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Capítulo 6

diques de contención - generales

6.1 INTRODUCCIÓN, la terminología y CLASIFICACION diques de contención son el tipo más común de estructuras de retención de agua. Ellos pueden ser definidos como presas construidas de material natural obtenido a partir de bancos de préstamo situados en la vecindad del sitio de presa. El material obtenido de excavación de cimientos y estructuras accesorias también se utiliza muy a menudo. Debido a la complejidad de los problemas que tienen que ser resueltos durante su diseño, construcción y servicio, diques de contención caen dentro de las estructuras de ingeniería más complejos. Por lo tanto, diques de contención deben satisfacer las siguientes condiciones básicas:

•

Las pendientes deben tener inclinaciones por medio del cual es posible asegurar la estabilidad de la presa y su fundación bajo las cargas de todas las fuerzas e influencias posibles, en el curso de los períodos de construcción y de servicios;

•

Las defor deformaci maciones ones en la la presa presa y su funda fundación, ción, así como como en los los compon componente entess individu individuales ales constituc constituciona ionales, les, deben mantenerse dentro de ciertos límites aceptables con el fin de preservar el buen funcionamiento de la estructura;

•

La pérdida de agua, debido a la filtración a través del cuerpo de la presa y su fundación, debe estar dentro de los límites aceptables, mientras que la infiltración de agua no debe causar deformaciones de infiltración o erosión; gradientes hidráulicos, la presión de infiltración, y velocidades en el cuerpo de la presa y debajo de ella, deben estar dentro de los límites permisibles para los materiales pertinentes;

•

La cresta cresta de la presa presa debe debe ser ser lo suficiente suficientement mente e aumen aumentada tada por encima encima del del nivel nivel máximo máximo de agua agua almacenada a fin de eliminar la posibilidad de que el agua que desborda la presa, y se debe prestar atención a la posible altura de las olas, a la solución del terraplén y el fundamento siguiente siguiente la construcción, así como a otros factores;

•

Es necesa necesario rio que que las las pistas pistas y la cresta de la la presa presa ser ser alinea alineados dos apropiad apropiadame amente nte con con el el fin de propo proporcion rcionar ar una protección contra la acción de las olas, hielo, o influencias intemperie;

•

La prevención de la penetración de agua a lo largo de la circunferencia de los elementos waterconveying llevadas a cabo a través del cuerpo de la presa.

Figura 6.1 representa un viewof un terraplén damwith sus elementos básicos generales, y los elementos, que se encuentran en cada dique de contención denota. los c resta ( 1 ) es la superficie horizontal más alta de la presa; y el ele je horizontal ( 2 ) es una línea de simetría

122 presas y estructuras accesorias hidráulicas

Figura 6.1 Vista de un muro de contención de la presa junto con sus elementos básicos.

de la cresta en la planta, mientras que la eje vertical ( 3) es una normal, dibujada en el centro de la cresta en la sección transversal de la presa. los los pendiente de aguas arriba ( 4 ) es la cara, es decir, el lado de la presa que se gira hacia el agua, mientras que la talud de aguas abajo ( ( 5) es el lado unimmersed opuesto. los p ilares de una presa son las superficies del valle, a la derecha y a la izquierda del lecho del río, sobre la cual se apoya la presa; el el( contornos 6 ) son las líneas a lo largo de la cual se conectan las pistas de la presa y el suelo; y el Fundación ( 7) es la base sobre la que se apoya la presa. los cuerpo de una presa es el volumen que está confinado dentro de la superficie de la fundación, dentro de las pistas, así como dentro de la cresta; sus susa ltura ( 8 ) es la distancia desde el bottomof la excavación para la fundación en el lecho del río a la cresta de la presa. los nivel de cabecera ( 9 ) es el nivel de agua en el depósito impounding, mientras que el altura de cabecera ( 1 0) es la diferencia entre el nivel de agua en el lecho del río antes de la construcción de la presa y el nivel máximo del agua en el lago de almacenamiento. los loss ección transversal ( 1 1) es cualquier sección vertical, que es perpendicular al eje longitudinal de la presa.

La clasificación de los diques de contención se determina de varias maneras. De acuerdo con el tipo de material de los cuales se construyen, presas pueden dividirse en: (1) presas de tierra, tierra,l a mayor parte de cuyo cuerpo (más del 50%) está construido a partir de materiales de grano fino de la tierra t ierra - arcilla, limo, arena, o materiales de arena-grava; (2) tierra - p resas de roca, cuyo volumen cuerpo de base se construye de grava o roca materiales de grano grueso, mientras que la impermeabilidad al agua se proporciona por medio de un elemento resistente al agua hecha de material de la tierra de grano fino; (3) (3)p resas de escollera, c uyo cuerpo, similar a la clase anterior de la presa, se construye a partir de material de grano grueso, mientras que la impermeabilidad al agua se consigue por medio de un elemento hecho de un material artificial. De acuerdo con la estructura, estructura,d iques de contención pueden ser: (1) Homogéneo, Homogéneo,q ue no requiere ningún elemento especial resistente al agua - presas de tierra sólo pueden ser considerados en


Figura 6.1 Vista de un muro de contención de la presa junto con sus elementos básicos.

de la cresta en la planta, mientras que la eje vertical ( 3) es una normal, dibujada en el centro de la cresta en la sección transversal de la presa. los los pendiente de aguas arriba ( 4 ) es la cara, es decir, el lado de la presa que se gira hacia el agua, mientras que la talud de aguas abajo ( ( 5) es el lado unimmersed opuesto. los p ilares de una presa son las superficies del valle, a la derecha y a la izquierda del lecho del río, sobre la cual se apoya la presa; el el( contornos 6 ) son las líneas a lo largo de la cual se conectan las pistas de la presa y el suelo; y el Fundación ( 7) es la base sobre la que se apoya la presa. los cuerpo de una presa es el volumen que está confinado dentro de la superficie de la fundación, dentro de las pistas, así como dentro de la cresta; sus susa ltura ( 8 ) es la distancia desde el bottomof la excavación para la fundación en el lecho del río a la cresta de la presa. los nivel de cabecera ( 9 ) es el nivel de agua en el depósito impounding, mientras que el altura de cabecera ( 1 0) es la diferencia entre el nivel de agua en el lecho del río antes de la construcción de la presa y el nivel máximo del agua en el lago de almacenamiento. los loss ección transversal ( 1 1) es cualquier sección vertical, que es perpendicular al eje longitudinal de la presa.

La clasificación de los diques de contención se determina de varias maneras. De acuerdo con el tipo de material de los cuales se construyen, presas pueden dividirse en: (1) presas de tierra, tierra,l a mayor parte de cuyo cuerpo (más del 50%) está construido a partir de materiales de grano fino de la tierra t ierra - arcilla, limo, arena, o materiales de arena-grava; (2) tierra - p resas de roca, cuyo volumen cuerpo de base se construye de grava o roca materiales de grano grueso, mientras que la impermeabilidad al agua se proporciona por medio de un elemento resistente al agua hecha de material de la tierra de grano fino; (3) (3)p resas de escollera, c uyo cuerpo, similar a la clase anterior de la presa, se construye a partir de material de grano grueso, mientras que la impermeabilidad al agua se consigue por medio de un elemento hecho de un material artificial. De acuerdo con la estructura, estructura,d iques de contención pueden ser: (1) Homogéneo, Homogéneo,q ue no requiere ningún elemento especial resistente al agua - presas de tierra sólo pueden ser considerados en

diques de contención - General 123

este grupo; (2) (2)p or zonas, cuyo cuerpo se puede dividir en dos o más zonas, construido a partir de diferentes materiales de la zona - este grupo por lo general abarca presas de tierra y rocas, pero presas de tierra y presas de escollera también se puede considerar, siempre que contienen zonas de diferente grano fino o de grano grueso materiales locales; y (3) d iques de contención que tienen un elemento resistente al agua de un material artificial; este grupo por lo general consiste de presas de escollera, y algunas veces presas de tierra, también.

De acuerdo a la posición del elemento de prueba de agua es posible distinguir las presas que tienen un: (a) frente a, cuando la pendiente de aguas arriba se alinea con un elemento resistente al agua; o (b) núcleo, en cuyo caso el elemento resistente al agua se coloca dentro del cuerpo de la presa. Si el núcleo se ha construido a partir de un material artificial, a veces se le llama pared de diafragma. El núcleo y la pared de diafragma pueden ser verticales y establecer a lo largo del eje de la presa, o bien puede estar inclinado hacia la cara de aguas arriba.

De acuerdo con la método de construcción, diques de contención se pueden dividir en dos grupos: (1) las realizadas por el método convencional de la utilización de pozos de material de fromborrow, su difusión y compactación de una manera apropiada; y (2) las realizadas por medios de control y l a minería comprobado del macizo colina cercana. El último método se puede considerar y se aplica en condiciones muy específicas, y por lo tanto t anto se encuentra raramente en la práctica. Para más detalles, se remite al lector a las referencias de libros de texto (Danilevsky, 1992; Nedriga et al., 1986).

Con respecto a su propósito, diques de contención (mismas como hormigón) se dividen en: (1) presas destinados a elevar el nivel de agua de un río; (2) represas que forman embalses con agua; y (3) las presas espacio para la deposición de material de desecho de procesos industriales y mineras que forman. Este último tipo de presa, conocida como dique de colas, tiene una serie de cualidades específicas, dictada por el tipo de material de desecho, la naturaleza del proceso industrial específico, las condiciones locales del sitio de la presa, etc. Estos serán brevemente revisados en la última cláusula de este capítulo.

La Comisión Internacional de Grandes Presas (ICOLD) divide las presas en función de su tamaño - ya sea grande o pequeño. En el grupo de grandes presas son presas que miden superior a 15 metros. Este grupo también abarca presas que tiene una altura entre 10 y 15 metros, siempre que cumplan con al menos una de las siguientes condiciones: (a) la longitud de cresta de presa no debe ser menor que 500; (B) el volumen del depósito impounding, formado por la presa no debe ser menor que 1 millón de m 3; (C) la cantidad máxima de agua de la inundación que podrían ser evacuado desde el depósito no debe ser menor que 2000m 3 / s ; (D) las condiciones de la fundación de la presa son particularmente particularmente difíciles; y (e) la madre tiene una construcción inusual. En cuanto a altura de la presa, no hay una clasificación oficial. De acuerdo con la experiencia de la práctica del diseño y la construcción, parece lógico para dividir los diques de contención en en p resas bajas, que tiene una altura de hasta 30 m; presas medianas, que tiene una altura H = 3 0-80m; altos presas que tiene una altura H = 8 0-150m; y p articularmente elevadas presas, que tiene una altura de H> 1 50m. Con respecto a la condición para el paso de las aguas, diques de contención, por regla general se construyen como no hay presas, aliviadero que tiene elementos de evacuación especiales, construidos fuera del cuerpo de la presa. En algunos casos particulares, puede construirse elementos aliviadero sobre la presa, o bien una presa de escollera permeable podrían construirse (en casos cuando sólo sirve para la retención de la onda de flujo de inundación). inundación).


diques de contención poseen una serie de propiedades excepcionales, que los promueven como el tipo dominante de presa. El más significativo de ellos son: 1. Aplicabilidad de este tipo de embalse en los sitios de presas que tienen las más diversas formas, tanto en amplios valles y en gargantas estrechas con lados relativamente empinadas;

2. La adaptabilidad a una amplia variación de las condiciones en la base, que puede ser construido a partir de roca sólida duro y fuerte de alta calidad, a la tierra suave y compresible o relativamente permeable; 3. El uso de materiales naturales, reduciendo reduciendo al mínimo la necesidad de la adquisición y el transporte de cantidades cantidades considerables de procesado y, por consiguiente, material caro; 4.

Posibilidad de satisfacer los requisitos de diseño de diferentes maneras, por el uso de materiales de la tierra, grava y piedra triturada, así como su zonificación óptima en el cuerpo de la presa, adaptada a las condiciones condiciones y requisitos locales;

5.

Posibilidad de la utilización de elementos a prueba de agua a partir de materiales artificiales en los sitios de presa, donde el material de tierra cohesiva local no está disponible, o un elemento tal impermeable ha sido impuestas por otras condiciones;

6. Alta mecanización del proceso de la ejecución de obras de lograr la máxima eficacia.

Las deficiencias de diques de contención, en relación con presas de hormigón, no son numerosos. El más importante de ellos es su susceptibilidad incomparablemente mayor al daño y fallo con agua desborde la cresta, así como su susceptibilidad a las influencias de rutas de filtración concentradas, y erosión interna a través del cuerpo de la presa y los cimientos. En la práctica de la construcción de grandes diques de contención, la aplicación más frecuente es el de presas de tierra y rocas, que se muestra esquemáticamente en la figura 1.1b-d. En el caso de este tipo de presa, el núcleo estanco al agua hecho de material tierra cohesiva se fija por medio de elementos de material de grano grueso, altamente permeable al agua de soporte (piedra o grava triturada), a través de la cual el agua, percola a través del núcleo, drena libremente.

Para la prevención de la erosión interna, las capas de filtrado se insertan entre el material cohesivo y los elementos de soporte. Para aquellas presas de tierra y rocas que contienen un núcleo vertical, numerosas presas grandes y extremadamente altos se han erigido. Una posición inclinada del núcleo también se utiliza ampliamente. Esta posición permite una parte más pequeña de thewater-permeablematerial thewater-permeablematerial en el cuerpo de la l a presa a ser sumergido inwater, mientras que en ciertos sitios de la presa también es posible lograr otras ventajas en relación a la posición vertical. Por ejemplo, el núcleo puede construirse utilizando una menor cantidad de material; las capas de núcleo y de filtrado, total o parcialmente, se pueden incorporar después de la construcción del elemento de soporte aguas abajo; es decir, una parte de ella, para generar condiciones para un exceso de construcción más simple de la presa, es decir, su etapa de construcción, etc. En ciertos casos, una posición vertical del núcleo es más favorable, por lo que cada caso debe ser cuidadosamente separada analizado. Estos problemas serán discutidos en detalle en el capítulo 11.

presas de escollera se caracterizan por el hecho de que su cuerpo está construido a partir de material de grano grueso - punta de escollera o grava - mientras que la impermeabilización se asegura por medio de un elemento especial hechos de material artificial, y no de la tierra, como es el caso con tierra- presas de roca. De aquí resulta la diferencia básica en la forma en que estos dos


Figura 6.2 Influencia de la posición del elemento resistente al agua sobre la estabilidad de una presa.

tipos básicos de diques de contención operan. Es decir, debido a la ausencia de material de tierra cohesiva, que no conduce a una ocurrencia de la presión de poro en el cuerpo de una presa de escollera, y esto, a su vez, hace que las condiciones para la construcción y servicio mucho más favorable. Por lo tanto, representan una alternativa a las presas de tierra-rock cada vez, en las proximidades del sitio de la presa, no hay material cohesivo para la construcción de un núcleo, así como en algunos otros casos (Tan

CEV, 1981, 1982). Se ha demostrado que las presas de escollera pueden clasificarse de dos formas: (1) De acuerdo con el posición del elemento de prueba de agua, y (2) de acuerdo con la material a partir del cual se ha hecho el elemento resistente al agua. De acuerdo con la primera, es posible distinguir: (a) las presas de escollera con una frente a, en cuyo caso la pendiente arriba de la presa se alinea con un elemento resistente al agua; o (b) las presas de escollera con una núcleo ( o pared de diafragma), que se construye dentro del cuerpo de la presa.

En la práctica, la solución que implica un paramento se está utilizando mucho más a menudo, que será más comprensible cuando se analizan las ventajas y deficiencias de la primera y la segunda soluciones. presas de escollera que tienen un revestimiento poseen las siguientes ventajas en relación a los que tienen un núcleo:

1. Su grado de seguridad contra el deslizamiento a lo largo de la base es mayor, porque todo el cuerpo de la presa es seco, mientras que la masa resistir la presión del agua es máxima (Fig. 6.2), en cuyo caso la fuerza de la presión hidrostática de agua desde el depósito impounding está inclinada hacia abajo, que es más favorable desde el punto de vista de la estabilidad; 2. La construcción del cuerpo de un damhaving un revestimiento se lleva a cabo independientemente de los revestimientos, que se ejecuta en el extremo, sobre una pendiente previamente formada;

3. El revestimiento es de fácil acceso para su inspección, reparación y posible refuerzo (es decir, el fortalecimiento); 4. El revestimiento también puede tener una función secundaria - protección de taludes contra las olas y otras influencias externas; 5. Las presas con un paramento son más simples para realzar, debido a que el muro de contención se extiende sólo hacia la cara aguas abajo, mientras que el revestimiento se extiende hacia arriba.

Los revestimientos tienen ciertas deficiencias, que de hecho han impuesto cuenta para la aplicación de los núcleos dentro del cuerpo de la presa. Las deficiencias básicas de revestimientos son: (1) la exposición a influencias externas (impacto de las olas y el hielo, variaciones de temperatura, etc.); la consecuencia podría ser perjudicial y más rápido envejecimiento del paramento de material artificial; (2) un relativamente complicado y largo conjunta entre el revestimiento y la base, que es especialmente importante cuando se construye también una cortina de lechada de profundidad por debajo del elemento resistente al agua.

En la práctica contemporánea, en relación con el material del que está hecho el elemento resistente al agua, hormigón armado, hormigón de asfalto y revestimientos geosintéticos son

126 presas y estructuras accesorias hidráulicas más a menudo utilizado en presas de escollera, así como núcleos de asfalto. De vez en cuando las presas de escollera con núcleo geosintético y la lechada se construyen, mientras que los revestimientos de acero y los núcleos, así como núcleos de hormigón, prácticamente son abandonados. De esta manera, se pueden distinguir

presas de escollera de hormigón (que se enfrentan C FRD), hormigón de asfalto, acero y revestimientos geosintéticos, así como los tipos apropiados de presas de escollera con un núcleo interno. Durante las dos últimas décadas la presa de escollera con revestimiento más popular ha sido el CFRD, y con el núcleo p resas núcleo de hormigón asfáltico ( A DCC). Las presas de escollera más utilizados han sido analizados en los capítulos 12, 13 y 14.

