sistemáticos 7x8 con 4m de longitud

145

Los detalles del soporte son presentados en el Anexo M, soporte tipo II para la sección analizada Deformaciones. Las deformaciones encontradas son presentadas en la Tabla 37, con lecturas correspondientes al 0.15% del diámetro, reflejando a un terreno de comportamiento frágil.

Tabla 37. Deformaciones radiales máximas y deformaciones horizontales, zona Q

ETAPA Deformación radial acumulada máxima Deformación acumulada horizontal

[m] [%] [m] [%]

Relajación 0.003 0.04% 0.003 0.04%

Lanzado y pernado 0.010 0.15% 0.010 0.15%

Nótese que la deformación máxima medible es de 0.007m equivalente a una convergencia de 0.014m. Strength factor.Es mayor a 1 como lo muestran las Figuras 112 y 114, es posible interpretarlo como la condición estable del túnel que permite adicionalmente identificar las zonas criticas que corresponden a la solera y techo del túnel.

Figura 111. Deformación total después de la relajación, zona Q, Túnel Principal.

146

Figura 112. Strench Factor después de la relajación, zona Q, Túnel Principal.

Figura 113. Deformación total después de la relajación, zona Q, Túnel Principal.

147

Figura 114. Strench Factor después de la relajación, zona Q, Túnel Principal.

Esfuerzos. Los esfuerzos se concentran en la clave y extremos de la solera; sigma 1 es menor a 22MPa y Sigma 3 menor que 5.5MPa presentando la distribución mostrada en las Figura 115, 116, 117, 118, 119 y 120.

Figura 115. Variación de sigma 1 en el contorno de la excavación para las diferentes etapas de construcción, Zona Q, Túnel Principal - SP.

148

Figura 116. Variación de sigma 3 en el contorno de la excavación para las diferentes etapas de construcción, Zona Q, Túnel Principal – SP (soporte proyectado).

Durante el proceso de relajación el túnel permanece estable (figura 33), después de la instalación del soporte pueden observarse diferentes puntos sobre la superficie de falla (figura 34), estos puntos se consideran poco significativos debido a su localización en el sector de la solera como lo muestran las figuras 35 y 36 el esfuerzo menor sigma 3 es muy bajo para este sector en relación con el esfuerzo principal mayor Sigma 1, facilitando la combinación critica de los esfuerzos, de manera general el macizo se considera estable, pero potencialmente inestable bajo la falla del soporte.

149

Figura 117. Envolvente de resistencia según H-B para el macizo comparada con la relación de esfuerzos obtenida en el perímetro del túnel durante la relajación del macizo.

Figura 118. Envolvente de resistencia según H-B para el macizo comparada con la relación de esfuerzos obtenida en el perímetro del túnel después de la instalación de soporte

150

Figura 119. Distribución del esfuerzo principal Sigma 1 alrededor de la excavación después de la instalación del soporte - SM.

Figura 120. Distribución del esfuerzo principal Sigma 3 alrededor de la excavación después de la instalación del soporte - SM.

151

Capacidad de soporte. Se presentan problemas con la capacidad de soporte del concreto tanto para una capa de 0.05m (Ver Figura 121) como de 0.1m (ver Figura 122), algunos puntos de falla son identificados en la clave y pueden representar inestabilidad.

Figura 121. Grafico de capacidad de soporte para una capa de concreto de 0.05m de espesor.

Figura 122. Grafico de capacidad de soporte para una capa de concreto de 0.1m de espesor

152

7.2.2. Caso 2B – Modelación del macizo con el Soporte Modificado (SM), Túnel Principal, Zona Q. La modelación con el soporte modificado se realiza con el objetivo de optimizar las condiciones de estabilidad dentro del túnel principal. Parámetros del terreno. La calidad del terreno y los parámetros de entrada del modelo son los presentados en el numeral 6.4.1 de este documento y son resumidos en la Tabla 34. Parámetros del soporte. El soporte modificado ha sido mejorado con el objetivo de prevenir el agrietamiento en el techo del túnel

· Pernos en tres bolillos 7x8, espaciados 2m

· Shotcrete general de 0.10m

· Refuerzo de shotcrete en la clave de 0.05m zona horaria 11 - 2

Deformaciones. Las deformaciones obtenidas son muy bajas correspondientes menos del 15% del diámetro del túnel, son similares a las obtenidas en el caso 2A. Como lo presenta la Tabla 38 la deformación horizontal máxima medible es de 0.014m, y la deformación máxima radial es de 0.07m.

Tabla 38. Deformaciones radiales máximas y deformaciones horizontales, zona Q

ETAPA Deformación radial acumulada máxima Deformación horizontal acumulada

[m] [%] [m] [%]

Relajación 0.003 0.04% 0.003 0.04%

Lanzado y pernado 0.010 0.15% 0.010 0.15%

La deformación se concentra en el sector de los hastiales o paredes del túnel, esto debido a la alta concentración de esfuerzos horizontales. Strength factor. Es superior a 1 en el contorno de la excavación lo que lo denota como estable, se presenta un aumento del strength factor sobre la clave del túnel al establecer el refuerzo de shotcrete en la clave, esto puede apreciarse al comparar la Figura 126 correspondiente al soporte modificado y con la Figura 114 correspondiente al soporte proyectado.

153

Figura 123. Deformación total después de la relajación, zona Q, Túnel Principal.

Figura 124. Strench Factor después de la relajación, zona Q, Túnel Principal.

154

Figura 125. Deformación total después de la instalación de soporte, zona Q, Túnel Principal.

Figura 126. Strench Factor después de la instalacion, zona Q, Túnel Principal.

Esfuerzos. Se presenta acumulación de esfuerzos en la clave y extremos de la solera como lo presenta las Figura 127 y Figura 128.

155

Figura 127. Variación de Sigma 1 en el contorno de la excavación para las diferentes etapas de construcción, Zona Q, Túnel Principal - SM.

Figura 128. Variación de Sigma 3 en el contorno de la excavación para las diferentes etapas de construcción, Zona Q, Túnel Principal - SM.

7.2.3. Análisis comparativo de los casos 2A Y 2B, Túnel Principal, Zona L

156

Análisis de los esfuerzos alrededor de la excavación para el caso 2A y 2B, Túnel Principal, Zona Q Relajación. Durante la relajación del soporte el túnel se presenta estable, solo se observan 2 puntos que sobrepasan la superficie de falla localizados en la solera del túnel

Figura 129. Envolvente de resistencia según H-B para el macizo comparada con la relación de esfuerzos obtenida en el perímetro del túnel durante la relajación del macizo.

Después de la aplicación del soporte se presentan relaciones de esfuerzos que corresponden a falla, estos valores se presentan en la zona de la solera sin alejarse significativamente de la superficie de falla, por lo que se consideran no representativos de la estabilidad del túnel. Los esfuerzos en los alrededores de la excavación son modificados con el soporte adicional instalado, generando una redistribución de esfuerzos más conveniente para la estabilidad del macizo

157

Figura 130. Envolvente de resistencia según H-B para el macizo comparada con la relación de esfuerzos obtenida en el perímetro del túnel después de la instalación de soporte

Figura 131. Distribución del esfuerzo principal Sigma 1 alrededor de la excavación después de la instalación del soporte

158

Figura 132. Distribución del esfuerzo principal Sigma 3 alrededor de la excavación después de la instalación del soporte

Capacidad de carga. Los diagramas de capacidad de carga presentados en las Figura 133 y Figura 134 revelan una capacidad de carga adecuada para el espesor de concreto empleado, se aplican 2 capas de concreto, la primera de 0.10m y la segunda de 0.05m.

Figura 133. Diagramas de capacidad de carga para una capa inicial de 0.10m. Nótese que no se presenta falla, sin embargo el factor de seguridad es cercano a 1

159

Figura 134. Diagramas de capacidad de carga para una capa inicial de 0.05m. Nótese que no se presenta falla, sin embargo el factor de seguridad es cercano a 1.

7.3. COMENTARIOS DE LA MODELACION DEL TUNEL PRINICPAL

Después de modelar el túnel principal puede apreciarse técnicamente que tipo modificaciones deberían realizarse sobre el soporte para cumplir las condiciones de estabilidad deseadas. Se considera que la metodología puede ser empleada para la optimización del soporte, disminuyendo o aumentando el mismo. Para los casos analizados se realiza el aumento del mismol. La zona L, es estabilizada con el aumento general del soporte implicando la mejora del macizo y la modificación del soporte con el cambio de arco empleado, el aumento de la longitud de pernos y el aumento del espesor del concreto, esta es una consecuencia lógica, pues se parte de un caso critico que requiere presoporte y soporte especial. La zona Q modelada sobre el Túnel Principal presenta riesgo potencial de agrietamiento del concreto en la clave (zona horaria 11 - 1) este riesgo es mitigado con la aplicación de una capa adicional de 0.05m de shotcrete localizado, el mayor espesor del shotcrete aporta mayor capacidad de absorción de esfuerzos, de esta forma se obtiene un comportamiento estable del soporte y del túnel.