6.2 desarrollo histórico de diques de contención El comienzo de la construcción de la presa está marcado con la presa triste el-Kafara, construida en Egipto en el período de la tercera o la cuarta dinastía, entre 2950 y 2750 antes de Cristo. Esta presa formó un depósito impounding para el agua, que sirve a las necesidades de una cantera de alabastro a una distancia de 3 km. Era 12 metros de altura y 106 m de largo. A pesar de que su anchura era enorme (Fig. 6.3), debido a su mala estructura de la presa falló en los primeros años de su servicio, muy probablemente debido al agua que rebosa la cresta. Las partes extremas de la presa (pilares) están visibles aún hoy en día (Smith, 1971; Schnitter, 1994). En la antigüedad, otras presas también se habían construido. En la mitad del tercer milenio antes de Cristo, al norte de Bagdad, la presa Nimrud había sido construido, probablemente, una presa de tierra, por medio de los cuales había sido desviados del curso del río Tigris. La presa no logró en el año 1200 antes de Cristo, y así después, el Tigris regresó a su antiguo cauce del río.

Otro conocido froma presa más adelante período es triste el-Arim, situado en la RiverMarib en Yemen. Es una presa de tierra, originalmente 4 m de altura, que más tarde fue elevada a 7 m (500 BC) y proporcionó un aliviadero en uno de los extremos. La sección transversal era triangular, con inclinaciones de las pistas de 1: 1, que tiene una inclinación aguas arriba forrada de piedra, colocado en mortero. El Sad presa el-Arim formó un depósito impounding con agua que se utilizó para el riego. Fracasó en el siglo sexto de la nueva era, después de un largo período antes de aquella en la que no se había utilizado o mantenido. Entre una serie de otras presas de tierra, principalmente pequeñas y presas de mampostería construido en el este de Arabia, es de destacar el que se había construido cerca de Adra, que podría ser considerado como un heraldo o precursor de diques de contención de hoy en día tienen un diafragma rígido. Consistía en una pared delgada, construido de material de piedra con mortero de cal, con el apoyo de tierra y roca.

Figura 6.3 Triste presa El-Kafara, sección transversal. (1) Colocado piedra dispuestas; (2) grava tomado de la

fondo del valle y la piedra de las colinas adyacentes.


En el período anterior a la nueva era, diques de contención también se habían construido en la India y Ceilán (Sri Lanka). Los datos sobre la presa de tierra más antigua de Ceilán se remontan al año 504 antes de Cristo. Uno de los antiguos depósitos de Ceilán, conocidos como Padavil, se había formado por medio de un terraplén de 21,4 millones de altura y hasta 18 km. Su cresta era de 8 m de ancho, la fundación 61m de ancho, y el movimiento de tierras en general había llegado, para ese período, la enorme cantidad de 13 millones de m

3.

Entre las obras monumentales que se construyeron en el período del Imperio Romano, las presas tienen un lugar en particular. La presa de Cornalvo, Figura 6.4, construido en el siglo II, muestra la orientación de los ingenieros romanos para construir estructuras sólidas, duras y firmes. Eso presa es 20 m de altura, a 200 metros de largo, con una inclinación de la pendiente aguas arriba 1: 1,5 y una inclinación de la pendiente descendente 1: 3 (Fig. 6.4). Dentro de la represa muros de piedra fueron construidos, tanto los longitudinales y transversales, que dividieron a la presa en cajas, llenas de barro y piedra, mientras que al final toda la estructura se cubre con tierra. Las laderas están protegidos con forro de mampostería de piedra (Smith, 1971; Nonveiller, 1983).

En la Europa feudal se construyeron una serie de presas en Alemania, Austria, Francia, Gran Bretaña, Italia, mediante el uso de materiales locales; Sin embargo, trajeron ningún progreso en este campo, en comparación con las presas construidas en periodos anteriores.

La revolución industrial, que se extendió primero por Gran Bretaña y luego a través de otros países europeos, así como América del Norte, impone la necesidad de construir más intensivo de las presas. De esta manera, hacia el final de los días 18 y principios de los siglos 19, una serie de diques fueron construidos en Gran Bretaña y Francia, que sirvió como el suministro de agua a los canales de navegación más bajas, que eran de gran importancia para la industria. El mayor de ellos es la presa Todd Brook (Gran Bretaña), 21 m de altura. La primera mitad del siglo 19 se caracterizó por la construcción de diques de contención tempranas en Europa y los EE.UU., que fueron destinados a la alimentación de agua. En la segunda mitad del siglo 19, un número de más pequeño, llamado “presas de escollera '', fueron construidos en los EE.UU.. Ellos providedwater para las necesidades de la industria minera en algunas regiones distantes en California en los que había una cantidad abundante de piedra, y donde los mineros eran diestros en su uso. Las primeras presas de escollera se construyeron con un elemento de impermeabilización en forma de un revestimiento de madera, que fue posteriormente mejorado con el material impermeabilizante a base de betún. revestimientos metálicos han sustituido a la madera, que no encontró una aplicación amplia. Más tarde, los revestimientos de hormigón y muros pantalla aparecieron, y dominaron la escena hasta la década de 1930.

El estudio de la evolución histórica de las presas construidas de material local impone la conclusión de que, incluyendo el primer cuarto del siglo 20, su diseño y construcción representados principalmente la experiencia empírica y el comercio. Como consecuencia de

Figura 6.4 Embalse de Cornalvo, España, siglo II (después de Nonveiller, 1983). (1) Las paredes de piedra; (2) relleno de piedra y arcilla; (3) la tierra; (4) revestimiento de piedra; (5) torre de toma de agua.


que, en el transcurso de los días 19 y al principio de los siglos 20, el fallo de una serie de presas tuvieron lugar en los países industriales de Europa y América del Norte, en algunos casos con consecuencias desastrosas. En ese período no tan gloriosa en la historia de la construcción de presas con materiales locales, comienza la creación de una base teórica para un avance significativo en el campo. Primero de todo Darcy, en l856, anunció la Ley para hacer fluir a través de condiciones de arena porosos, y luego Forheimer, en 1886, se indica que la distribución de presión de agua en un entorno de la filtración se lleva a cabo de acuerdo con la ecuación diferencial de Laplace. ha sido necesario el tiempo muchmore para estos descubrimientos fundamentales para encontrar aplicación importante en las presas construidas con materiales locales; es decir, era necesario esperar a la aparición de otra nueva ciencia - mecánica de suelos, cuya fundación fue establecida por Karl Terzaghi a principios de 1920. Al mismo tiempo, un estudio analítico de estabilidad de la pendiente también comenzó en Suecia.

Un rápido desarrollo adicional de la mecánica del suelo ha hecho que sea posible comprender, además de la filtración, los problemas de consolidación, liquidación, y otros, asociados con terraplenes de tierra. De esa manera, la forma en que se ha abierto hacia la construcción de grandes presas, ya que la tierra, que aparentemente simple y, sin embargo, esencialmente material muy complejo, ya no lleva tantas incertidumbres como ha sido el caso hasta entonces. El progreso en el campo de la construcción de la presa terraplén ha sido también la asistencia de la fabricación de sistemas y equipos para la realización de grandes proyectos de ingeniería, así como por el desarrollo de métodos numéricos para el análisis estático y dinámico, los métodos de vigilancia, etc.

6.3 dimensiones de los elementos BASIC DE EMBANKMENT DAMS

En el diseño de diques de contención, es necesario seleccionar un estable y, al mismo tiempo, la sección transversal económico. Las dimensiones de la sección transversal dependen del tipo de la presa, su altura, el tipo de material en su fundamento, así como en las condiciones de su construcción y el servicio. La cresta y de las pistas forman el contorno de la presa.

La anchura de la cresta se puede determinar por medio de fórmulas empíricas, como una función de la altura de la presa. Por ejemplo, la siguiente expresión se utiliza en Japón: √ MARIDO - 3

b = 3.6

3

(6,1)

dónde b = a nchura de la cresta en metros, y H = altura de la presa, también, en metros. Para presas bajas (15-20m), USBR recomienda la fórmula: b = 0.2 H + 3

(6,2)

La siguiente expresión empírica también se puede utilizar: b = 1 + UN √ MARIDO

(6,3)

en el cual A = 1.1 - 1.65. Los valores de anchura de la coronación obtenidos por las fórmulas 6.1 a 6.3 por lo general son mayores de lo necesario, y deben considerarse como una primera aproximación. La anchura más pequeña


Figura 6.5 Diagrama para el cálculo de la elevación de la cresta de la presa.

de la cresta de las pequeñas represas puede ser 3-4m, mientras que para las grandes represas es 5-6m. Si hay una carretera o una línea de ferrocarril que pasa a lo largo de la cresta, la anchura de la cresta se determina por la categoría de la línea de carretera o ferrocarril. En tales casos, por lo general llega a 10-12m. En las zonas de actividad sísmica, la cresta debe ser más ancha, porque la práctica ha demostrado que durante un terremoto, más grandes deformaciones se producen en la zona de los bordes de la cresta. La presa Oroville (EE.UU.), 235m de altura, tiene una cresta 18,3 m de ancho, mientras que el mayor Dique de contención en el mundo, Nurek (Tayikistán), 300 metros de altura, tiene una cresta 20mwide.

La cresta de la presa debe ser aumentado con respecto al nivel máximo estática del agua en el depósito de incautación a fin de evitar la posibilidad de que el agua desborde de la represa. Tal un francobordo h se calcula usando la fórmula:

(6,4)

h = h d + m arido s + 2 3 marido w + marido t + m arido r

dónde marido d = viento set-up, es decir, aumento del nivel del agua debido a su impulso hacia la presa bajo el efecto del viento; marido s = aumento

del nivel del agua debido a la ocurrencia de oscilaciones de la superficie de depósito, es decir, seiches;

marido w = a ltura

de las olas; marido t = o nda carrera es decir, altura de la onda ascendente por la pendiente; y m arido r = i ntensificación de reserva. El termino arido w representa el ascenso de la ola por encima del nivel de agua estática (Fig. 6.5). 2/3m

La puesta a punto del viento se puede calcular usando la conocida fórmula Zuider Zee:

marido d = V 2 L cos θ

63.000 re

(6,5)

dónde V = la velocidad sostenida del viento en km / h; L = se ha podido recuperar, es decir, longitud efectiva de la parte delantera de soplado del viento en km; θ = ángulo entre la dirección del viento y la superficie del agua; y = D significar profundidad del depósito impounding a lo largo de la longitud L, en m.

Se desprende de la expresión que los valores más significativos de marido re se obtienen para embalses de mayor longitud, pero pequeña profundidad. En el caso de depósitos de profundidad con un área relativamente pequeña de la tabla de agua, marido re se puede despreciar.

Seiches representan variaciones graduales del nivel y que aparecen en los depósitos de incautación como consecuencia de cambios en la presión barométrica, la acción del viento, sin entrada y salida uniforme, etc. Seiches pasado desde varios minutos hasta varias horas alternando. En el caso de los grandes lagos de almacenamiento, el miembro marido s podría tener un valor notable. Dado que no existen métodos para el cálculo de marido s, s u valor se asume o descuidado, es decir, se inserta en la reserva.


Para el cálculo de la altura de las olas, los métodos se han descrito en el punto relativo a la determinación de las fuerzas debido a las ondas (capítulo 4). La altura de la ola marido w puede ser sustituido con la llamada significativo altura de la ola marido ws, que representa la altura media de un tercio de todas las olas más altas que aparecen en las observaciones en el curso de 13% de la duración de tiempo de las ondas a una velocidad constante de viento. Sobre la base de las mediciones de las velocidades reales del viento y la altura correspondiente de las olas en tres lagos en los EE.UU., realizados en los años cincuenta y después de un análisis detallado de los resultados obtenidos, se ha establecido que la altura significativa de las olas puede ser determinada con una gran precisión a partir de la expresión para las olas en el mar abierto (Saville et al., 1962):

marido ws = 0 ,005 V 1 .06 L 0 .47

(6,6)

dónde V se toma en km / h, L en km, mientras marido ws se obtiene en metros.

De acuerdo con estas investigaciones, la longitud de la ola significativa puede obtenerse a partir de la expresión: l ws = 0 .17 V 0 .88 L 0 .56

(6,7)

Con tales parámetros obtenidos a partir del diagrama en la figura 6.6 para una cierta inclinación de la pendiente de la presa (Fig. 6.6a para el revestimiento suave pendiente, como el hormigón o el revestimiento asfáltico de hormigón, Fig. 6.6b para la pendiente áspera y muy permeable que enfrenta, como rip -RAP), es posible obtener el valor marido pag/ m arido ws, en el cual marido pag es la altura de la ola sobre el nivel estático, junto con la altura de la ascensión de una onda por una pendiente. En otras palabras:

marido p = 2 3 marido w + marido t

(6,8)

El valor de la ascensión de una onda por una pendiente, además de depender de la longitud y la altura de la ola y la inclinación de la pendiente, también depende de la rugosidad de la superficie de la pendiente, así como su permeabilidad. Hay fórmulas empíricas, que también contienen los dos últimos parámetros, pero con ellos se obtienen sólo resultados aproximados, debido a la imposibilidad de los parámetros que se determinada con precisión. Uno de ellos es la fórmula de Junkovsky, que a menudo utilizamos:

marido p = 3.2 rh. w broncearse β

(6,9)

dónde R es un coeficiente que depende de la clase de protección de la pendiente - para el hormigón hormigón y asfalto que asciende a 0,9-1; de piedra colocada, 0,75-0,80; mientras que para escollera, es desde 0,55 hasta 0,60.

Reserva de elevación se supone y por lo general oscila from0.5 a 1,0 m. Dentro de la misma, que debe contener todo lo que no se incluye en los términos anteriores de la expresión (6.4) y, sobre todo, la posibilidad de asentamiento del terraplén durante un terremoto, como consecuencia de la compactación adicional, y el peligro de ocurrencia de olas altas causadas por un fuerte temblor. La máxima atención posible se debe prestar a la determinación correcta de la obra muerta y de la necesidad de un diseño completo y correcto de la presa, con el fin


Figura 6.6 Diagrama para la determinación de la ascensión de una onda por una pendiente (después de Saville et al., 1962). (A) Para el revestimiento de pendiente suave, como hormigón o de asfalto y hormigón de revestimiento (b) para la pendiente áspera y muy permeable frente, como rip-rap.

para reducir al mínimo el riesgo de desbordamiento del agua de la presa. A partir del ejemplo de un desastre reciente en Rumania, vamos a ilustrar el mecanismo de fallo de un dique de contención durante agua incontrolada desbordando la cresta (Diacon et al., 1992).


Figura 6.7 mecanismo de fallo de la presa Belchi (después de Diacon et al., 1992).

La presa Belchi (Rumania) se completó en 1962 con el fin de Forman impounding depósito de 12,7 × 10 6 m etro 3 destinados al suministro de agua. Más tarde, se instaló una pequeña central hidroeléctrica con una potencia de 1,1 MW. La presa era de un tipo de tierra, con un núcleo de arcilla y 18 m de altura central. Se extendió en ambos lados de la parte desbordante de hormigón central, que tiene una longitud total de 415m. El depósito, antes del desastre, era 75% lleno de depósito. En la noche del 28 de julio de 1991, en un nivel de agua en el depósito impounding de 40 cm debajo de lo normal, un catastróficamente fuertes lluvias de más de 100 l / m 2 cayó dentro del área de influencia. Al mismo tiempo, una serie de circunstancias desafortunadas también ocurrió, que es un caso frecuente en ese tipo de desastres. A saber, la central hidroeléctrica había estado fuera de uso debido a algún defecto y, en un intento por el operador para abrir una de las dos puertas segmentarias de aliviadero controlada, un desglose de energía eléctrica tuvo lugar. El operador y su asistente tratado manualmente para bajar las dos solapas de puerta (el aliviadero tenía cuatro bahías dos de los cuales se les proporcionó puertas segmentarias, los dos restantes con puertas de FLAP). Sin embargo, la operación fue muy difícil y el éxito limitado debido al brote brusco de agua, que había comenzado a inundar las puertas con mucha rapidez. Sólo cuatro horas después del comienzo de las lluvias, el agua se desbordó el Dique de contención; y 2,5 horas más tarde, la primera de deslizamiento de una parte de la presa tuvo lugar (fase 2, Fig. 6.7). Dos horas y media después de eso, una segunda corredera tuvo lugar (fase 3, Fig. 6.7). Las consecuencias fueron desastrosas: 17 heridos, 350 casas destruidas o gravemente dañada. También hubo consecuencias en relación a las carreteras adyacentes, puentes, telecomunicaciones y líneas de transmisión eléctrica. Las lluvias inusualmente torrenciales causaron daños significativos en toda la zona de Bacau, donde se encuentra la presa Belchi, por lo que las bajas totales fueron de 78 personas; diecinueve personas fueron reportados como desaparecidos. Puesto que la rotura de la presa Belchi el depósito ha sido abandonado por un largo período También hubo consecuencias en relación a las carreteras adyacentes, puentes, telecomunicaciones y líneas de transmisión eléctrica. Las lluvias inusualmente torrenciales causaron daños significativos en toda la zona de Bacau, donde se encuentra la presa Belchi, por lo que las bajas totales fueron de 78 personas; diecinueve personas fueron reportados como desaparecidos. Puesto que la rotura de la presa Belchi el depósito ha sido abandonado por un largo período También hubo consecuencias en relación a las carreteras adyacentes, puentes, telecomunicaciones y líneas de transmisión eléctrica. Las lluvias inusualmente torrenciales causaron daños significativos en toda la zona de Bacau, donde se encuentra la presa Belchi, por lo que las bajas totales fueron de 78 personas; diecinueve personas fueron reportados como desaparecidos. Puesto que la rotura de la presa Belchi el depósito ha sido abandonado por un largo período


Figura 6.8 Sección transversal típica de la presa Ice House, California.

de tiempo durante el cual el equipo mecánico estaba estropeado y deteriorado. Las alternativas se analizaron para la restauración del depósito inmediatamente después del fracaso, y algunas propuestas innovadoras también se han avanzado recientemente (Asman y Bratianu, 2013). inclinaciones de pendiente presa en el comienzo de un diseño son asumidos sobre la base de la experiencia con las presas similares, seguido de análisis teóricos de su estabilidad (capítulo 8), y después, si es necesario, se realizan las correcciones apropiadas. Con el fin de obtener la solución más económica, la presa debe tener un volumen mínimo. Es por ello que las inclinaciones de pendiente debe ser tan pronunciada como sea posible, teniendo en cuenta que uno debe satisfacer las condiciones de estabilidad, así como las posibilidades de una construcción lo más fácil posible.