160

8. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES

8.1. LITOLOGÍA. La litología en superficie fue descrita inicialmente para cada zona homogénea como lo presenta la Tabla 7, sin embargo para el detalle geológico con el que fue descrito el túnel fue posible la diferenciación de algunos paquetes con características semejantes como lo presenta la Tabla 8, ambas zonas son presentadas en paralelo en la Tabla 39. Es de resaltar que la excavación del túnel permite definir con mayor detalle los límites de las zonas y describir las características de las mismas. Tabla 39. Paralelo entre los paquetes de rocas previstos y encontrados durante la construcción del Túnel Piloto de la Línea.

Zona prevista Abs.

ini. Abs. fin.

Long Zona encontrada

Abs. ini.

Abs. fin.

Long

Portal Galicia. 0 1100 1100 A y B 0 1235 1235

Galicia. 1100 1280 180 C, D, E, F Y G 1235 2935 1700

Línea 1280 3750 2470 H, I, J y K 2935 4335 1400

Falla La soledad 3650 3800 400 L 4335 4870 535

No cortada M 4870 6080 1210

Los Andes y Los Chorros 3750 6050 2300 N y O

6080 7830 1750 La Cristalina 6050 7800 1750

Bermellón 700 8555 7855 P y Q 7830 8542 712

El paquete litológico M correspondiente al Gabro de la línea no fue descrito inicialmente, fue perforado entre los 4870m y los 6080m con una longitud representativa correspondiente a 1210m, este sector presento buenas características geotécnicas. 8.2. ESTRUCTURAS. Las estructuras proyectadas no coinciden en su totalidad con las encontradas, algunas de las fallas difieren significativamente en longitud, sin embargo son correlacionables

161

Dentro de las fallas proyectadas no fueron cortadas La Gata, El Portal, La Estación, Falla Bermellón- Campanario. La Falla El Viento no fue prevista en los estudios superficiales, sin embargo fue cortada por el túnel, esta presento altas deformaciones e inestabilidad El limite estimado entre El Complejo Quebradagrande y el Complejo Cajamarca fue inicialmente considerado como la falla Los Chorros, sin embargo se determino un nuevo limite al perforar el TPL llamado La Falla La Soledad, mas al E del límite esperado. El Complejo Quebradagrande se caracterizo por presentar fuertes deformaciones mientras que el Complejo Cajamarca leves, considerándose a La Falla La Soledad como la estructura que define el cambio litológico y deformacional La falla La soledad inicialmente descrita con 4 brechas de falla en superficie, solo presento 3 brechas bien definidas. 8.3. GEOTÉCNICAS. Las zonas de mala calidad, es decir con un bajo GSI corresponden generalmente a rocas de baja resistencia, con características de fluencia, con deformaciones superiores al 2% (ver Figura 23), debido al régimen de la cordillera, estas se presentan comúnmente afectadas por esfuerzos tectónicos manifestados en el macizo como plegamientos, fracturamientos, cizallas, entre otros. Los tipos de terreno calculados para el TPL permiten un solapamiento del índice RMR como lo presenta la Tabla 9, este puede contribuir a la economía del proyecto si es empleada correctamente, sin embargo un mal manejo puede dar lugar al sobresoporte de la excavación. Los tipos de soporte empleado corresponden a una mejor calidad con respecto a los proyectados (ver Figura 25 ). 8.4. BASES DE DATOS Y PARÁMETROS PARA EL MODELO. La división de las zonas homogéneas permite la identificación del comportamiento del terreno y la escogencia de un criterio de falla, de los cuales depende la selección y cálculo de los parámetros que alimentan el modelo.

162

Las correlaciones obtenidas entre los la resistencia a la compresión uniaxial (USC) y el índice de carga puntual (Is) presentan un factor de correlación (f) que varía entre 6.27 y 27.37, donde los valores menores correspondientes a rocas débiles (Sector HIJ) y los mayores a rocas de buena calidad (sector N), estas correlaciones son de carácter local y pueden ser útiles al ingeniero en el análisis de zonas similares o aledañas. Las correlaciones realizadas entre el índice Q y el RMR son de carácter local y conllevaron a la depuración de las bases de datos a raíz de la identificación de puntos atípicos. El análisis se realiza a partir de 2 líneas de monitoreo conocidas que pueden no corresponder a las zonas con mayores deformaciones, sin embargo son significativas dentro del análisis retrospectivo. Las lecturas de convergencia deberán ser complementadas con la observación del túnel, determinando que sectores muestran deterioro en el soporte, presentando: agrietamiento del concreto lanzado, perdida de platinas, doblamiento de arcos o incremento de la infiltración; de esta manera el soporte puede ser reforzado a tiempo y evitar el colapso de la excavación, la detección de este tipo de aspectos facilitara el modelamiento posterior del comportamiento del macizo. La construcción de Túnel Piloto permitió conocer de forma directa los parámetros necesarios para el diseño adecuado del túnel principal, el túnel es considerado como un modelo a escala o modelo in-situ del comportamiento del terreno al ser excavado. Se realizo un acercamiento a la orientación y magnitud de los esfuerzos, debido al desconocimiento de los mismos, se realiza un análisis comparativo de la orientación entre Rio Grande, Porce II, Porce III, los resultados de mecanismos focales de Cortes y Angelier (2005) y los resultados del análisis de diaclasamiento expuestos en este trabajo, encontrando semejanzas representativas únicamente entre los esfuerzos medidos en Porce II y Porce III. La dirección de los esfuerzos obtenida a partir del diaclasamiento corresponde a paleo-esfuerzos y no necesariamente a esfuerzos actuantes actualmente, las direcciones obtenidas de los mismos describen acertadamente los cambios estructurales de la cordillera y podrán ser usados en otros estudios. Determinar que la dirección calculada corresponde a la dirección de esfuerzos conlleva a la realización de mediciones in-situ, por tal motivo los esfuerzos son calculados como gravitacionales con un K adaptable a las deformaciones medidas. La función de relajación de los esfuerzos en el tiempo se considera actualmente como un aspecto desconocido, pues no existen mediciones de las relajación inicial del macizo, cualquier tipo de suposición o análisis del mismo puede ser errónea,

163

sin embargo existen modelos que permiten su cálculo, es de resaltar que una relajación inicial libera esfuerzos en el macizo que no son absorbidos por el soporte. 8.5. TECNICA Y METODOLOGIA PROPUESTA. El comportamiento del terreno se ajusta al modelo, lo anterior se logra a partir de la variación de (1) los esfuerzos y (2) Factores de cargas (% de la relajación de los esfuerzos), la variación progresiva de estos permiten una adaptación de los esfuerzos, obteniendo las deformaciones requeridas correspondientes a las leídas durante las diferentes etapas de construcción Dentro del modelo las deformaciones se son medida de control o amarre y los esfuerzos como variables ajustables, ambos son considerados adecuados dentro del proceso de calibración del modelo. Los esfuerzos seleccionados para los casos analizados se consideran validos, ya que cumplen con (1) Relaciones de esfuerzos K adecuadas y (2) Requisitos deformacionales. Considerando que, la variación del terreno es muy alta en las zonas analizadas y por ende la variación del soporte es continua, el ingeniero deberá comprender los cambios en el terreno, permitiendo variación en el soporte, por tal motivo, una modelación puede acercarnos al diseño pero modelaciones adaptadas a cada situación podrán orientar más detalladamente al ingeniero y permitir la flexibilidad del diseño, optando por procedimientos estándar y no empíricos como son los aplicados actualmente en construcción de túneles. Las bases de datos generadas permiten la realización de la modelación y adaptación del modelo para los diferentes sectores del túnel, la aplicación de la metodología sugerida en este trabajo conduce a un análisis detallado del terreno, por lo cual no se diseña como se hace usualmente partiendo de los 4, 5 o 6 tipos de terreno básicos, con sus respectivos parámetros, el conocimiento del terreno deberá llevar al diseño continuo y flexible, sobre argumentos teóricos y prácticos que conducen a la disminución de costos y tiempos de construcción, disminuyendo las incertidumbres geológico - geotecnicas El Modelo Geomecánico propuesto para el Túnel Piloto presenta alto grado de ajuste, el error es inferior al 5% con relación al monitoreo, lo anterior se logra a partir de la variación de (1) los esfuerzos y (2) Factores de cargas, obteniendo las deformaciones requeridas.