En términos generales, las inclinaciones de pendiente de diques de contención dependen de la fuerza de la fundación y el del material previsto para la construcción de la presa. Tierra-rock y de escollera presas, fundadas en lecho de roca, por lo general tienen inclinaciones pendiente de 1: 1,5 a 1: 1,8 (1 verticalmente: 1.8 horizontalmente). Sobre bases más débiles, las inclinaciones serán más moderadas. En el caso de las presas de tierra, inclinaciones de pendiente, además de los factores básicos citados anteriormente, dependerá también de la altura de la presa, así como en el tamaño de grano del material de relleno. Cuanto mayor sea la presa y el más fino del material incorporado en su cuerpo, el más moderado de la pendiente anticipado. Lo más a menudo inclinaciones de pendiente de presas de tierra varían desde 1: 2 para sandy gravel, de hasta 1: 4 para la arcilla; sin embargo, pueden ser también mucho más moderado en el caso de la fundación de una base débil.

La forma del sitio de la presa también puede influir en las inclinaciones de pendiente. En el embalse valles estrechos, las pistas couldwell ser algo más pronunciada, debido a las escarpadas orillas del valle, siendo relativamente cerca unos de otros, proporcionan la presa con una estabilidad adicional. Tal efecto se puede esperar en los sitios de presas con un cauce estrecho y las inclinaciones de los bancos valle de 1: 3 o más.

En el caso de pistas en presas de escollera, es más económica para la inclinación a ser igual al ángulo de reposo del material de escollera, porque la construcción de una pendiente más moderada requiere trabajo adicional, lo que aumenta el coste de la estructura. Puesto que es generalmente necesario construir una pendiente con una inclinación más moderado que el ángulo de reposo, a menudo themonotonous superficie plana de la upstreamand talud de aguas abajo se interrumpe por medio de superficies horizontales, llamada bermas. Entre ellos, la pendiente tiene el ángulo de reposo del material de roca, como en el ejemplo que se muestra en la Figura 6.8. Bermas puede ser beneficioso si la colocación del material se lleva a cabo en


capas de espesor considerable, cuando hay una construcción agravada de la pendiente con una inclinación más moderado que el ángulo de reposo del material de roca. Bermas están siendo dispensados con últimamente, porque por medio de plantas y equipos potentes desarrollados hay una eliminación de las dificultades citadas anteriormente en la construcción de presas. Sin embargo, en el caso de las presas de tierra, bermas en la cara aguas abajo, junto con un canal de drenaje para el drenaje y la plantación de césped de la superficie, son más a menudo una medida esencial para una protección eficaz contra la acción erosiva de las lluvias. Para cualquier factor de seguridad contra asignado de corte, se obtiene el menor volumen del terraplén presa cuando las pendientes son más empinadas en su parte superior, mientras que más moderados en su parte inferior, cerca de la fundación. Esto es particularmente cierto en el caso de una presa más alta, fundada sobre una base más débil. El ejemplo de la presa Shefia (Argelia) también es interesante, donde las pendientes se han llevado a cabo en forma de curvas continuas. La inclinación de la pendiente descendente varía de 1: 1 en la cresta, de hasta 1: 3 en la parte inferior.

6.4 ELECCIÓN DEL SITIO DAM Lugar para la construcción de una presa y la formación de un depósito de embalse debe satisfacer un número considerable de los requisitos funcionales y técnicos. La idoneidad funcional del sitio de la presa depende, en primer lugar, sobre el equilibrio entre sus características f ísicas naturales y su influencia en el futuro depósito de incautación. idoneidad técnica se rige por la existencia de un sitio (o sitios) para la presa, la presencia de materiales necesarios para la construcción de la presa, en la impermeabilidad al agua y estabilidad de la tierra en el futuro embalse, sobre las posibilidades de uso de las comunicaciones existentes, y en la construcción de vías de acceso, etc. hidrológica, características geológicas y geotécnicas de toda la zona de influencia y del sitio de la presa son los principales elementos para determinar la idoneidad técnica del sitio para el depósito de incautación planeado. Para esta evaluación no se añadirán alsomust de la influencia que el esquema hidráulico planeada tendrá sobre el medio ambiente, causados por su construcción y servicio.

Antes de elegir el lugar de la presa, se llevan a cabo estudios para verificar la justificación para la construcción de un depósito de embalse; su capacidad de almacenamiento disponible también se define. Uno debe considerar necesariamente varios sitios posibles en un determinado curso de agua y luego la elección del sitio de la presa se lleva a cabo, lo que hace posible lograr las tareas asignadas y de utilización de agua para proporcionar una solución técnicamente justificables y económica. Al mismo tiempo, todos los aspectos que se engloban dentro de la primera etapa del diseño se revisan - investigaciones, teniendo en cuenta no sólo el sitio de la presa, sino también todo el depósito de incautación, así como su área más amplia. Una parte importante de esta etapa es un reconocimiento y las investigaciones de la planta, lo que podría extenderse durante un largo período de tiempo (ver el diagrama de la Fig. 5.3),

Al principio, hay que utilizar los mapas y las encuestas existentes, lo que inevitablemente ser seguidos por la topografía más detallada y las investigaciones. En esta etapa, como una adición a las encuestas de aire tradicionales, en los últimos tiempos el uso de técnicas modernas, también es posible producir fotografías de avión, sobre la base de cuya interpretación un experimentado


geólogo extraer información valiosa sobre la geología de la posible emplazamiento de la presa, así como de la probabilidad de la presencia de materiales de construcción locales.

Últimamente, sin embargo, existe otra posibilidad a nuestra disposición. La mayoría de los países del mundo utilizan fotografías de satélite, que dan una visión de conjunto de la región, y que es de interés para la sesión de las obras. Tal punto de vista amplio puede dar indicaciones de las relaciones geológicas de la zona, sus límites y defectos. estudios hidrológicos en esta etapa se dirigen hacia la determinación de la lluvia y las características de la escorrentía de aguas superficiales, así como una evaluación de los datos sobre las inundaciones que han ocurrido en el período analizado. Al mismo tiempo, las necesidades y posibilidades de la utilización del agua se perciben.

Como parte final de las investigaciones y análisis realizados en esta etapa, es necesario elaborar un estudio de viabilidad. Este recoge e interpreta toda la información, datos y estudios disponibles y también da las primeras recomendaciones en relación con el valor técnico y económico del esquema hidráulico anticipado junto con una presa y un embalse de incautación. También se proponen posibles variantes de ubicación de los sitios, y la altura y tipo de presa. Además, las comparaciones de posibles soluciones en relación con el coste, el tiempo de construcción, las condiciones de servicio, etc. se llevan a cabo. Este estudio proporciona recomendaciones para investigaciones más lejos, más detallados, que comprobaran la colocación recomendada de las estructuras dentro del esquema hidráulico; es decir, con el dique. Al hacer una elección del sitio de la presa, también hay que analizar los diferentes tipos de no sólo los diques de contención, sino también presas de hormigón, que pueden ser tomados en consideración para las condiciones específicas de tierra.

Más adelante, las siguientes etapas de la investigación y el diseño de seguimiento, de manera tal y secuencia en que se citan y describen en el Capítulo 5. En estas etapas, en un volumen conocido del depósito incautación y definen tipo presa, es posible hacen únicos movimientos menores del eje del sitio de la presa, es decir, la definición de su micro-localización, con el fin de llevar a cabo una adaptación completa de las condiciones locales del suelo. En ese momento, se debe una vez más tener en cuenta y analizar una serie de factores, siendo los más importantes (Tan CEV, 1992):

1. Condiciones de Ingeniería-geológicas y topográficas en el lugar del sitio de la presa, así como en relación con el espacio de almacenamiento en su conjunto. En cuanto a las condiciones topográficas, en la mayoría de los casos los puntos más estrechos son los más favorables, ya que proporcionan el menor volumen de la presa. Si las condiciones de la base en el perfil más estrecho no son las más favorables, entonces es posible tener una opción más justificable de un sitio de la presa más amplia con una mejor base. 2. Los depósitos de materiales locales para la construcción de la presa, que son en cantidades suficientes en las proximidades del sitio de la presa.

3.

Las posibilidades de una composición racional y armónico de todas las estructuras dentro del esquema hidráulico, en el que se debe prestar especial atención a las estructuras de aforo caros.

4.

Posibilidades de una evacuación segura y económica de agua en el curso de la construcción del esquema hidráulico.

5.

Las fallas y discontinuidades en las masas de roca, a través de las cuales sería posible llevar a la circulación del agua por debajo de la presa o hacia los lados de la misma.


Al elegir el sitio de la presa, se debe tener en cuenta que el eje longitudinal de un dique de contención no necesariamente debe estar en una línea recta, sino también se puede romper o curva, si eso ayuda la presa para lograr que tiene un volumen más pequeño, o más para obtener una solución más racional para algunos de sus estructuras accesorias.

6.5 MATERIALES PARA CONSTRUCCION DE REPRESAS EMBANKMENT Las condiciones que deben cumplirse por los materiales locales para la construcción de diques de contención dependen del tipo de presa, su ubicación, y el papel del material en la sección transversal de la presa, así como en el método de ejecución de la presa. Al mismo tiempo, se debe tener en cuenta las características físicas y mecánicas de los materiales locales, las condiciones climáticas de la localidad de las que dependen los métodos de construcción, las ubicaciones de los bancos de préstamo, y las formas de su uso, el transporte y la incorporación de los materiales. Existen diferentes clasificaciones del material del suelo, pero la propuesta por Casagrande (1948) y adoptada en 1952 por el Bureau y USCE es ampliamente utilizado. Esta clasificación de suelos cohesivos se basa en la distribución del tamaño de grano, el límite líquido y el índice de plasticidad (Fig. 6.9 y la Tabla 6.1). El sistema también incluye materiales gruesos (Tabla 6.1). Este sistema de clasificación ayuda para estimar el rango de las propiedades y de la permeabilidad de los suelos. Por lo tanto, es una herramienta poderosa en manos de los ingenieros geotécnicos experimentados. El A-línea separa arcillas fromsilts (Fig. 6.9), y arcillas orgánicas solamente (OL andOH) se encuentran por debajo de la línea A, es decir, en el lado de limo. Ellos no son adecuados como materiales de construcción en ingeniería de presas. El sistema completo incluye 15 símbolos de los grupos (Tabla

6.1). Cubre todos los tipos de suelo que son adecuados en la ingeniería de presas, y es importante que el número de símbolos se puede extender usando dobles símbolos, como SC-PL, SP-SC, CL-ML. Para una correcta elección de la estructura de una presa y los métodos de su construcción, podemos utilizar en la práctica todos los materiales de la zona, con la excepción de materiales de tierra que contienen cantidades inadmisibles de la materia orgánica y sales solubles en agua. Para la construcción de las presas de tierra, podemos utilizar earthmaterials naturales cohesivos y no cohesivos que no lo hacen

Figura 6.9 Gráfico de clasificación de suelos cohesivos (Tabla de Clasificación de Suelos unificada, adaptado de Kutzner, 1997). (1) índice de plasticidad, (2) límite líquido (%), (3) A-línea.


Tabla 6.1 símbolos de grupo y nombres típicos de los suelos (parte de la Tabla de Clasificación de Suelos unificada, USBR,

1984). símbolos de los grupos

nombres típicos y criterios de clasificación de laboratorio

GW

gravas bien graduada, mezclas de grava y arena; poca o ninguna multa. do T mayor que 4.

GP

gravas pobremente graduadas, mezclas de grava y arena; poca o ninguna multa. No cumplir con todos los requisitos de graduación para el GW.

GM

gravas limosas, pobremente graduadas mezclas de grava y arena-limo. Atterberg limita por debajo de una línea, o PI menos de 4.

GC

gravas arcillosos, pobremente graduadas mezclas de grava y arena-arcilla. Atterberg límites anteriores A-line con PI mayor que 7.

SO

arenas, arenas bien graduados de grava; poca o ninguna multa. do T mayor que 6.

SP

arenas pobremente graduadas, arenas de grava; poca o ninguna multa. No cumplir con todos los requisitos de graduación para el SW.

SM

arenas limosas, pobremente graduadas mezclas arena-limo. Atterberg limita belowA línea, o PI menos de 4.

CAROLINA DEL SUR

arenas arcillosas, pobremente graduadas mezclas arena-arcilla. Atterberg límites anteriores A-line con PI mayor que 7.

ML

limos inorgánicos y arenas muy finas, polvo de roca, arenas limosas o arcillosas finas con una ligera plasticidad.

CL

arcillas inorgánicas de baja a mediana plasticidad, arcillas de grava, de arena arcillas, arcillas limosas, arcillas magras

OL MH CH

limos orgánicos y orgánicos limo-arcillas de baja plasticidad.

OH

arcillas orgánicas de media a alta plasticidad.

PT

Turba y otros suelos altamente orgánicos.

limos inorgánicos, arenosos o limosos suelos finos micáceos o diatomeas, limos plásticos. arcillas inorgánicas de alta plasticidad, arcillas grasa.

Nota: Los límites de Atterberg = límite l íquido (LL) y límite plástico (PL); PI = índice de plasticidad (LL menos PL); do T = C oeficiente de uniformidad d

60 / re 10.

contener cloruros solubles en agua o sales de sulfato-cloruro (más de 5% de la masa), sales de sulfato (no más de 2%), y la materia orgánica insoluble (no más de 5%). Figura 6.10 presenta esquemáticamente el uso de materiales locales para diques de contención, junto con sus características físicas y mecánicas básicas. elementos de tierras en agua impermeable (núcleo, frente, delantal aguas arriba, los dientes verticales) están hechos de materiales de bajo permeables al agua, con un coeficiente de permeabilidad de k ≤

10 - 5 c m / s. El mejor material para este propósito es withmoisture arcilla cerca de la óptima o algo mayor. El uso de la arcilla muy húmeda o seca hace que la construcción mucho más complicado y más caro. En algunos casos, en la construcción de elementos waterimpermeable, también es posible utilizar una mezcla artificial de arcillosa, arena y grava la tierra, hecha sobre la base de las investigaciones experimentales. Las cáscaras de la tierra-rock y el cuerpo de las presas de escollera pueden bemade material de grano grueso fromnatural - grava aluvial que es, después de Casagrande, el mejor “escollera '', pero la piedra por lo general aplastado de rocas ígneas, sedimentarias o metamórficas tienen que estar excavado de las canteras. Para la evaluación de la calidad de los materiales de la zona de grano grueso, su composición petrográfico, propiedades andmechanical físicas y la composición química son esenciales (Vallejo, 1995). fragmentos de roca fuerte y durable del tamaño de grava y adoquines se deben utilizar, que no experimentan la trituración de los granos durante su transporte y durante el depósito del material desde una altura. los


Figura 6.10 El uso de materiales locales para diques de contención (después de Novak et al., 2001).

material de escollera debe ser bien graduada, y un material excelente para la construcción de presas tiene la siguiente distribución de tamaño de grano:

• • •

no más de 5% por debajo de 5 mm;

no más de 30% por debajo de 20 mm;

tamaño de partícula máximo de 600 a 1000 mm, dependiendo de la resistencia de la roca y la tendencia a la rotura de partículas; las dimensiones máximas de los granos dependen también de los métodos de construcción, así como la planta y equipo disponible.

La relación de la más grande a la dimensión más pequeña del grano no debe ser mayor que 3-4, mientras que la composición de tamaño de grano debe ser homogénea, con el fin de evitar la desintegración del material durante su llenado y también con el fin de obtener tan alto compacidad después de colocación como sea posible. El tamaño máximo de granos no debe ser mayor que ½- 1 /3 del espesor de la capa compactada. Las partes del cuerpo de la presa, que son de forma permanente o de vez en cuando bajo el agua, deben estar construidos con materiales que son estables en agua, es decir, materiales que tienen un mínimo 0,9 coeficiente de ablandamiento para ígneas y rocas metamórficas y 0,8 para las rocas sedimentarias. A menudo es posible utilizar materiales no sólo fromquarries, sino también de los sitios de las excavaciones para las partes del subsuelo de las estructuras dentro del esquema hidráulico. Al hacer esto, es necesario proporcionar una distribución selectiva de los materiales en la sección transversal de la presa. Los materiales más finos y más débiles se colocan en las zonas internas, mientras que los materiales de grano grueso y fuerte en las externas (Stephenson, 1979). La permeabilidad del material de escollera competente debe ser alto, que significa que al menos 10 - 2 Sra. Por lo tanto, es de libre drenaje y, por lo tanto, no surgen problemas con la presión de poro, tanto bajo carga estática y dinámica. En términos generales, la escollera tiene una alta resistencia


fuerza, whichmay ser reducido por inmersión en agua, por la descomposición a altas tensiones y debido a fracturas latentes en el tejido roca. Cuando dicho material de escollera ideales es deficiente, una gran cantidad de presas se han construido de material de escollera con propiedades no ideales. Es una tarea y un reto para el diseñador para adaptar su diseño a las propiedades de los materiales disponibles y para hacer uso de ellos con el objetivo de lograr la seguridad durante la vida útil de la estructura. Más ejemplos de presas de escollera hechas de diferentes tipos de escollera se discuten en los capítulos correspondientes de este libro.