164

Después de modelar el túnel principal puede apreciarse técnicamente que tipo modificaciones deberían realizarse sobre el soporte en el túnel principal para cumplir las condiciones de estabilidad deseadas. La metodología puede ser aplicada para casos generales o específicos en los cuales se desee conocer las condiciones óptimas de comportamiento del macizo. Con base en la metodología propuesta se modelan las zonas Q y L del Túnel principal encontrando inestabilidad con el soporte proyectado, por lo cual se sugieren mejoras en el macizo y el soporte bajo las cuales se obtiene un comportamiento estable. La metodología ya ha sido calibrada con los datos de mediciones de convergencias recolectados durante la construcción del Túnel Piloto, adicionalmente ha sido aplicada sobre algunos sectores del túnel principal, se considera como paso a seguir la corroboración durante la construcción del túnel principal.

165

9. BIBLIOGRAFIA

9.1. ESTUDIOS REALIZADOS ANTES DE LA CONESTRUCCION DEL TUNEL

PILOTO INGETEC S.A. (1985). Carretera Bogotá – Buenaventura, Sector Ibagué – Armenia, Túnel de La Línea, Licitación pública Internacional, Pliego de condiciones de licitación, Volumen B, Información de referencia, incluyendo A2, Registros geológicos y fotográficos de núcleos de perforación, Bogotá, Agosto de 1985. CONSORCIO LA LINEA (2000). Estudios Fase III, Cruce de la Cordillera Central (Paralela Ibagué – La Línea), Túnel de la Línea, Informe Geológico y geotécnico, Documento IN-XIV-05-0. Febrero de 2000 GEOCONSULT, (2000).Commentsonthe Geological Geotechnical Report Preparedby Consorcio La Línea, Ministerio de Transporte Nacional de Vías, Subdirección de Concesiones, Contrato Inv-760-98, Cruce de la Cordillera Central, estudios Fase III, Túnel de La Línea. Salzburg, 2000. MINISTERIO DE TRASPORTE, INSTITUTO NACIONAL DE VÍAS (2004). Construcción del Túnel Piloto Fase I, del Tune Piloto de La Línea, Carretera Ibagué–Armenia, Licitación DG-004-2004, Volumen I, II, III y IV, Bogotá D.C., República de Colombia, Febrero de 2004. 9.2. ESTUDIOS REALIZADOS DURANTE LA CONSTRUCCION DEL TUNEL

PILOTO CONLINEA (2004). Otro si N1, contrato N557 de 2004, Suscrito entre El Instituto Nacional de Vías – INVIAS y El Consorcio CONLINEA, integrado por CONCONCRETO S.A. y CSS CONSTRUCCIONES S.A. CONLINEA (2009). Informe final, Geología y geotecnia, Informe interno, 2009 CONCRETOS DE OCCIDENTE (2005). Ensayos de compresión inconfinada, Túnel piloto de La Línea. INTERLINEA (2009). Informe final de Geología, construcción del Túnel Piloto de La Línea.

166

ULLOA Y DIEZ LTDA, (2006).Adquisición de Línea de reflexión sísmica, procesamiento e interpretación de imagen sísmica sobre el eje del túnel de la línea K2+2500-K4+500 ULLOA Y DIEZ LTDA, (2006). Informe de la exploración Sísmica en el Túnel Piloto de la Línea, Ponce de León S.A., Septiembre de 2006 9.3. AVANCES DEL CONOCIMIENTO ALBERT, M. (1993). Classifying TBM Contracts. Tunnels &Tunneling. Dec' 93. p41-45. BARTON, N. (2000). El sistema Q para la selección del sostenimiento con el método noruego de excavación de túneles. En Ingeotuneles, vol. 3. Cap. 3. Ed López de Jimeno. Entorno Grafico, Madrid. BARTON, N. LIEN, R. LUNDE, J. (1974). Engineering Classification of Rock Masses for the Design of Tunnel Support. Rock Mechanics, Springer Verlag, Vol. 6. BIENIAWSKI, Z.T, (1973). Engineering classification jointed rock masses. The civil Engineer in South Africa, Dec. Vol. 15, No 12. BIENIAWSKI, Z.T, (1984). Rock Mechanics Design in Mining and Tunneling. A.A Balkema Publishers. Rotterdam. BIENIAWSKI, Z.T, (1989). Engineering Rock Mass Classifications, The United States of America, 1989 BIENIAWSKI, Z.T., (1992).Design Methodology in Rock Engineering. A.A. Balkema, Rotterdam, Boston, 1984 BROWN, E. T. AND HOEK, E. 1978. Trends in relationship between measured rock in situ stress and depth. Int. J. Rock Mech. Min. Sci. & Geomech. Abstr. 15 CARNICERO A. (2001) “Introducción al Método de los Elementos Finitos” Escuela Técnica Superior de Ingeniería ICAI (Universidad Pontificia Comillas, Madrid). España CARRANZA TORREZ, C. Y LABUZ, J., (2006).Class notes on Underground Excavations in Rock