Para la construcción de las zonas de transición, las zonas de filtro y los drenajes del subsuelo, arena, sandy gravel, grava y materiales apretando piedra se utiliza en ciertas fracciones (Khor y Woo, 1989). Los materiales deben ser resistentes a la acción mecánica del agua y, en el caso de necesidad, resistente a las heladas. La composición de tamaño de grano de los materiales para determinadas zonas de transición o de filtro se determina por medio de cálculos, a partir de la condición de que la resistencia de infiltración en el contacto de los materiales adyacentes no debe ponerse en peligro. Si la composición de tamaño de grano de los materiales naturales disponibles no complywith requisitos, entonces es necesario llevar a cabo su mejora por la clasificación, lavando, sumando diversas fracciones de otro material, o bien podemos utilizar triturado y material separado.

Para la protección de damslopes contra la acción de las ondas de efectos, piedra de ígneas, metamórficas, o rocas sedimentarias, que satisfagan los requisitos en relación con el tamaño de grano, la fuerza y la resistencia al frío andweathering, puede ser utilizado. piedra Unsorted es la más utilizada (por economía), por debajo del cual una o dos capas de transición de grava o sandy gravel se colocan, que depende de la clase de material del que la pendiente se ha construido. En el caso de materiales cohesivos que se colocan en el cuerpo de la presa, es particularmente importante para obtener una buena compactación de las capas, que depende de la humedad de material, y la planta y el equipo utilizado, así como en el trabajo gastado en la compactación. La relación de la humedad, densidad del material compactado, y el trabajo realizado se prueba por medio del ensayo de compactación Proctor, con la que es posible obtener el óptimo de humedad; es decir, la humedad en el que se logra el peso máximo de volumen del material compactado en un esfuerzo de compactación definido. El ensayo de compactación de laboratorio es una base de especificaciones técnicas de compactación de campo, y para el control de calidad de material compactado en el terraplén. En la compactación de arena, la humedad tiene una influencia más bien baja a la compactación.

Las pruebas para las investigaciones de cizallamiento y triaxiales directos se utilizan para la determinación de características de resistencia de earthmaterials standardmethods y aparatos forwhich se han desarrollado, como se describe en detalle en las referencias de libros de texto sobre la mecánica del suelo.

Mucho más complejo y menos investigado es la prueba de características de resistencia del material de piedra utilizados para el llenado, que contiene granos gruesos, y tiene un diámetro de incluso varias decenas de centímetros. En Croacia, hace unos treinta y cinco años por medio de instrumentos de cizallar directa, las pruebas se llevaron a cabo sobre muestras que tenían un espesor de 80 cm y secciones transversales de 1,0 a 1,5 m 2; s in embargo, debido a no hay deformaciones uniformes y no estado de tensión homogénea, se obtuvieron resultados inciertos.

Un paso importante hacia adelante en esta área se hizo en el inicio de la construcción de la presa El Infiernillo (México), en 1960, cuando un equipo especial para


Figura 6.11 Los símbolos denotan materiales geosintéticos.

muestras de prueba de escollera triturado fue diseñado y fabricado. Al mismo tiempo, varias investigaciones se llevaron a cabo, siendo el más importante el uno dimensional-prueba de compresión, que se lleva a cabo en un edómetros con un diámetro de 50 cm y una altura de 55 cm, con tensión axial máximo posible de 3.200 kN /metro 2. La prueba de tres axial en muestras que tienen grandes dimensiones - 1,0 m de diámetro, con confinar presiones de hasta 2,5 MPa - También se han realizado (Marsal, 1973). Para obtener resultados de prueba suficientemente precisos, se recomienda que el diámetro más pequeño de la muestra de material de escollera modelado sea 500 mm. Modelado a tamaños más pequeños podría omitir el efecto de borde de partícula de trituración a altas tensiones, lo que lleva a un aumento de la resistencia al cizallamiento del material de modelado en comparación con el material original.

Los materiales de escollera son, por regla general, a gran grano de tamaño y no se pueden manejar en el laboratorio. La distribución del tamaño de grano del material de escollera calificado como un conjunto debe ser simulado por mezclas de partículas que son de tamaño razonable para realizar pruebas en un laboratorio. El tamaño máximo de las partículas debe limitarse a 1/5 del diámetro de la muestra de material bien graduada y aproximadamente 1/10 del diámetro de la muestra de material pobremente graduadas. Para la producción de materiales graduadas adecuadas para las pruebas, más detalles se pueden encontrar en la literatura, por ejemplo Kutzner, 1997.

A veces, “ '' material de escollera suave está disponible en lugar de material que consiste en fragmentos de roca fuertes. Dicho material puede contener también arena, limo y arcilla. En consecuencia, dicho material mixto no es de drenaje libre, y la resistencia al corte no es tan alta como la de material de escollera puro. Es una práctica común en ingeniería de presas, de acuerdo con la resistencia a la compresión no confinada saturada de la roca original, para el material de escollera para ser clasificado en difícil ( con resistencia a la compresión no confinada saturado mayor que 80 MPa), fuerza media ( 30-80MPa) y blando ( menos de 30 MPa). materiales de escollera suaves también se utilizan para la construcción de presas, siempre problemas relacionados con agua intersticial eliminación presión o disminuyendo son considerados. Evretou Dam (Chipre) es un ejemplo típico de este tipo de gran presa terraplén. Se describe en el capítulo 11. Además de los materiales locales naturales, para ciertos elementos estructurales durante la construcción de diques de contención, materiales artificiales también se utilizan tal como hormigón, asfalto, geosintéticos, etc. El hormigón es un material bien conocido, y los datos más importantes en Este material puede ser inChapters encontradas 16 y 18. Los conocimientos básicos en materiales asfálticos que se utilizan en diques de contención está contenida en los capítulos 13 y 14.


Tabla 6.2 Usos de materiales geosintéticos en diques de contención. diagrama de uso

Función

Fig. 6.11a drenaje Horizontal

La separación, la filtración, alta resistencia a la

para reducir

drenaje

Especulación. requisitos

permeabilidad

Fig. Seepage 6.11b, drenaje

La filtración, drenaje de alta permeabilidad, elasticidad

la línea de la filtración

río abajo Fig. 6.11d Drenaje detrás


drenaje

geocompuestos

presión, alta

presión del poro

Fig. Drenaje 6.11c para bajar

geosintéticos

en forma de tira vertical

drenaje geocompuestos

presión, alta permeabilidad


diafragma para la recogida de drenaje

presión, alta

y detectar

permeabilidad

geocompuestos

agua de infiltración Fig. Drenaje 6.11e a continuación frente a la separación, la filtración, de alta resistencia a la

Fig. 6.11f

para la prevención de la elevación en el drenaje

presión, alta

abrupto descenso de

permeabilidad

geocompuestos

nivel del agua

Fig. Drenaje 6,11 g de infiltrarse Drenaje, agua a través

buena mecánica filtración

propiedades, pequeña

aberturas

hormigón

Fig. Separación 6.11 h de tierra

Separación, filtración de resistencia, buena

materiales en una

resistencia a la tracción,

presa por zonas

buena conductividad

Fig. 6.11i Reforzar el refuerzo pistas para el fortalecimiento

Fig. 6.11j refuerzo de la

geocompuestos

geotextil (Tejida o no tejido, geomalla

De alta resistencia

Geomallas, tejida

de la tierra

fuerza, fricción

geotextil

Suelo

De alta resistencia

Geomallas, tejida

fuerza, fricción y / o retención

geotextil, geoceldas

A medida que la anterior

Geomallas, tejida

caso

geotextil

A medida que la anterior

geomallas

bases para la reducción de la estabilización

el asentamiento

Fig. 6.11m refuerzo de la Efecto de bases para la membrana caso capa de localmente inestable. Fig Estabilización 6.11n de

reforzar

caso

revestimiento de arcilla

Fig. 6.11o Impermeable frente a

Fig. 6.11p Impermeable cobija Fig. 6.11q Vertical bajo agua permeable elemento

Agua

Geomembranas resistencia mecánica

impermeabilidad

Agua


impermeabilidad Las juntas verticales

geomembranas

impermeabilidad

Fig. 6.11r Diafragma consecutivo

Agua

Resistencia mecánica, geomembranas

Fig. 6.11s o uno zigzag Fig. Elevación 6.11t de

impermeabilidad

buena fricción

Agua


una presa

impermeabilidad

Fig. Bedding 6.11u para

Separación,

capa protectora en la ladera Fig. Estabilización 6.11v de

proteccion

reforzar

No tejida geotextil,

resistencia

geomalla

De alta resistencia

geomallas

fuerza,

una capa de grava

en la ladera Fig. Protección 6.11w Slope

connectibility

Fig. 6.11x con sacos largos lleno

separación

con hormigón o grava Fig. Protección 6.11y de la cara aguas abajo Fig. 6.11z (erosión)

buena mecánica y UV

De retención, la filtración, de alta resistencia a la tracción, Tejido geotextil,

aberturas apropiadas (hormigón), geomallas para el hormigón o grava (hormigón), geomallas

Control de

Buena connectibility, Geomantas, biomats,

erosión

perm perman anen entte. tierr ierra a de de la la tap tapa a

bio biocélu célullas


Figura 6.12 Usos de materiales geosintéticos para diques de contención (después Cambiaghi y Rimoldi, 1991).

Aquí nos detendremos por un tiempo en el tema de un material relativamente nuevo, geosintéticos, geosintéticos,q ue encuentra cada vez más amplio uso en la práctica. El primer material geosintéticos - g eotextil se utilizó hace más de cincuenta años en el DeltaProject bien conocido en los Países Bajos. Hacia el final de los años setenta, setenta, geomembranas fueron desarrollados desarrollados - un nuevo material, y en muchas situaciones un material efectivo impermeable al agua. Más tarde, otros tipos de geosintéticos aparecieron, por lo que hoy en día en la vida civil


ingeniería de una amplia gama de estos productos se usa, principalmente para los siguientes objetivos: filtrado, drenajes del subsuelo, separación de las capas, la protección de capas de tierra contra el daño, como elementos de impermeabilización, para la prevención de la erosión, para el refuerzo y la estabilización de la tierra, para reforzar capas de asfalto, para la consolidación más rápida de capas gruesas por medio de drenaje acelerado ( C ambiaghi y Rimoldi, 1991; Giroud, 1989; Eadie y McGregor, 1988; Fell et al., 1992; Pilarczyk, 2000; Radchenko y Semenkov,

1993, CIGP 2010). Figura 6.11 presenta las marcas internacionales para materiales geosintéticos, geosintéticos, que se utilizan con mayor frecuencia en la ingeniería civil. La aplicación de materiales geosintéticos en diques de contención, que tiene beenmore andmore intensificó en los últimos veinte años, se representa esquemáticamente esquemáticamente en la figura 6.12, junto con una descripción en la Tabla 6.2.

6.6 elección del tipo de EMBANKMENT DAM En el diseño de esquemas hidráulicos que incluyen una presa de terraplén, una de las tareas más importantes y responsables es la elección del tipo de la presa, en la que en la mayor medida depende la economía del esquema hidráulico, la velocidad de la construcción, así como la condiciones de uso. Dos factores principales determinan la elección de un tipo óptimo de la presa para un determinado sitio de la presa: la justificación técnica de la solución y el costo. costo.E n algunos casos las posibilidades que están disponibles son muy limitados, por lo que la elección del tipo de presa es una simple cuestión; Sin embargo en la mayoría de los casos es posible utilizar varios tipos - no únicos terraplén, pero también presas de hormigón. En tales casos, extensos estudios son más o menos esencial, a través del cual, mediante la comparación de las posibles variantes, es posible llegar a una solución óptima. En el ulterior presentación del material, los capítulos subsiguientes también se ocupará de las condiciones para la aplicabilidad de determinados tipos de diques de contención. En la continuación, estas condiciones se resumen y se modificaron (Tan

CEV, 1982, 1992; Brida, 1988). El uso de presas de tierra homogéneos se limita a pequeñas (así como la altura bajo andmedium) presas en lugares en cuyo inmediaciones hay cantidades suficientes de material de la tierra bajo el agua-permeable. En más numerosos casos, cuando en la construcción de grandes tierra, tierra-rock y presas de escollera, un elemento impermeable al agua está también construido en la forma de un núcleo, frente a, o en la pared de membrana hecho de material de tierra cohesiva o de material artificial, los siguientes factores influyen en la elección del elemento resistente al agua:

1) La presencia de materiales locales en las proximidades del sitio de la presa. La presencia o ausencia

del material de la tierra en las proximidades del sitio de la presa es de importancia decisiva en la elección del tipo de Dique de contención. Si no hay material de la tierra a una distancia económica, es normal considerar una presa de escollera con un elemento hermético hecho de un material artificial.

La uniformidad del material de la tierra disponible también puede influir en la elección del tipo de presa. Por ejemplo, si el banco de préstamo es rica en, y produce dos tipos de, material de la tierra, entonces una presa de tierra zonal podría construirse, junto con el drenaje vertical y horizontal, en la que se coloca el material que tiene un menor contenido de partículas finas aguas abajo del drenaje vertical.


Rock es un material muy adecuado para la construcción de un dambody. Por eso, si está disponible a una distancia económicamente económicamente justificable, tiene una influencia significativa sobre la elección y el tipo de presa terraplén. Esto es especialmente el caso si existen condiciones para la utilización de material de roca de la excavación para la fundación, así como de la ejecución de las estructuras hidráulicas anexas. La disponibilidad de material filtrante también juega un papel importante. Debido a las estrictas condiciones que se requieren para las zonas de filtrado, a menudo es el caso que el material debe ser llevado desde una distancia considerable (incluso de hasta un 50 km), o bien en el caso de grandes presas, la necesidad de mayo surgir para la instalación de las plantas para la separación y la producción de agregado con propiedades específicas. En el caso de la existencia de dificultades especiales para proporcionar filteringmaterial apropiada, se podría dar prioridad a las presas de escollera con un elemento resistente al agua hecha de material artificial.

2) Condiciones climáticas en el área de la construcción. E n las regiones lluviosas y en general en

Las áreas con una temporada de construcción corta, diques de contención con un paramento tienen una ventaja, el paramento está construyendo tras la finalización del cuerpo de la presa. En el curso del llenado no habría averías como es el caso de los núcleos de la tierra, la construcción de que requiere condiciones climáticas favorables, así como la humedad óptima del material. Desde ese punto de vista, típico son ejemplos de presas construidas en tierras altas de montaña, que tienen un revestimiento de asfalto, o bien una pared de diafragma.

3) condiciones geológicas en la fundación. fundación. diques de contención pueden ser construidos en diversas fundaciones. hard rock y el sonido en la fundación es una condición ideal para la construcción de una presa de escollera con un paramento de hormigón armado. En tal caso, las pistas pueden ser construidos con una inclinación máxima, puesto que no hay peligro de formación de un plano de deslizamiento en la base. De tal manera la principal ventaja de un revestimiento pasa a primer plano - una utilización completa de la fuerza en el cizallamiento del material de roca en el cuerpo del dique, lo que significa un ahorro en el volumen de la presa; mientras que un núcleo de tierra requeriría pendientes más moderadas. En condiciones geológicas más adversas, además de perder la descrita anteriormente ventaja de los revestimientos, el problema de una articulación más largo y complicado entre el revestimiento y la base también se enfatiza. En tal caso, se impone la solución con un núcleo hecho de material local.

Al hacer la elección de un tipo de presa, se debe tener en cuenta que el valor teórico de la tensión máxima en la fundación que es causada por una presa de tierra-rock, es decir por una presa de enrocado de 100 metros de altura, que equivale a 1,8-2,1 MN / m 2. E sto es más bajo en relación con cualquier tipo de una presa de hormigón (una presa de hormigón gravedad, a 100 m de altura, provoca estrés que tiene una intensidad máxima de 3.2-4MN / m 2, u na presa contrafuerte 5.5-7.5MN / m 2, m ientras que una presa de arco incluso hasta

7.5-10MN / m 2). 4) Las condiciones topográficas en el sitio de la presa. S i un sitio más estrecho ha sido elegido para

la presa, la topografía del terreno podría ser de importancia primordial. Si el extremo de aguas arriba es una línea de largo y excesivamente roto, entonces es muy probable que la variante con un revestimiento será eliminado debido a la fundación costoso, especialmente especialmente si una cortina de lechada profundo es también ser construido.

En relación con las condiciones citadas en 3 y 4, es importante hacer hincapié en que el depósito en el perfil de represado también influye en la elección del tipo de presa.


Figura 6.13 Influencia del espesor del sedimento y la forma de perfil. (1) Cresta de la presa; (2) sonido rock; (3) de sedimentos; (4) parte de hormigón; (5) parte terraplén.

Esa influencia, en relación con la forma de la sitio de la presa que se refiere a una base de roca sonido, se ilustra en la Figura 6.13. En el caso de un sitio de la presa de ancho, con una gruesa capa de depósito que es de 5 a 10 metros o más, la figura 6.13a sería más apto cuando no paga para eliminar la gran cantidad de material de depósito y cuando que se pueden esperar deformaciones en ella sería significativo; a continuación, una presa de tierra tendría la ventaja. Una capa bien compactada de sedimento con una composición de tamaño de grano favorable también podría sostener otro tipo de dique de contención; es decir, una presa de tierra-roca o una presa de escollera. En el caso donde la roca sonido está a una pequeña profundidad por debajo del material de sedimentos, y el sitio de la presa tiene una anchura significativa o moderada, como en la figura 6.13b, una escollera damor una tierra-rock damhave la ventaja, cuando hay piedra adecuado material o un material de tierra cohesiva. Cuando dichos materiales no están disponibles, entonces la elección será entre una presa de hormigón de gravedad y una presa contrafuerte.

Un sitio de la presa estrecha en la roca de sonido con una fina capa de sedimento se ilustra en la figura 6.13c. Estas son las condiciones típicas para la aplicación de una presa de hormigón de arco. Los análisis económicos podrían dar una ventaja a una de las alternativas - una presa de tierra-rock, o una presa de escollera.

Un plan de ubicación, que se ilustra en la Figura 6.13d, con una gruesa capa de sedimento en una parte del sitio de la presa, y una capa fina en el otro parte, puede sugerir un tipo combinado de la presa: un dique de contención en la parte que tiene un espesor capa de sedimento, y una presa de hormigón gravedad (completamente o parcialmente desbordante), en el otro parte.

146 presas y estructuras accesorias hidráulicas 5)

Influencia en el medio ambiente. En principio, los diferentes tipos de diques de contención tienen efectos similares sobre el medio ambiente. Una excepción es la zona de préstamo de materiales de la zona, especialmente para suelos cohesivos, que muy a menudo se encuentra cerca de un pueblo. La excavación de grandes cantidades de material de tierra puede afectar fuertemente el medio ambiente. Además, el tiempo de transporte de dicho material también puede tener consecuencias negativas para el medio ambiente. Tales condiciones pueden imponer la solución de una presa con un elemento resistente al agua artificial, a pesar de la disponibilidad de material cohesivo.

6) Condiciones de transporte en el área de la construcción. Una buena unión de la zona de construcción con áreas industrialmente desarrollados, especialmente por medio de una línea de ferrocarril o vía de agua, permite un transporte relativamente barata de materiales artificiales. Que impone una consideración de la alternativa con un revestimiento o un núcleo (pared de membrana) hecha de materiales artificiales.

7) Cualificación y la aptitud técnica de las empresas constructoras. la cualificación de la fuerza de trabajo y lo bien equipada que es, así como las posibilidades de un suministro de plantas y equipos especiales, podría contribuir a resolver el dilema en cuanto al tipo de elemento de impermeabilización. revestimientos de hormigón y muros pantalla son complicadas de ejecutar, mientras que las de asfalto son simples; que, sin embargo, requieren plantas y equipos especiales. Sistemas y equipos para la ejecución de trabajos de excavación es más extendida en las empresas de construcción. 8) Período de construcción. El plazo para la construcción podría dar una ventaja para revestimientos y, posiblemente, a núcleos hechos de material artificial. La ventaja se acentúa especialmente en el caso de terraplenes largos, así como terraplenes que encierran grandes depósitos de almacenamiento. 9) Altura de la presa. En el caso de particularmente elevadas presas, la experiencia con núcleos hechos

de materiales locales son tan favorables que, para alturas superiores a 150 m, este tipo es dominante en la práctica, junto con el hormigón armado frente presas. 10) Función y régimen de trabajo del depósito de incautación. Mediante el uso de revestimientos o

núcleos hechos de materiales artificiales, es posible lograr la impermeabilidad alta agua ( k = 10 - 9 hasta 10- 12 cm / s). Esto es importante para las cuencas lacustres de almacenamiento hidráulicos en los que el agua es más caro; Por lo tanto, las pérdidas por filtraciones deben reducirse a la medida más bajo posible. Si el lago de almacenamiento a menudo se vació, que podría ser una ventaja para los r evestimientos debido a su accesibilidad para inspección.

11) Las posibles deformaciones y las apariciones de fisuras. Durante la construcción período, y especialmente durante el período de servicio, las deformaciones se producen a diques de contención, cuyo tamaño y la dirección dependerá de una serie de factores, entre otros en el tipo y la posición del elemento de impermeabilización y la composición y tamaño de las zonas de transición. Las posibles deformaciones deben ser tanto y tan precisamente como sea posible, incluso anticipado la hora de elegir el elemento de impermeabilización, con el fin de evitar problemas imprevistos durante el período de servicio. En general, las deformaciones aremanifested en tres formas: (1) a sentamiento ( d esplazamiento vertical); (2) d eflexión ( d esplazamiento perpendicular al eje de la presa); y (3) d esplazamiento lateral.

asentamiento vertical comienza incluso durante la construcción de la presa. Que se intensifica durante los primeros años del período de servicio y lo más a menudo continúa a lo largo de unos diez años. Por lo general, alcanza un valor total de hasta el 1% de la presa


altura; Sin embargo, hay casos en los que podría ser considerablemente mayor. Es por eso que debe evaluarse la mayor precisión posible para cada caso específico, ya que en caso contrario, podría dar lugar a una elección incorrecta del elemento de impermeabilización. 12)

Estabilidad durante un terremoto. diques de contención, si han sido bien diseñado y construido, también son seguros en relación con la acción de fuertes terremotos. Esto ha sido confirmado por la experiencia con un número de tales estructuras, llevado a cabo en zonas de actividad sísmica - Japón, California, Turquía, Tayikistán, etc. Durante un terremoto, hay liquidación adicional del terraplén en el cuerpo de la presa, así como deformaciones en sus pistas, en el que las partes más bajas son generalmente elevados. En el caso de las presas de tierra y rocas, hay dos factores que son desfavorables durante la acción de un terremoto: (1) las zonas de material diferente comportan de manera diferente durante el temblor y así esto conduce a una interacción en la superficie de contacto; (2) presión de poro se produce en los materiales no cohesivos que están anegadas, tales como arena y grava, como en el caso de licuefacción arena fina, es decir una serie de su capacidad de soporte de carga (véase el capítulo 9 para más detalles sobre esta cuestión ).

Estos sucesos no aparecen en las presas de escollera que tengan un paramento de un material artificial. En el caso de la posible formación de fisuras del revestimiento, las consecuencias podrían ser más problemático que durante la aparición de fisuras en el núcleo. Por eso, cualquier tipo de presa se construirá en un área de temblor, es necesario que todos los elementos que pueden dimensionar adecuadamente para la acción de las fuerzas sísmicas.

13)

construcción de escenarios. Es a menudo económicamente justificable para construir la presa en dos o más etapas. Este es el caso más frecuente con las presas que están destinados a abastecimiento de agua, el riego y la ingeniería de energía hidráulica, cuando los requisitos en los primeros años de servicio podría ser satisfecha con una presa inferior; es decir, con un lago de almacenamiento más pequeño. Si la construcción por etapas se ha previsto, entonces la ventaja va a escollera presas con un núcleo más bien inclinada, y presas de tierra y presas de escollera con un paramento. También hay casos en los que se utiliza un elemento de impermeabilización combinada durante la construcción por etapas.

6.7 diques de colas

6.7.1 Definición y características generales Balsas de residuos, tal como se define en el capítulo 1, se utilizan para formar el espacio para el depósito de material de desecho que se origina a partir de ciertos procesos industriales o mineras. Colas son los residuos de partículas finas que surgen de la transformación de diversos materiales. La mayoría son producidos por el procesamiento de minerales para recuperar los minerales de valor económico. Su tamaño de partícula fino puede ser el tamaño natural de la fracción de residuos o, más comúnmente, es causada por trituración y molienda de roca a fino tamaños. Entonces, el material de valor puede ser eliminado mediante procesos de flotación o químicos. Los materiales de grano fino restantes rechazados en el final del proceso como suspensión sin valor son los residuos que tienen que ser retirado de la planta de procesamiento.


La solución más económica para los vertidos de residuos debe haber un equilibrio entre el costo del transporte, el costo del sitio y el impacto al medio ambiente. Debido a que en las mayoría de los casos los residuos tienen poco o ningún valor económico, tienen que ser eliminados de manera segura como residuos, con el mínimo impacto al medio ambiente. Los métodos posibles son: utilización económica, la descarga a los ríos o al mar, la eliminación subterránea, eliminación seca a la tierra, y, más comúnmente, las estructuras de embalse de relaves. Este último método implica la construcción de una estructura de retención (DAM), con los elementos asociados necesarios, como estructuras de entrada y aliviadero, drenajes, filtros y así sucesivamente. El objetivo de la presa es la de formar un espacio para la retención de la suspensión y para permitir que los residuos se asienten, permitiendo así la descarga o reciclaje del agua de suspensión y la retención permanente de los residuos. El objetivo último de cualquier esquema de disposición de relaves es que los residuos de forma segura se pueden dejar en una condición que requiere ningún tipo de mantenimiento para garantizar su estabilidad y por lo tanto son restaurados a un uso de la tierra y la posterior adecuada cubierta vegetal. presas de jales tienen una serie de características en común con presas de retención de agua, pero su propósito, las técnicas de construcción y las condiciones operativas son diferentes. En particular, las principales diferencias son (ICOLD Bul.106):

• • •

presas de jales están diseñados para ser abandonado y no operados. La construcción se realiza generalmente de forma simultánea con su funcionamiento.

Como regla general, no almacenar agua para fines distintos de la sedimentación, la regeneración y operación de la planta.

•

En general, la retención de agua es meramente accesorio a su funcionamiento con el fin último de la eliminación de residuos sólidos; sin embargo, en algunos circuito cerrado '' esquemas”, donde no descarga de agua se permite aguas abajo por razones ambientales, puede ser necesario algo de almacenamiento de agua.

6.7.2 Clasificación de las presas de jales Hay dos tipos principales de dique de colas: -

Una presa convencional, como se utiliza en la retención de agua esquemas hidráulicos, y

Una presa construida por tecnología especial, utilizando el propio residuo, procedente de un proceso industrial o minera. Un dique de colas, cuando se construye como una presa de retención de agua ordinaria - una presa de hormigón

o un dique de contención - prácticamente no difiere de las presas utilizadas para la retención o almacenamiento de agua. Este tipo de estructura es constructedwhere el espacio de almacenamiento se va a utilizar para ambas colas y agua libre durante todo el período de funcionamiento, desde el principio de la eliminación de los residuos a la cesación del uso del sitio. estructuras accesorias necesarias para el buen funcionamiento del sistema deberán estar incluidos. La principal desventaja de la aplicación de una presa convencional como un dique de colas es el alto coste de su construcción.

La tecnología especial de la construcción se ha desarrollado en los c asos cuando el propio residuo, procedente de un proceso industrial o minera, se utiliza como material de construcción. La aplicación de este método es adecuado y económico si el material de desecho contiene un mínimo de 30-40% de arena. El uso de material de colas es generalmente el


más método de construcción económica, sino que también ha algunas desventajas, como: alta susceptibilidad a la tubería interna, superficies altamente erosionables, y alta susceptibilidad de los finos de colas a las heladas acción. Además, colas sueltas y saturadas están sujetos a la licuefacción bajo temblores (véase el capítulo 9, sección 9.3 y la sección 9.5, cláusula 9.5.4). Durante la construcción del dique de colas, dos formas principales para mejorar estas cualidades son: uso de fracciones gruesas de colas y una buena compactación. Las fracciones de arena, después de ser separado de los lodos, pueden ser fáciles de compactar usando compactadores vibratorios. Por la compactación de esta fracción gruesa de las colas, el resultado final es una masa densa de material fuerte que ha aumentado en gran medida la resistencia a la licuefacción.

6.7.3 Métodos de construcción de diques de colas Hay tres métodos de construcción utilizando colas como materiales de construcción para un dique de colas, dependiendo del curso, es decir, la dirección, en la que la cresta de la presa se desplaza en su plan de base, en el curso del proceso de crecimiento de la presa (Thomas, 1976 ; CIGP, 1989, 1996):

• • •

método corriente arriba (Fig. 6.14a);

método Downstream (Fig. 6.14b); método de la línea central (Fig. 6.14c).

Figura 6.14 presas de jales (después de que Thomas, 1976). (A) M étodo de Upstream; (B) Método de aguas abajo;

(C) método central.


Los tres métodos anticipan primero de toda la construcción de una presa inicial, que proporciona un espacio a partir de un volumen suficiente para el inicio de la sedimentación del material de desecho; es decir, el espacio para la retención de agua. La presa de arranque es similar a presas convencionales, debe ser capaz de pasar agua de infiltración y la parte aguas abajo debe ser resistente a la tubería. En el caso del método de corriente arriba (Fig. 6.14a), la presa de arranque está situado en el extremo de la próxima terraplén, formada por medio del material previsto. zonas de drenaje horizontales pueden ser instalados durante la construcción Dique de contención de arranque para ayudar a mantener baja presión de poro dentro del terraplén. El residuo industrial (o minería) se transporta a través de una tubería, que está dirigido sobre la cresta de la presa de arranque y está provisto de salidas (espigas), a intervalos de ≈ 15m, a través del cual se descarga periféricamente el material, por lo general de varios puntos de venta al mismo tiempo. Una vez que el nivel del material depositado haya alcanzado la cresta de la presa inicial, el proceso de construcción de la presa comienza a partir de materiales de desecho, uponwhich se coloca la línea de puntos de venta de la tubería. El material de desecho se descarga hacia la cara hacia abajo y se almacenó por medio de la sedimentación. Este depósito se traduce en un dique y la zona de la playa de ancho compuesta de material grueso. La playa se convierte en el fundamento de la siguiente dique. En algunas aplicaciones, los diques se colocan mecánicamente y la descarga se utiliza para construir la playa solamente (además, limos se pueden usar para recubrir la cara corriente arriba del dique para reducir la permeabilidad). Estos diques pueden ser construidas con relleno de préstamo, o residuos de arena de playa pueden ser excavadas de la playa y se colocan ya sea por la red de arrastre o excavadora. De cualquier manera, algún tipo de compactación mecánica del dique se realiza típicamente antes de que se construye la siguiente etapa de la presa. Este proceso conduce a la formación de una pendiente, en cuyo caso la arena más fina y limo se deposita más y más lejos hacia la cara de aguas arriba junto con el flujo de la masa hacia el espacio inicial. Como resultado, la densidad, la fuerza, y la permeabilidad de la disminución de material sólido depositado con el aumento de la distancia de los puntos de venta. Una vez que el avance alcanza el extremo superior del dique de arena, un nuevo dique se construye y se repite el proceso. La tubería se eleva progresivamente con la construcción de nuevos incrementos de diques de arena. algún tipo de compactación mecánica del dique se realiza típicamente antes de que se construye la siguiente etapa de la presa. Este proceso conduce a la formación de una pendiente, en cuyo caso la arena más fina y limo se deposita más y más lejos hacia la cara de aguas arriba junto con el flujo de la masa hacia el espacio inicial. Como resultado, la densidad, la fuerza, y la permeabilidad de la disminución de material sólido depositado con el aumento de la distancia de los puntos de venta. Una vez que el avance alcanza el extremo superior del dique de arena, un nuevo dique se construye y se repite el proceso. La tubería se eleva progresivamente con la construcción de nuevos incrementos de diques de arena. algún tipo de compactación mecánica del dique se realiza típicamente antes de que se construye la siguiente etapa de la presa. Este proceso conduce a la formación de una pendiente, en cuyo caso la arena más fina y limo se deposita más y más lejos hacia la cara de aguas arriba junto con el flujo de la masa hacia el espacio inicial. Como resultado, la densidad, la fuerza, y la permeabilidad de la disminución de material sólido depositado con el aumento de la distancia de los puntos de venta. Un

Lo más a menudo, en lugar de puntos de venta ordinarios, el proceso de separación de colas emplea dispositivos hidráulicos llamados ciclones (Fig. 6.15). Dividen la masa de residuos en fracciones gruesas y finas. Por lo tanto, todo el proceso se lleva a cabo más rápida y eficiente, de modo que el material más fino es llevado aguas arriba detrás de la zona de arena.

El método de construcción aguas arriba es el método más antiguo y el más económico, pero un único criterio muy importante para su aplicación es que la playa de colas debe formar una base competente para el apoyo de la próxima dique. Después Vick (1990), como regla general, la descarga no debe contener arena de menos de 40 a 60%, que se factor limitante para la aplicación de la upstreammethod. Otros factores limitantes para la aplicación de este método pueden ser: distribución de granos de tamaño de los residuos, control superficie freática, la capacidad de almacenamiento de agua, susceptibilidad de licuefacción sísmica y la tasa de cría de presa. Relaves terraplenes construidos utilizando el método aguas arriba tienen generalmente una densidad relativa baja con una alta saturación de agua. Esta combinación puede resultar en la licuefacción del terraplén de colas en caso de terremoto. Por lo tanto,

El downstreammethod se llama así porque las etapas posteriores de la construcción de diques están soportados en la parte superior de la pendiente aguas abajo de la sección anterior, cambiando


Figura 6.15 Diagrama de un ciclón (después de Fell et al., 1992).

la línea central de la parte superior de la presa de aguas abajo como las etapas de la presa se elevó progresivamente. En este caso la presa de arranque se encuentra en la punta aguas arriba de la próxima terraplén. Como en la construcción de aguas arriba, aguas abajo de la construcción también comienza con una presa de arranque construida de materiales de préstamo compactados, sin embargo, esta presa de arranque puede estar construido de arenas y gravas permeables o con predominantemente limos y arcillas para reducir al mínimo la filtración a través de la presa. Si se utilizan materiales de baja permeabilidad en la presa de arranque, tendrá que ser incorporado en el diseño de drenajes internos. La arena, separado del material de desecho, se coloca aguas abajo de la presa inicial y avanza progresivamente en etapas presentados (Fig. 6.14b). Drenaje debajo del terraplén depositada tiene una asignación más abajo en la línea de la filtración. Otros tipos de drenaje también se pueden incorporar en el diseño. Por ejemplo, un drenaje chimenea inclinada cerca de la cara corriente arriba del dique (5, Fig. 6.16a), y conectado a un desagüe manta (4) en la base presa, puede ser instalado con cada elevación sucesiva del terraplén. Ciclones siempre están siendo guiados a lo largo de la última cresta, la descarga de la más gruesa de material aguas abajo en capas delgadas, y el material más fino (limo) aguas arriba. Para este tipo de construcción, la compactación mecánica de la arena se lleva a cabo a menudo. Debido a la capacidad de incorporar drena en el diseño, este método de construcción se adapta bien a las condiciones donde grandes volúmenes de agua pueden ser almacenados junto con los residuos sólidos.