167

CHENG, Y., CHERN, J.C., 1995. Application of observational method in Mingtan power cavern excavation. In: Sakurai, S. (ed.), Observational Method of construction of Large Underground Caverns in Difficult Ground Conditions. Int. Workshop, The 8th Int. Congr. Rock Mech., September 30, Tokyo, Japan, pp. 37-46.

CHICA SANCHEZ, ALEJANDRO. Elementos para análisis de estructuras geológicas. Trabajo de promoción a profesor titular. Universidad Nacional de Colombia, Facultad de minas, Medellín, 1984. CORTÉS, M. ANGELIER J. Current state of stress in the northern Andes as indicated by focal mechanisms of earthquakes. Tectonophysics. Vol. 403, 2005. CORREA A., A., (2000) Caracterización de Rocas y ensayos de laboratorio, Universidad Nacional de Colombia, Facultad de Ingeniería. DINIS DA GAMA, C., 1995. Lessons learned from observations in some large caverns. In: Sakurai, S. (ed.), Observational Method of construction of Large Underground Caverns in Difficult Ground Conditions. Int. Workshop, The 8th Int. Congr. Rock Mech., September 30, Tokyo, Japan, pp. 8-26. DUNNICLIFF, J., 1993. Geotechnical Instrumentation for Monitoring Field Performance. New York, John Wiley & Sons, Inc. 577p. ELDELBRO C.,2004, Evaluation of rock mass strength criteria, Lulea, 2004. 98p. Licentiate thesis, Lulea University of Technology. Department of Civil and Environmental Engineering, Division of Rock Mechanics. ISSN I402-I757.

ETAYO ET AL. Mapa de terrenos geológicos de Colombia. Publicaciones especiales Ingeominas 14, pag 235. Ingeominas 1986. FAIELLA, D., GARINO, A., 1995. An observational method for the construction of the S. Giacomo powerhouse cavern. In: Sakurai, S. (ed.), Observational Method of construction of Large Underground Caverns in Difficult Ground Conditions. Int. Workshop, The 8th Int. Congr. Rock Mech., September 30, Tokyo, Japan, pp. 75-86. FUKUHARA, A., HASEGAWA, M., 1995. An observational method for the excavation of large underground caverns- excavation control of Kushikino underground crude oil storage caverns. In: Sakurai, S. (ed.), Observational Method of construction of Large Underground Caverns in Difficult Ground Conditions. Int. Workshop, The 8th Int. Congr. Rock Mech., September 30, Tokyo, Japan, pp. 87-98.

168

GONZALEZ DE VALLEJO, LUIS I., FERRER, M., ORTUÑO, L. Y OTEO, C., Ingeniería Geológica, Pearson Educación, Madrid, 2002. ISBN: 84-205-3104-9. GONZALEZ DE VALLLEJO, 1998, Las clasificaciones geomecánicas para túneles. En Ingeotuneles, vol 1. Cap. 1. Ed López de Jimeno. Entorno Grafico, Madrid. GOODMAN, R. E. 1989. Introduction to rock mechanics. Universidad de California at Berkeley. Ed John Wiley & Sons. HOEK E. (1994) “Strength of rock and rock masses”. ISRM News Journal, 2(2), 4-16. HOEK E., KAISER P.K., BAWDEN., W.F. (1995) “Support of underground excavations in. hard rock”. Rotterdam: Balkema publ. HOEK E., MARINOS P., BENISSI M. (1998) “Applicability of the Geological Strength Index(GSI) classification for very weak and sheared rock masses. The case of theAthens Schist Formation”. Bull. Eng. Geol. Env. 57(2), 151-160. HOEK, E. 1983. Strength of jointed rock masses, 23rd. Rankine Lecture. Géotechnique, 33(3), 187-223. HOEK, E. Estimating Mohr-Coulomb Friction and Cohesion Values from the Hoek-Brown Failure Criterion, Int. Y. Rock Mech..I, tin. ScL & Geomech. Abstr. Vol. 27. No, 3. pp. 227-229, 1990. HOEK, E. 1999. Support for very weak rock associated with faults and shear zones Distinguished lecture for the opening of the International Symposium on Rock Support and Reinforcement Practice in Mining, Kalgoorlie, Australia, 14-19 March, 1999. HOEK, E. AND BROWN, E. T. Practical estimates of rock mass strength. International Journal of Rock Mechanics and Mining Sciences, Vol. 34, No 8, 1997, pag 1165-1186. HOEK, E. AND BROWN, ET, 1988. The Hoek Brown criterion – a 1988, 15th Canadian Rock Mechanics Symposium. HOEK, E. Practical Rock Engineering, Rockscience, Canada, 2006 HOEK, E., AND MARINOS, P. A brief history of the development of the Hoek-Brown failure criterion, Soils and Rocks, No. 2. November 2007.