El método corriente abajo de construcción proporciona un grado más alto de estabilidad en comparación con el método de construcción de aguas arriba debido a la capacidad y la facilidad de la compactación, la incorporación de las medidas de control de la superficie freática y el hecho de que


Figura 6.16 (A) y la línea central (b) método Aguas abajo de construcción de diques de colas. (1) del arrancador presa; (2) zona impermeable; (3) presa de arena, construida en etapas; (4) capa de drenaje base; (5) de drenaje de chimenea, construida en etapas; (6) lodos; (7) estanque (o la piscina, la zona de líquido sobrenadante en el embalse); (8) playa.

los aumentos de la presa no dependen estructuralmente sobre los depósitos de relaves para la fuerza fundación. Una desventaja principal de este método es el gran volumen de material de relleno requerido para elevar la presa. El aumento del volumen de relleno necesario se puede aumentar de manera significativa el costo de este método de construcción si los residuos de la planta no pueden proporcionar un volumen suficiente de arena. Terraplenes constructedwith downstreamraises también cubren un área relativamente grande, que puede ser una desventaja importante si el espacio disponible es limitado (Vick, 1990).

El método de la línea central (Fig. 6.14c) es una variación de la downstreammethod, notando que aquí la cresta de la presa permanece en la misma posición en el plan, de modo que el límite aguas arriba de la zona de arena es prácticamente vertical. Al igual que en los dos métodos de construcción de aguas arriba y aguas abajo, en el método de la línea central de la construcción del muro de contención también comienza con una presa de arranque y de colas son descargadas desde la cresta de la presa para formar una playa. La línea central del terraplén se mantiene como relleno y progresivos aumentos se colocan en la playa y la cara aguas abajo. Las colas colocados en el talud de aguas abajo deben ser compactados para evitar el fallo de cizallamiento. El método de la línea central de la construcción proporciona algunas de las ventajas sobre los otros dos métodos al tiempo que mitiga algunos de los inconvenientes.

Como en el método aguas abajo, zonas de drenaje pueden ser incorporados en la construcción (4 y 5, Fig. 6.16b). Una amplia playa no es obligatorio y este método es susceptible para su uso con colas que contienen un porcentaje relativamente bajo de arena. Por lo tanto, los aumentos de la presa pueden añadirse más rápido que en los métodos anteriores o posteriores. gradación gruesa de las colas es necesario si se requiere un drenaje rápido para proporcionar apoyo a los equipos de construcción. Aunque este tipo Dique de contención no es susceptible de almacenamiento permanente de grandes volúmenes de agua, de almacenamiento más corto de agua debido a las fuertes precipitaciones o apagado molino no afectará negativamente a la estabilidad de la presa.


Figura 6.17 La sección transversal de deT opolnica dique de colas, R. Macedonia, construido usando el combinado método. (1) presa de arranque; (2) drenajes longitudinal de base; (3) presa de arena primera fase, CON- structed en etapas utilizando el downstreammethod; downstreammethod; (4) presa de arena segunda fase, construido en etapas utilizando el upstreammethod; (5) presa de arena tercera fase, construido en etapas utilizando el método aguas arriba.

Figura 6.18 Topolnica dique de colas, R. Macedonia (2012).

Una presa de residuos terraplén, construido utilizando el método de línea central, adecuadamente compactado y provisto de un buen drenaje interno, debe ser resistente a los terremotos. Incluso en el caso de que los fangos colocados contra la pendiente aguas arriba licuan, las porciones centrales y aguas abajo de la presa, si están bien compactada y tienen buenas características de drenaje, puede permanecer estable.

A la mayor presa de residuos en Macedonia, Topolnica, Topolnica, planteado en el marco de la mina de cobre y oro Buchim, Se aplicó un método combinado de construcción (Fig. 6,17). En la primera fase de la presa se construyó usando el método aguas abajo hasta la elevación de 610m, cuando el dedo del pie presa aguas abajo ha alcanzado casi las casas periféricas del pueblo Topolnica. Luego, en la segunda y tercera fase (hasta elevaciones de 630 y 654m, respectivamente), la construcción se continuó usando el método aguas arriba. Actualmente, la tercera fase está en curso y la altura de la presa alcanzó 120m


(La altura final está previsto para ser 134m (Fig. 6.17). Figura 6.18 muestra la cresta de la presa a una elevación algunos 14m inferior a la final, con la playa de aguas arriba y una parte de la pendiente aguas abajo cultivada para la prevención de la erosión eólica. En el caso de los diques de colas, como en otras presas, es necesario resolver una serie de problemas. Uno de los problemas más importantes es la acumulación y descarga de agua. A saber, el agua viene junto con el material de desecho, en una relación de “agua aproximado: material de desecho = 2: 1 ''. Por otra parte, también deben tenerse en cuenta el flujo natural de la zona de influencia, que en algunos casos, podría ser bastante significativo. Estos factores tienen una influencia vital en la elección del sitio de la presa y la determinación del volumen de espacio de depósito.

Otro aspecto importante asociado con este tipo de presa, ya se ha mencionado varias veces en esta sección, es el peligro de la aparición de licuefacción durante un terremoto. Este fenómeno, en la antigua práctica en todo el mundo, ha dado lugar a una serie de desastres. Sección 9.3 del Capítulo 9 se refiere a la cuestión de licuefacción. Más detalles sobre diques de contención destinados a la formación de espacio para la deposición de material de desecho se pueden encontrar en libros de texto (Vick, 1990; Fell et al., 1992), o revistas (Penman, 2003). ICOLD Boletines: 45, 74, 97, 98, 101, 103, 104, 106 y 121 todas acuerdo con diferentes aspectos de diques de colas.

Capítulo 7

La filtración a través de diques de contención

7.1 TIPO DE filtración a través de EL CUERPO EMBANKMENT DAM

En el caso de los diques de contención, la filtración se lleva a cabo a través del cuerpo de earthfill presas, así como a través del elemento resistente al agua de las presas de tierra y rocas. Podemos distinguir tipos permisibles de la filtración, que no son peligrosas para la estructura si se han tomado las medidas adecuadas, y los no permitidos, que son peligrosos para la estabilidad de la presa en su conjunto o de sus elementos particulares. tipos permisibles de la filtración son:

1.

flujo de la filtración estacionaria a través del cuerpo de earthfill presas y la fundación tierra (Fig. 7.1a) o el elemento resistente al agua (por ejemplo, el núcleo) de presas de tierra-rock (Fig. 7.1b), como se determina por las condiciones permanentes de contorno (3) y ( 4) (inmutable en el curso del tiempo).

2. flujo de filtración no estacionario con un límite variable en el transcurso del tiempo, pero con un volumen constante del medio poroso. aparece Tal caso, por ejemplo, en una reducción de agua repentina en el depósito de incautación, de la posición (I) en la posición (II) (Fig. 7.2) cuando el drenaje comienza a tener lugar a partir de los poros del material pobremente permeable al agua, en un cambio de la línea de filtración más alta original en el transcurso del tiempo (Fig. 7.2a, b). En material permeable al agua (2) con una reducción de agua repentina en el depósito, en la práctica de drenaje de agua simultánea se produce.

Figura 7.1 filtración Stationary fluye a través de una presa de tierras (a), y a través del núcleo de un tierrapresa de roca (b). (1) material permeable al agua mal; de material (2) permeable al agua; (3) límite superior; (4) límite inferior del flujo de filtración.


Figura 7.2 flujo de filtración no estacionarias en una reducción repentina de agua. (1) permeable al agua Poorly material; de material (2) permeable al agua; (3) La línea de la filtración original, variable en el transcurso del tiempo.

Figura 7.3 La formación de caminos de la filtración se concentró. (1) Las fisuras tras la liquidación de la terraplenes

ment (2); (3) del suelo incoherente; (4) conducto de filtración; (5) la superficie del terraplén reiterada; (6) pared de hormigón.

3. flujo de filtración no estacionaria en el caso de un volumen variable de la porosa en el curso de tiempo medio. El volumen del medio poroso puede variar en el curso del tiempo debido a la compactación del suelo arcilloso bajo el efecto de la carga o por compactación de suelo arenoso incoherentes después de la alteración de su estructura, por ejemplo, con un poco de la carga dinámica.

Earthfill presas son más a menudo dañados o fallan como consecuencia de la creación de caminos de filtración concentrado, originarios inmediatamente después de la construcción. Esto podría ocurrir debido a la construcción incorrecto o negligente, debido a errores en el diseño, o la incorrecta valoración de las condiciones locales. caminos concentradas de la filtración también pueden ocurrir durante las condiciones de servicio de la presa debido al exceso de deformaciones de las masas de tierra y las estructuras de hormigón que están conectados con ellos.

Ejemplos característicos para la aparición de filtraciones inadmisible son: 1.

Incorrectamente diseñado contorno exterior de una estructura de hormigón de transporte de agua en el cuerpo del dique ( F ig. 7.3a). Los lados externos de la tubería ab y discos compactos, si están inclinadas hacia el interior, voladizo por encima del terraplén. Después de asentamiento del terraplén (en el curso del tiempo) a lo largo de los lados ab y discos compactos, se formarán fisuras (1) que representan trayectorias ideales para la aparición de filtraciones concentrado.

La filtración a través terraplén embalsa 157

2. conjunta mal diseñado de terraplén presa con muro de hormigón longitudinal ( H igo. 7.3b). Lado AB es relativamente poco inclinado, mientras que el lado antes de Cristo es relativamente empinada. macizo de la tierra ABDF durante la liquidación viene a través de una resistencia a la fricción a lo largo de la superficie

AB, mientras macizo BCED desliza a lo largo de la superficie escarpada ANTES DE CRISTO, como resultado de lo cual, en la zona DB, que puede conducir a la aparición de una zona peligrosa de tierra compactada mal - un camino potencial para la filtración de concentrado. Del mismo modo, en el ejemplo mostrado en la figura 7.3c, en la que es evidente que, debido a la diferencia de los asentamientos a la izquierda y a la derecha de la línea D ELAWARE, q ue dará lugar a la esquila de la earthmaterial en la zona

CE. Como consecuencia de ello, puede conducir a la formación de un conducto de filtración concentrado.

3.

Incorrectamente diseñada la estructura del aliviadero sobre la presa, e n cuyo caso, después de la liquidación del terraplén, una zona peligrosa puede ocurrir inmediatamente por debajo de la base de la estructura de hormigón.

En el capítulo 3 erosión mecánica fue mencionado como una de las consecuencias del proceso de la filtración a través del cuerpo de diques de contención ya través de las bases de ambas terraplén y presas de hormigón. La erosión mecánica puede iniciar tubería. Algunos ejemplos característicos para la aparición de la tubería debido a contacto irregular del material de relleno y las estructuras de hormigón se dan en la página anterior. En el caso de un dique de núcleo central tierra-rock hay principalmente tres procesos que pueden iniciar la tubería: la erosión hacia atrás, fuga concentrado y suffusion mecánica. la erosión hacia atrás s e inicia en el punto de filtración de salida y la erosión progresa gradualmente hacia atrás formando un tubo. fuga de concentrado inicia una grieta o una zona de tierra suelta que emana de la fuente de agua a un punto de salida. Erosión continúa gradualmente a lo largo de las paredes del agujero erosión intensificación de la fuga concentrado. S ufusión es el proceso mediante el cual las partículas finas del suelo lavar o erosionar a través de los huecos formados por las partículas gruesas. Esto se puede evitar si el suelo tiene una distribución de tamaño de grano de sonido, con suficientes huecos pequeños. Si suffusion se lleva a cabo, a continuación, el suelo se llama internamente inestable. El suelo es internamente estables si el flujo de la filtración no se erosiona partículas. Posibles modelos para el desarrollo de la insuficiencia por tubería en una presa de tierra-rock con un núcleo central se presentan en la Figura 7.4A y B (adoptados de Foster, 1999).

Figura 7.4 modelos posibles para el desarrollo de la insuficiencia de tubería en una presa de tierra-rock con el centro

núcleo. (A) hacia atrás tuberías erosión; (B) concentró tubería de fugas; (1) material de baja permeable tierra; (2) material altamente permeable.


Figura 7.4A muestra la existencia de fugas en el lado aguas abajo del núcleo y la iniciación de la tubería erosión hacia atrás (a). A continuación, la erosión hacia atrás continúa y avanza para formar un tubo (b), dando lugar a l a formación de un mecanismo de incumplimiento. F igura

7.4B muestra el modelo de tubería de fugas concentrado. En primer lugar, la erosión se inicia a través de la grieta o agujero en el núcleo (c), entonces la erosión continúa, agrandando el agujero así como la fuga de concentrado (d), con como una formación consecuencia final de un mecanismo de incumplimiento. Dependiendo del tipo de cimentación, en algunos casos de tuberías también puede ocurrir a través de la base y desde el terraplén en la fundación. Medidas para la prevención de la erosión interna se describen en la sección 7.3.

LÍNEA 7,2 filtraciones y NET hidrodinámicos en EMBANKMENT DAMS

Con el fin de que sea posible analizar la filtración en el cuerpo de un dique de contención, en primer lugar es necesario determinar la posición de la línea de filtración tras el establecimiento del flujo estacionario, que representa una línea límite superior de movimiento. Hay un número de métodos para su determinación, pero themethod de Arthur Casagrande se utiliza con mayor frecuencia, que se muestra en el ejemplo de una presa de tierras homogéneo (Fig. 7.5). Casagrande se aproxima a la línea de la filtración con una parábola cuyo foco está en el punto A. Si metro denota la distancia desde el extremo de aguas arriba de la presa a la proyección sobre la horizontal del punto de contacto entre el agua y la presa, a continuación, el punto de intersección de la parábola teórica y el nivel de agua es 0,3 m de distancia desde el punto SEGUNDO. La ecuación de la parábola en coordenadas polares es el siguiente:

ρ = y 0

(7,1)

1 - cos θ

dónde ρ = distancia radial desde el foco a un punto arbitrario en la parábola, θ = el ángulo que se forma entre la línea radial y el eje de la parábola, en este caso el x eje. Parámetro y 0 puede determinarse gráficamente si Drawa archwith circular de un radio R = AB 2 y un centro de UN, al x eje, como se ha mostrado en el diagrama. Ahora, también se puede obtener otros puntos de la parábola mediante la sustitución θ = α, D ( θ = 90 grados), y E ( θ = 180 °). Con el fin de obtener la línea de la filtración real, es necesario llevar a cabo ciertos ajustes a la entrada y la parte de salida. A saber, el principio de la línea de infiltración debe estar en el punto SEGUNDO, en un ángulo recto en relación a la pendiente de la presa, ya que es la intersección de una línea de flujo de movimiento y una línea equipotencial. Inmediatamente después, la línea de la filtración se conecta tangencialmente con la parábola teórica y continúa a lo largo de ella. En la cuesta abajo, sale no en el punto do 0, pero algo más baja, por lo DO, en el que el abandono de la parábola teórica y la articulación con la pendiente presa se realiza tangencialmente. La distancia un, de acuerdo con las marcas en la Figura 7.5, depende del ángulo de α y puede determinarse por medio del valor c = a / (a + un) y mediante el uso de la expresión (7.1) al reemplazar θ =α y ρ = a + un, p or lo que será: a + a = y 0

1 - cos α

(7,2)


Figura 7.5 La determinación de una línea de la filtración.

Figura 7.6 Diagrama para la determinación de

un ( después de Creager et al., 1955).

Figura 7.6 da diferentes esquemas al final de la línea de la filtración, dependiendo del tipo de drenaje en la parte de extremo y una parte intermedia de la presa de tierras (ver Capítulo 10). Si se trata de una presa de tierra-rock, entonces la línea de la filtración se puede determinar de la misma manera, por supuesto, sólo a través del núcleo. Sin embargo, si se trata de un núcleo delgado, cuando B / H < ½ , entonces la línea de filtración, debido a la corta trayectoria en el lado aguas abajo del núcleo, se mueve hacia abajo un poco y se puede extraer solamente por medio del punto de entrada y el punto de salida, obtenida a partir de la expresión:

0.65 segundo marido 0 =

(7,3)

1 - broncearse( π 2 - α)

de acuerdo con las designaciones en la Figura 7.7. Cuando se conocen las condiciones de contorno, la red hidrodinámica a través del cuerpo de una presa de tierras o a través del núcleo de una tierra-presa de la roca para una filtración estacionaria


Figura 7.7 línea de filtraciones en el caso de un núcleo delgado.

Figura 7.8 neta hidrodinámica través de una presa homogénea y a través del núcleo de un planeta tierra-rock presa.

flujo se puede extraer relativamente fácil, mientras que se adhiere a los principios y reglas establecidas en la sección 3.5, tal como se presenta en las figuras 7.8a y b. E n el caso de un flujo de filtraciones no estacionario, los límites de flujo varían en el curso del tiempo, y lo mismo ocurre con la red de flujo o patrón. Figuras 7.8c y 7.8d presentes redes hidrodinámicos para el primer momento, después de la repentina reducción del nivel de agua desde la posición I a la posición II.