169

HOK E., BROWN, E. T., 1985.Excavaciones subterráneas en Rocas, Segunda Edición, Mc Graw-Hill, 633P. México,. ISBN 0-900-488-55-7 INTEGRAL, 1994. Proyecto Hidroeléctrico Porce II, Central Subterránea y Obras Anexas, Ensayos de mecánica de rocas, Informe Final. Documento N 7107-13-REV 0. 1994 INTEGRAL, 1998. Proyecto Hidroeléctrico Porce II, Central Subterránea y Obras Anexas, Descripción Geológica Geotécnica del macizo rocoso, Informe Final. Documento N 7600-18-REV 0. 1998 INTERNATIONAL SOCIETY FOR ROCK MECHANICS (ISRM) COMMISSION ON STANDARIZATION OF LABORATORY AND FIELD TEST, 1978. Suggested methods for the quantitative description of discontinuities in rock mass. Int. J Rock Mech. & Geomech. Abstr. Vol. 15 pp. 319-368. JEAGER, R., COOK, N. and ZIMMERMAN, R., (2007). Fundamental of rock mechanics. Blackwell Publishing JING L. HUDSON J., (2002). Numerical methods in rock mechanics. International Journal of Rock Mechanics and Mining Sciences 39-2002. Imperial College, Pergamon. London. pg 409 – 427. KAISER, P.K., 1995. Observational modeling approach for design of underground excavations. In: Sakurai, S. Observational Method of Construction of Large Underground Caverns in Difficult Ground Conditions. International Workshop, the 8th International Congress on Rock Mechanics, September 30, 1995. Tokyo, Japan, pp. 1-7. KAISER, P.K., MCCREATH, D.R., (EDS.) 1992. Rock Support in Mining and Underground Construction, Proc. Int. Symp. Rock Support, Sudbury. A.A. Balkema: Rotterdam. RESTREPO P. A. – PACE, 1991.Petrotectonic characterization of the central Andean terrane, Colombia. Departament of Geosciences, University of Arizona, Tucson, AZ85721, USA, Journal of South American Earth Sciences, Vol 5, No 1. Pp 97-116, 1992 LAUFFER, H. (1958). Gebirgsklassitiziererung fur den Stolenbau. Geol. Banwesen 74 MELBYE, T., DIMMOCK, R. Y CARSHOL, K. F., (2002), Shotcrete para soporte de rocas, Degussa Construction Chemicals.

170

NEIL, D.M., HARAMY, K.Y., HANSON, D.H., DESCOUR, J.M., 1998. State of the art 3D tomographic techniques for geotechnical evaluations of site and alignment conditions during tunneling. In: Ayres da Silva, L.A., Quadros, E.F., Goncalves, H.H.S. (eds.). Design and construction in Mining, Petroleum and Civil Engineering, São Paulo, Brasil, pp. 169-176. OBERT, L., MERRILL, R.H., MORGAN, T.A., 1962. Borehole deformation for determining the stress in mine rock. USBM RI 5978. OTEO MAZO, CARLOS. El Nuevo método Austriaco y su filosofía real. EnIngeotúneles, Serie: Ingeniería de túneles, Libro 1. Madrid, 1998 PALMSTROM, A., (1995).RMi- a rock mass characterization system for rock engineering purposes, PhD thesis, Oslo University, Norway, 400p PANEK, L.A., 1966. Calculation of the average ground stress components from measurements of diametral deformation of a drill hole. USBM RI 6732. PECK, R.B., 1969. Advances and limitations of the observational method in applied soil mechanics. Geotechnique, Vol. 19 (2), pp. 171-187. PECK, R.B., 1983. Field measurements, underground structures. In: Dunnicliff J. & Deere D.U. Judgment in geotechnical engineering, the professional legacy of Ralph B. Peck. 1984. John Wiley & Sons. PELAEZ GONZALEZ, M., Auscultación: seguimiento y control de túneles EnIngeotúneles, Serie: Ingeniería de túneles, Libro 7. Madrid, 2004 POSADA, H. Y CONTRERAS, L. F. Cavernsforthe La Tasajera PowerHowse of RiograndeHidroelectric Project, en Canadian1990 RAGAN M, DONAL. Geología estructural. Introducción a las técnicas geométricas. Departamento de Geología, Arizona StateUniversity. Ed. Omega.SA. Plato, 26-08006 Barcelona, 1987. RAMSAY, J. G. and LISLE, R., (2000). The Techniques of Modern Structural Geology, Volume 3, Applications of Continuum Mechanics in Structural Geology, Elsevier. ISBN 0-12-576923-7 REIG RAMOS, J. M., (1998) Informática aplicada a la Ingeniería de Túneles, en INGEOTUNELES (VOL 1/ López Jimero)

171

ROCHA, M., BAPTISTA-LOPES, J., DASILVA, J., 1966. A new technique for applying the method of the flatjack in determination of stresses inside rock masses. Proc. 1st Int. Congr. on Rock Mechanics, Vol. 2, pp. 57-65, Lisbon. SEFAFIM, J. L. AND PEREIRA, J. P. (1983). Considerations of the goemechanics classification of Bieniawski. Pro. Int. Symp. On Eng. Geol. And Underground constr. Co. LNEC, Lisbon, Portugal. SHEOREY, K., LANARO, F. AND LANRU, J. (2002). Strategy for a rock mechanics site descriptive model-development and testing of the empirical approach. SKB rapport R-02-01. ISSN 1402-3091. SHEORY, P. R. A theory for in situ stress in isotropic and transversely isotropic rock.Int. J. Roch Mech. Min. Sci. &Geomech. Abstr. 31 STILLE, H. and PALMSTROM, A., La clasificación como herramienta en el ingeniería de rocas. EnIngeotúneles, Serie: Ingeniería de túneles, Libro 8. Madrid, 2004 SUAREZ, L., 2008. Rock Mass Mechanical Behavior Assessment at the Porce III Underground Hydropower, Central Colombia - South America, Tesis de Maestria en Ingenieria – Geotecnia. SUAREZ L., ASSIS. A. CASTRO A. NAVARRO A. Natural stress tensor field at the Porce III hydroelectric project, Colombia, South America. In Proceedings of the 5th International Symposium on In-situ Rock Stress: Rock Stress and Earthquakes. Beijing, 2010. SUGAWARA, K, OBARA, Y., 1999. Draft ISRM suggested method for in situ stress measurement using the compact conical-ended borehole overcoring (CCBO) technique. Int. j. rock mech. min. sci. vol. 36, no3, pp. 307-322. TAMAYO, G.A., 2008. Personal Communication. Porce III Project Civil Works Field Manager, Empresas Públicas de Medellín. Medellín, Colombia. TERZAGHI, K. AND RICHARD, F. E. 1952. Stress in rock about cavities. Geotechnique 3, 57-90. TERZAGHI, K (1964) Rock defect and loads on tunnel support. Rock tunneling Steel supports, Eds. R. V. Proctor and T. White, Commercial Shearing Co., Younstown, Ohio. VLACHOPOULOS, N. AND DIEDERICHS, M.S. (2009). Improved longitudinal displacement profiles for convergence-confinement analysis of deep tunnels. Rock

172

Mechanics and Rock Engineering, 42(2), 131-14 WIKHAM, G.E. TIEDEMANN, H.R. ANDSKINNER, EH (1972). Support determination based on geologic predictions. Proceeding, Rapid Excavation and Tunneling Conference, AIME, New York. WOROTNICKI, G, WALTON, R.J., 1976.Triaxial hollow inclusion gauges (CSIRO) for determination of rock stresses in situ. Proc. ISRM Symp. on the Investigation of stress in rock. Advances in stress measurement, supplement, pp. 1-8, Sydney. YUDHBIR, LEMANZA, W. AND PRINZL,F. 1983. An empirical failure criterion for rock masses. In: Proceedings of the 5th International Congress on Rock Mechanics, Melbourne, Balkema, Rotterdam, 1,B1-B8