En la práctica contemporánea, la solución de los problemas relacionados con la filtración a través de diques de contención se facilita considerablemente, gracias a la aplicación de los métodos numéricos (Kalkani, 1989), en primer lugar el método de elementos finitos. Hay una serie de productos de software en el mundo sobre la base de este método. productos de software bien conocidos que se ocupan de problemas de filtración son los paquetes de software SEEP / W (GEO-SLOPE, Canadá), Diana (TNOCompany, Países Bajos), SVFlux (SoilVision Systems, Canadá), entre otros. Por medio de estos paquetes de software que es posible resolver los más simples a los más complejos problemas estacionarios y no estacionarios (teniendo en cuenta la anisotropía, no homogeneidad, ilimitada extensión de los estratos, etc.). El programa genera automáticamente la línea de la filtración, por lo que los métodos para su determinación para diferentes tipos de diques de contención se vayan aparejados a la historia. El trabajo con estos programas es relativamente fácil, ya que hay una posibilidad de generación automática de la malla de elementos finitos, clara asignación de la entrada

La filtración a través de terraplén embalsa 161

Figura 7.9 líneas equipotenciales (en metros) para una presa homogénea sobre una base impermeable para un estacionario flujo de filtración, obtenido por medio del método de elementos finitos utilizando SEEP / W. (1) El cuerpo del material de la tierra permeable mal de la presa; (2) prisma de drenaje; (3) La línea de la filtración.

Figura 7.10 Sección transversal de una presa no homogénea analizado.

parámetros, así como una presentación analítica y gráfica abundante de numerosos valores de salida. De particular importancia es el hecho de que los paquetes de software mencionados pueden trabajar junto con otros paquetes de software (para el análisis de la estabilidad, el estado de tensiones-deformaciones, para el transporte de materiales contaminados, etc.), de modo que los datos obtenidos por el análisis de la filtración se leen automáticamente en ellas como entrada.

Como una ilustración de la solución de los problemas de filtración mediante el uso de los programas mencionados anteriormente, primero de todo citar un ejemplo relativamente simple del flujo de filtración estacionaria a través de una presa de tierras homogénea con un prisma de drenaje fundada sobre una base impermeable (Fig. 7.9) . En una geometría conocida de la presa, nivel de agua, y el coeficiente de permeabilidad del material poco permeable en el cuerpo de la presa, el programa genera la línea de filtración (3), y calcula el potencial en los nodos de elementos finitos. Figura 7.9 muestra las líneas equipotenciales en una equidistancia de 2,5 m, para un plano de referencia que coincide con la fundación de la presa.

Un ejemplo más complejo de la filtración en condiciones de no homogeneidad material se presenta en la Figura 7.10. La presa, 20 metros de altura, está construido de material de arena permeable (2). Se basa en un estrato de tierra relativamente impermeable (3), 30m de espesor. Como un elemento impermeable se ha previsto un paramento de material de arcilla (1), menos permeable que el material de la tierra en la base, que se extiende en una manta horizontal aguas arriba para alargar el camino de la filtración en la base.


Figura 7.11 líneas equipotenciales (en metros) para el estado de un depósito lleno (plano de referencia 0-0). (1) La línea de la filtración.

Figura 7.12 Las curvas de nivel de la presión de poro para un depósito lleno (en metros).

Figura 7.13 Las curvas de nivel de la presión de poro de una reducción repentina del nivel de agua (en metros).

Con la aplicación de software para el análisis de infiltración, el complejo problema puede ser resuelto con éxito, la filtración puede ser claramente percibido, y se obtienen datos valiosos, esencial para su posterior análisis. Por ejemplo, la Figura 7.11 muestra las líneas equipotenciales para un estado de flujo de la filtración establecido para un depósito lleno. Debido a la gran diferencia entre la permeabilidad de los materiales en el cuerpo de la presa y su orientación, la línea de la filtración (1) a través del frente de repente deja de funcionar, mientras que el cuerpo de la presa no es muy elevado por encima de la base, con una salida en el sentido descendente fin. Las líneas equipotenciales se concentran más densamente en el material más mal impermeable (en el revestimiento), desde la que se extienden de forma continua en la base más permeable.

Figura 7.12 presenta las curvas de nivel de la presión de poro para el estado de un depósito lleno, mientras que la Figura 7.13 hace lo mismo para un flujo de filtración no estacionario, tras la reducción del nivel de agua para 13.5m (presiones se dan en metros). La reducción de


el nivel de agua se ha simulado en incrementos de 10, por un período de 11,5 días. De las figuras anteriores es evidente que, incluso con una reducción tan repentina del nivel de agua, la presión de poros en el revestimiento se disipa en gran medida.

7.3 Medidas contra el efecto nocivo de la FILTRACIÓN Uno de los principales objetivos en el diseño y la construcción de presas earthfill consiste en la creación de condiciones bajo las cuales se evita la formación de rutas de filtración concentrados y será eliminado el peligro de la aparición de deformaciones de infiltración no permitidas. A este respecto, de la mayor importancia es la acción contra el aumento de la infiltración local, así como la erosión interna.

7.3.1 Acción contra la infiltración local de levantamiento

filtraciones local naciente a través de material de la tierra puede ser causada por el efecto de la fuerza de empuje de flotación F w y la fuerza de las filtraciones F t, q ue se determinan por medio de las fórmulas (3.2) y (3.3). La medida básica para la acción contra el aumento local de material pobremente permeable al agua es su carga con una capa de un material de cruz de grano - grava o piedra. Consideremos una capa de tierra, que se encuentra bajo el efecto de las fuerzas de filtración verticales F t, y dirigida hacia arriba (Fig. 7.14). Con el fi n de prevenir el aumento del volumen de la tierra A B C D, bajo la acción de fuerzas de filtración, debe ser cargado con una capa de material de grano grueso con un espesor Y, determinado por medio de la ecuación:

1 k s

( y · γ k + re · γ ') = re · F t

(7,4)

dónde γ k = u nidad de peso de la gruesa grainedmaterial en una condición seca o sumergido; d = e spesor de la capa de tierra responsable a la creciente; γ '= u nidad de peso del material de la tierra en un estado sumergido; y k s = c oeficiente de seguridad. Otro medio de la acción contra el aumento de la infiltración local es la ejecución de drenaje. Supongamos que la presa de tierras se ha realizado en una capa relativamente delgada de arcilla, belowwhich hay una capa de arena de grano grueso (material relativamente permeable; Fig. 7.15). Analicemos la pérdida de presión a lo largo de la línea de flujo A B C D. La pérdida de presión en la sección de antes de Cristo a través de la arena permeable se puede despreciar, por lo que la pérdida de presión se llevará a cabo sólo en secciones AB y DISCOS COMPACTOS. En cada uno de ellos, habrá una pérdida de presión igual a 0,5 / MARIDO, ya que la presión sobre la estructura es igual a la pérdida de presión a lo largo de toda la longitud de cualquier línea de flujo, desde la cabecera al agua cola. De esta manera, el nivel de agua en los piezómetros (1) y (2) será en la práctica ser iguales.

Figura 7.14 Medidas contra la filtración de levantamiento. (1) el material de grano grueso; (2) material de la tierra.


Figura 7.15 Acción contra las filtraciones en aumento. (1), (2) Piezómetros; (3) capa de arcilla; (4) arena; (5) de drenaje.

La capa de arcilla fina en la zona de agua de la cola puede ser elevada bajo presión de agua de filtración (a la cantidad de 0,5 MARIDO). C on el fin de prevenir la aparición de una deformación tal filtración es suficiente, en la zona inmediatamente aguas abajo de la presa, para llevar a cabo el drenaje vertical (5). Tener instalado como drenaje, no habrá prácticamente ninguna pérdida de presión en la sección de discos compactos de la línea de flujo, mientras que el nivel de agua en piezómetro (2), así como en piezómetro (1), bajará hasta el nivel del agua de cola. La pérdida total de presión, igual a MARIDO, s e llevará a cabo en la duración AB de la línea de flujo examinado.

7.3.2 Acción contra la erosión interna Lo que se llama filtros inversos ( F ig. 7.16) se construye como una medida de protección contra la erosión interna. Se componen de una combinación de capas de material de tierra o piedra con diferentes distribuciones de tamaño de grano. Estos filtros se construyen en los embalses earthfill y en presas de tierra y rocas, con el objetivo de prevenir la erosión del material de la tierra en el terraplén y la fundación, lo que podría ocurrir bajo el efecto de las fuerzas de filtración en el cuerpo de la presa, y la fundación. Si estos filtros no funcionan satisfactoriamente, puede conducir a un fallo de la presa debido a la erosión. Es por ello que también se llaman estos filtros filtros críticos. En esta cláusula se considerará la construcción y los requisitos con respecto a estos filtros.

Más moderados son los requisitos para los filtros que se construyen aguas arriba del núcleo de la tierra en el caso de earthfill presas y presas de tierra y rocas, así como por debajo de la capa protectora de roca-llenado a través de la pendiente de earthfill presas. Estos filtros se llaman f iltros no críticos porque, en un buen número de casos, su posible funcionamiento efectivo insuficiente no se ponga en peligro la estabilidad de la presa.

El tamaño de las partículas y granos del material en capas particulares aumenta en la dirección del flujo de agua de infiltración. capas de filtro siempre se construyen de material permeable al agua y deben satisfacer los siguientes requisitos básicos: 1.

Las partículas de los materiales de base, que está protegido por medio de los filtros, no debe penetrar en los poros de la primera capa de filtrado (adyacente); una excepción sería sólo una pequeña parte de las partículas, cuya extracción no puede causar un asentamiento más importante de la capa de base;


Figura 7.16 Presentación esquemática de un filtro (a) y un esquema para el cálculo del filtro (b). (1) básico material; (2) capas de filtrado; (3) de drenaje.

2.

Partículas de cualquier capa filtrante no debe penetrar en los poros de la capa siguiente;

3.

Las partículas de la última capa filtrante no debe penetrar entre los granos del drenaje que toca;

4.

capas filtrantes no deben conducir a colmatación, es decir, la deposición de sedimentos a través de la introducción de partículas de la capa que está siendo protegida; y

5.

Los filtros deben facilitar el drenaje interno del agua de filtración, evitando una aparición de aumento de la presión de poros en la presa o la fundación. Para la primera función, los filtros deben tener suficientemente pequeños poros con el fin de impedir el paso de partículas del núcleo y para bloquear las partículas de forma continua, a través de toda el área de la filtración, sin discontinuidades locales.

Material de filtros se obtiene de bancos de préstamo, como material natural, o de lo contrario se obtiene, en particular, fracción por medio de trituración y / o por medio de la detección de material local. En el diseño de los filtros, es necesario para determinar el número y espesor de las capas, así como la distribución del tamaño de grano requerido de cada filtro. El número de capas de filtrado, con mayor frecuencia, varía de 1 a 3. El espesor δ de las capas de filtrado depende de las condiciones y métodos de construcción de las obras y de la magnitud de la liquidación prevista de la base del filtro en el período de servicio de la estructura.

Si no hay una solución anticipada de la base, a continuación, los filtros que se construyen entre el material permeable al agua bajo básico y el drenaje debe tener un espesor de 20 cm, mientras que debe ser de 50 cm para la construcción en el agua. Si hay una posibilidad de asentamiento de la base, el espesor de las capas de filtrado aumenta significativamente. Los filtros entre el elemento impermeable al agua y el material de grano grueso en el cuerpo de presas de tierra y rocas más a menudo se hacen con un grosor de 3 a 4 m con el fin de permitir la construcción mecanizada sin obstáculos, a pesar de que para el desempeño de su función un espesor de 1,5 m sería suficiente. El objetivo más importante en el diseño de la pr otección del filtro es la determinación de la distribución del tamaño de grano de filtros particulares, por lo que deben ser capaces de cumplir con las tareas asignadas. La práctica actual en el diseño de filtros se basa principalmente en la extensión del conocido concepto propuesto por Terzaghi. Su simple criterio empírico está concebido para satisfacer los requisitos en relación con la permeabilidad al agua, y que tiene la siguiente forma:

re F15 < 4;

re F15

re 0 15

> 4

(7,5)


dónde re 15 y re 85 son los diámetros de los granos, de los cuales 15%, o 85%, respectivamente, son material más fino, adecuado para el filtrado y el material de base, en función del índice F o en 0. El criterio de Terzaghi no define la distribución del tamaño de grano del material de filtrado para un material básico específico. Por lo tanto, el material de arena-grava que satisface los criterios (7,5) puede tener una distribución de tamaño de grano diferente y la siguiente situación puede ocurrir: su permeabilidad puede diferir un poco de la del material básico. Tal caso se ha observado en el conocido presa Teton (EE.UU.), cuyo fallo ha sido un tema de análisis detallados. Además de eso, en el caso de materiales de arena-grava con una amplia clasificación que cumplen los criterios (7.5), existe el peligro de la aparición de discontinuidades, lo que podría conducir a la aparición de fisuras transversales.

instituciones autorizadas y expertos han estado tratando de mejorar las normas de Terzaghi, apuntando también a establecer criterios para una definición más precisa de la distribución del tamaño de grano del material filtrante. En la práctica contemporánea, en el diseño de filtros, es normal que distinguir dos casos: (1) cuando una capa de material incoherente está protegido, en cuyo caso se lograr una acción compuesta de dos materiales adyacentes, o bien la última capa de filtración está hecho de material compuesto con el drenaje; y (2) cuando el material cohesivo está hecho de material compuesto con la primera capa de filtrado.

En el primer caso se trata de materiales no cohesivos y consideración puede ser dada de la siguiente manera: Supongamos que las partículas del material, de alguna capa de filtración o desde el drenaje, tienen la forma de una esfera con un diámetro re (Fig. 7.16b). Tomando en consideración las condiciones indicadas que los filtros han tomeet, es evidente que el diámetro re de las partículas del material básico, que está protegida por el filtro adyacente, debe ser tal que las partículas no sería capaz de obtener a través de poros con un diámetro re 0, que se han formado entre los granos de la capa de filtrado con un diámetro RE. El radio D / d, que asegura la impracticabilidad geométrica de los poros entre las partículas gruesas de partículas finas con un diámetro re, depende de los siguientes factores: (1) Una porción de las partículas en realidad no tienen un esférica sino una forma irregular; (2) dentro de las capas, los granos tienen diferentes tamaños; y (3) delante de cada poro relativamente grueso, se forma una bóveda de partículas más finas.

El radio D / d = ξ se llama el coeficiente de capa intermedia y, de acuerdo a las recomendaciones de referencias de libros de texto, debe satisfacer la siguiente condición: ξ ≤ 10

(7,6)

mientras que al mismo tiempo cumplido la condición de uniformidad:

η ≤ re 60 ≤ 10 re 10

(7,7)

dónde re 60 y re 10 son diámetros de las partículas del material, con una participación de 60%, o 10%, de la masa total. Si la filtración se lleva a cabo desde arriba hacia abajo (Fig. 7.17a), entonces para ξ es posible para permitir incluso un valor más grande, ya que, en tal caso, hay resistencia adicional a la extracción de las partículas de l a capa más fina de grano, exhibidas por su masa. En los casos de los gradientes más pequeños de la presión, como en el caso (b), el filtro también podría ser dejado fuera (Sutherland, 1988).


Figura 7.17 Diferentes direcciones de infiltración.

En el último caso, cuando el material básico cohesivo está protegida por medio de un filtro, el coeficiente de la capa intermedia puede ser mucho mayor que 10. Para este fi n, así como para los filtros que protegen el material suelto método, el USBR (USBR, 1977) se utiliza ampliamente. En consecuencia, es:

re F15 = ( 12

÷ 40) re 0

15; re F

50 = ( 12

÷ 58) re 0

(7,8)

50

Dos parejas de puntos se pueden obtener de esta manera. Mediante el uso de ellos, es posible dibujar líneas de contorno de la distribución de tamaño de grano de la capa de filtrado, mientras que se adhiere a las siguientes condiciones adicionales: (1) A través de un tamiz de 0,074 mM, theremust no pase más de 5% del material en la capa de filtrado; (2) re F 15 ≤

re 0

) 85; (3

el más grueso

granos del filtro no debe ser mayor que 70 mm con el fin de evitar la segregación del material; y (4) líneas de la distribución del tamaño de grano del material de filtro debe ser aproximadamente paralelas a la línea del material básico. El primer miembro de la criterio básico (7.8) de acuerdo con este método y el criterio adicional (1), dada anteriormente, hacen que el filtro sea más permeable al agua que el material de base; los demás criterios deben hacer que el filtro eficaz en la prevención de la erosión del material básico. Si hay necesidad de una segunda capa de filtro, a continuación, las líneas de límite de su distribución de tamaño de grano, para una curva asumida de Thematerial en la primera capa de filtro, se pueden determinar por medio de expresiones análogas a la ecuación (7.8):

2 re F15 = ( 12

÷ 40) re F 1

15; re F 2

50 = ( 12

÷ 58) re F 1

50

(7,9)

La experiencia con la aplicación de este método indica que no se puede aplicar estrictamente para materiales básicos con muy alto contenido de arcilla. Algunos autores (Fell et al., 1992) recomendar al aplicar el método Bureau, ignorar el criterio (4), y emplear la regla del Cuerpo de Ingenieros para el coeficiente de uniformidad:

η = re F

60

≤ 20

(7,10)

re F10

Muchos incidentes con diques de contención relacionadas con la protección del filtro indebida se produjeron hasta la década de 1970. Por lo tanto, durante los años 1970 y 1980 ingenieros prominentes investigaron el problema de diseño de filtros, tratando de mejorar los criterios existentes, así como desarrollar otras nuevas.


En 1967 un sumidero apareció en la cresta de la presa Balderhead (Reino Unido). La presa fue diseñada a f inales de 1950, y la construcción se completó en 1965. El depósito se llenó en febrero de 1966 y se mantuvo llena hasta abril de 1967, cuando un gran sumidero apareció en la cresta. Como medida de urgencia, el depósito que fue desembolsado unos 9 MCuando apareció otro sumidero. Estudio de la incidente indicó que se había producido la fractura hidráulica del núcleo grava-arena-limo-arcilla ampliamente graduada y la pérdida de material de núcleo por la erosión interna en el filtro. El propósito fundamental del filtro, para evitar la pérdida del material del núcleo de grano fino incluso si se produce agrietamiento, no se logró en esta presa. El problema fue investigado a fondo y se llevaron a cabo un gran número pruebas de laboratorio, porque en el momento de la vaca Green Dam, que pertenece al mismo propietario y con las propiedades del material del terraplén similares, acababa de comenzar la construcción. Había una necesidad urgente de proporcionar un filtro que impida la pérdida de material, incluso si una grieta llegara a ocurrir. Como resultado de la serie de pruebas de laboratorio realizadas por el Dr. Vaughan, se les dio criterios para llamado filtro “perfecta '' (Vaughan y Soares, 1982): “El principio de diseño adoptada fue la de definir un fil tro 'perfecta' como onewhichwill retener las partículas más pequeñas que pueden surgir durante la erosión incluso si llegan a la interfaz de filtro después de la segregación completa, sin la compañía de partículas más grandes que permitan auto-filtrado que se produzca. A primera vista, este principio parece ser poco práctico para arcillas, ya que un filtro con poros suficientemente finas para retener las partículas de mineral de arcilla más pequeños sería en sí misma de modo de grano fino como para ser cohesivo y sujeto al agrietamiento de la misma manera como el núcleo que se se supone que proteger. Sin embargo, la combinación de la química del agua y la arcilla filtración es tal que se produce la floculación, como suele ser el caso, entonces las partículas más finas que pueden surgir son flóculos de arcilla ''.

Bien conocido damengineer J. Sherard expresó gran interés en grietas, fractura hidráulica, y las tuberías en diques de contención (Sherard, 1973, 1985). Especialmente importante es su trabajo de investigación llevado a cabo en el laboratorio de mecánica de suelos Lincoln, Nebraska del Departamento de Agricultura de los Estados Unidos, durante un período de cuatro años (1981-1985), con los resultados publicados en varios periódicos. Dijo que hay una clara evidencia de que el núcleo impermeable de un terraplén damcan grieta y que un 'filtro “crítico' se requiere aguas abajo del núcleo que evitará el movimiento de las partículas del suelo desde el núcleo a través del filtro y, por tanto, sellará una fuga concentrado. Después de extensas investigaciones de laboratorio, el “ningún filtro erosión '' test fue ideado, véase la figura 7.18 (Sherard y Dunnigan, 1985).

1.

Para suelos que contienen grava, el filtro debe ser diseñado en la clasificación de la parte de la más fina del suelo que 4,76 mm.

2.

3.

4.

Para limos finas y arcillas que contienen> 85% (en peso) de partículas más finas que el 75 μ m tamiz, el filtro permisible para el diseño debería tener re F 15 ≤ 9 re 0 85. Para suelos impermeables - limos de arena y arcillas y limosa y arenas arcillosas - con 40 a 85% (en peso de la porción más fina que el tamiz 4,76 mm) más finas que 75 μ m tamiz, el filtro permisible para el diseño debe satisfacer la condición re F 15 ≤ 0,7 mm. Para limosa y arena arcillosa y gravas con ≤ 15% (en peso, de la porción más fina que el tamiz 4,76 mm)

más fina que la 75 μ m tamiz, el filtro permisible para el diseño debería tener:

re F15 ≤

4 re 0

85

(7,11)


Figura 7.18 “No filtro erosión '' aparato de ensayo (después de Sherard y Dunnigan, 1985).

dónde re 0

85 se

refiere al material en general, incluyendo gravas (Sherard y Dunnigan, 1985; Fell et al., 1992).

La práctica demuestra que las recomendaciones de Sherard y Dunnigan deben ser aceptados, alongwith la adición de que las capas de filtrado no deben contener> 5% de partículas más fino que 75 μ m tamiz. Si se requiere una alta permeabilidad de filtro (como por drenaje), este límite debe ser de 2%. El coeficiente de uniformidad η no debe exceder de un valor de 20. Para las obras grandes y muy significativas, las investigaciones de laboratorio del filtro deben ser realizados mediante el uso de agua con la misma composición química que el esperado para el agua de filtración, con el fin de probar su eficacia. Foster y Fell han investigado los filtros de nuevo y en las presas existentes (Foster y Fell, 2001). Ellos recogidos y evaluados los resultados de las pruebas autores fromdifferent detalladas y llevaron a cabo pruebas adicionales para confirmar el trabajo previo y para investigar la erosión continua. En resumen, Foster y Fell apoyar los resultados de las pruebas obtenidas por Sherard y confirmar sus criterios recomendados. Su trabajo también confirmó que existe un considerable margen de seguridad entre la no-erosión y erosión requisitos excesivos para la mayoría de los suelos. Es decir, incluso si se produce algún tipo de erosión, los filtros serán finalmente sellar.

Ha habido intentos de establecer criterios aún más complejos, que tengan en cuenta la susceptibilidad del material a la erosión, expresados a través de esfuerzo de cizallamiento crítico ( Arulanandan y Perry, 1983). Basado en el procesamiento estadístico de los datos de las investigaciones de laboratorio y los resultados de un modelo físico para el transporte de material de tierra, una propuesta se ha propuesto para el siguiente criterio mejorado (Honjo y Veneziano, 1989), que se puede aplicar para los materiales de suelta:

re F15

re 0 85

≤ 5.5 - 0.5 re 0

95

re 0 75

para re 0

95

re 0 75

≤7

(7,12)


donde la relación re 0

95 / re 075 se

llama una Índice de auto-sanación, ya que con ella está ligada a la

capacidad de material de tierra para formar una capa que es susceptible a aceptable autocuración.

Vaughan y Brida han continuado sus investigaciones y han publicado una actualización de la “perfecta '' filtro (Vaughan y del freno, 2005). Sobre la base de muchos diferentes filtros probados, la permeabilidad de la 'filtro perfecto' tenía la siguiente relación al tamaño de flóculos o partícula que atraparía:

k = 6 .7 · 10 - 6 δ 1 .52

(7,13)

R

dónde δ R = tamaño de partícula más pequeña o floc retenido en micras (10

- 6

mm), k =

permeabilidad de filtro (m / s). La ecuación (7.13) se utiliza para diseñar filtros de nuevas presas. El flóculo o partícula tamaño más pequeño puede ser determinada y se debe proporcionar un filtro de la permeabilidad requerida.

Para su uso en las presas existentes, se propone la siguiente ecuación:

δ R = 2 .54 · 10 3 k 0 ,658

(7,14)

La ecuación (7.14) es para su uso en las presas existentes para dar una indicación de su vulnerabilidad o de otro modo a la erosión interna. La permeabilidad del filtro existente, o de relleno no cohesivo aguas abajo del núcleo, si no hay filtro está presente, se mide y la ecuación da una indicación del tamaño de partícula o floc que podría atrapar. Comparando esto con el tamaño de partícula floc presente en el núcleo muestra si la erosión podría ocurrir y cuánto del núcleo pueden perderse. Las siguientes observaciones y conclusiones son hechas por los autores antes citados:

•

La permeabilidad real del filtro en la mayoría de los casos es sustancialmente menor que la permeabilidad requerida. Esto implica que la gradación de tamaños por debajo de la D 15 contener un porcentaje sustancial de limo sin cohesión, de manera que la permeabilidad se reduce por las partículas de limos dentro de los huecos de las arenas y gravas.

•

El actual D 15 tamaño del filtro para Ardingly presa es considerablemente mayor que el calculado D 15 tamaño del filtro uniforme. Para los dos proyectos en Chipre, el actual D 15 tamaño es de 7 a 10 veces mayor que la calculada D 15 tamaño del filtro uniforme, sin embargo, la permeabilidad resultante del filtro es inferior a la requerida. Esto implica que se usó un filtro bien graduada con amplios porcentajes de arena fina y limo sin cohesión gruesa.

•

El tamaño de los flóculos CowGreen Dam, en el Reino Unido y para Dhypotamus presa en Chipre es 6microns. La permeabilidad requerida del filtro, 0.010 cm / s, y la resultingD 15 tamaño de un filtro uniformemente clasificado, 0,10 mm, son los mismos. El actual D 15, Sin embargo, para estas dos presas es muy diferente, 0,10 mm de Vaca verde y 1,00 mm para Dhypotamus. Esto se debe a que las curvas granulométricas totales de estos dos filtros, tanto dando la permeabilidad requerida, son bastante diferentes.

•

El filtro de piedra caliza trituradora de carreras (no diseñado de acuerdo con “ '' conceptos filtros perfectos) se utilizan en Balderhead presa se incluye para comparación. El filtro fue segregada; permeabilidad y el D 15 tamaño variaba ampliamente de un lugar a otro permitiendo que los finos del núcleo para lavar a través del filtro.

En general, el concepto de 'filtro perfecto' se estimó como un conservador. Sin embargo, parece apropiado que para la ampliamente clasifica los suelos, como fue el caso en B alderhead


Presa, en particular los de origen glacial, se estudiará la adopción de diseños de filtros conservadores, posiblemente comprobar las consecuencias de utilizar el concepto de 'filtro perfecto'. Una propiedad importante de un buen filtro es baja susceptibilidad a la segregación. La separación de un material de suelo clasificado en más fina y zonas más gruesas podría ocurrir tras la colocación de material por descarga cuesta abajo durante la descarga y las operaciones de propagación. Las partículas más grandes tienen una tendencia a acumularse en la parte inferior. En general, todos los materiales ampliamente graduadas que no tienen suficientes multas para proporcionar un cierto grado de cohesión pueden segregar durante la colocación. Presencia de una zona gruesa en el filtro más grande que es necesario puede aumentar el riesgo de pérdida de finos desde el núcleo por la erosión interna. Por lo tanto, es especialmente importante para restringir el tamaño máximo de las partículas incluidas en un filtro (Mattsson et al., 2008). Algunos autores advierten que la cuestión de la segregación es una incertidumbre fundamental en el diseño de filtros en la ingeniería de presas (Milligan, 2003). En la práctica,

Kenney y Westland (1993) llevaron a cabo pruebas de segregación para estudiar el proceso de la segregación en diferentes suelos granulares. conclusiones principales fueron que: (1) todos los suelos secos que consisten en arenas y gravas se segregará fácilmente; (2) los patrones de segregación son repetibles en pruebas repetidas y la cantidad de segregación puede ser predecible; (3) agua impide eficazmente la segregación de los suelos más finos (por ejemplo, arenas), mientras que no tiene ninguna influencia sobre el comportamiento de segregación para suelos más gruesos (por ejemplo, gravas). El agua en los suelos no saturados reduce la segregación porque el mecanismo de clasificación es suprimida por el aumento de las tensiones efectivas causadas por las tensiones capilares que actúan en puntos de contacto entre las partículas húmedas. Los suelos con un alto contenido de partículas pequeñas son los más fuertemente influenciadas por estos efectos de las tensiones capilares.

Milligan (2003) concluye que la mayor parte de la incertidumbre relacionada con el diseño de filtros apropiado y colocación puede ser resuelto en gran medida mediante la especificación de la utilización de filtros de ancho, graduadas por poco, arena-rico, de una fina gradación que el límite se sugiere en la Fig. 7.19 y colocado húmedo en capas finas.

En el caso de filtros no críticas, requisitos relativos a la distribución del tamaño de grano son mucho más moderada. Por lo tanto, para la capa de filtro aguas arriba en presas de tierra y rocas, en el mayor número de casos es posible emplear una mezcla de arena, grava, y

Figura 7.19 límite gradación aproximado para la prevención de la segregación mojando (después de Milligan, 2003).


piedra, con un grano máximo de 150 mm. Esto haría que una transición entre el material de grano fino en el núcleo y la piedra en los elementos de retención. Un filtro similar puede ser utilizado también por debajo de la capa protectora de punta roca-llenado en la pista de aguas arriba.

En el diseño de filtros, geotextil se utiliza cada vez - agua tela permeable (más a menudo sintético), que se utiliza en una combinación con materiales de tierra y roca con el fin de mejorar sus propiedades y posibilidades, o para reducir costos. Una amplia gama de materiales geotextiles están disponibles que son adecuados para su aplicación en la construcción de capas de filtro. Se diferencian con respecto al tipo de polímero usado para su fabricación, el tipo de fibra presente, y la forma en que el tejido ha sido fabricado. De acuerdo con la intensidad de la solicitud, los siguientes materiales se utilizan para la fabricación de geotextil: polipropileno, poliéster, poliamida (nylon), polietileno, etc. Las fibras de estos materiales son procesados de diferentes maneras, por lo que se obtiene que geotextil en diferentes formas y con diferentes texturas (Fell et al., 1992). En la aplicación de geotextil como un filtro, su capacidad para retener partículas con ciertas dimensiones debe ser tomado en consideración, así como su permeabilidad al agua. la práctica en todo el mundo no ha adoptado una norma estricta para el tamaño de las partículas de geotextil debe retener o dejar pasar a través, o cómo se determinan. Sin embargo, las referencias de libros de texto mencionan un geotextil dejando a través de 0%, 2%, o 5%, del material de la tierra.

Una propiedad importante de geotextil es su capacidad para dejar pasar el agua a través. Esta propiedad se llama permitividad ψ y se define por medio de la expresión:

(7,15)

ψ = k n orte t

dónde ψ = permitividad; k n = c ruz permeabilidad plano de geotextil; y t = e spesor geotextil a presión normal en el geotextil. Mediante la aplicación de la ley de Darcy, se deduce:

q = Aki = k n orte

Un ht

(7,16)

es decir

ψ = k n orte

t = q

(7,17) decir ah

dónde q = t asa de flujo; h = p érdida de carga a través del geotextil; y A = á rea de flujo a través del geotextil.

Permitividad en geotextiles depende de esfuerzos normales que actúan sobre ellos; es decir, la capacidad de geotextil para dejar pasar el agua a través se reduce si se ha creado bajo las condiciones de la acción de alta presión, que tiene que ser tomado en cuenta en su diseño. Además, el llenado del geotextil con partículas finas de tierra tiene una influencia sobre su permisividad. En algunos casos, el geotextil puede ser utilizado para transmitir el agua a lo largo de su plano, cuando tiene el papel del drenaje. En tal caso, se trata de una cuestión de t ransmisividad ( θ ) del geotextil y viene dada por (Fell et al., 1992):

θ = k pag t = qL

hW

(7,18)


dónde k p = permeabilidad en el plano de la tela; t = e spesor de la tela; L = longitud de la tela; q = v elocidad de flujo en el plano de la tela; W = a ncho de la tela; y h = p erdió la cabeza. En transmisividad, también existe una influencia de la magnitud de las tensiones normales. En cuanto a los filtros hechos de material local, aquí también se utilizan diferentes métodos y criterios para su diseño. Sus permisos de aplicación de dibujo a las siguientes conclusiones concisas:

•

Función del filtro debe estar claramente definida, teniendo en cuenta las condiciones hidráulicas, así como la naturaleza del contacto protegida.

•

Para una capa de tierra floja básica para la filtración en una dirección: (1) el geotextil debe retener las partículas con un diámetro re 15 de la capa de base; (2) si la capa de base no está bien graduada, a continuación, un geotextil debe utilizarse con aberturas más pequeñas; (3) se debe prestar especial atención a la caso de una capa uniformbasic, cuando un pequeño error puede conducir a una situación en la que todas las partículas son más finas que las aberturas de geotextil; (4) el caso de la curva no uniforme de la distribución del tamaño de grano del material básico requiere una investigación individual y un enfoque conservador en el diseño.

•

Para la filtración con una dirección variable, o en un flujo turbulento en los materiales de base suelta, es necesario aplicar criterios mucho más rigurosos.

•

Para un material básico cohesivo, sin un flujo concentrado continua a través de fisuras o defectos similares, geotextil con poros finos, en cualquier caso, será una solución satisfactoria.

•

Si existe el peligro de la aparición de un flujo continuo a través de fisuras o a través de otras aberturas en un material de tierra cohesiva, la aplicación de geotextil como protección de filtro es muy cuestionable.

7.4 Los cálculos de la filtración FUERZA casuales de earthfill DAMS

La figura 7.20a muestra una presentación esquemática de la sección transversal de una presa de tierras con el drenaje. L denota la distancia media desde la cabecera al drenaje (que también puede ser la distancia al agua de la cola, si no hay drenaje). Con el fin de evitar una perturbación de la fuerza filtración ocasional del cuerpo de la presa y su fundamento, la longitud

L debe satisfacer la siguiente condición: J k = J kd

(7,19)

dónde J k = g radiente piezométrico, en la que no conduce a una alteración de la fuerza de infiltración casual, igual a UN, el gradiente medio para un área de filtración considerado; J kd = u n valor admisible de J k, o btenido por medio de un análisis estadístico de las presas contemporáneos ya construidos de trabajo normalmente. En el cálculo de la fuerza filtración ocasional de acuerdo con la fórmula (7.19), el cuerpo de la presa se considera por separado, y su fundamento se considera por separado. En la Figura 7. 20a, ambas áreas están separadas por la línea AB.


Figura 7.20 Esquemas para el cálculo de la fuerza filtración ocasional (después de Chugaev, 1985). (1) de drenaje; (2) línea de la filtración.

El valor de J k para el cuerpo de la presa en el caso de un earthfill homogénea damwith un prisma de drenaje de aguas abajo (Fig. 7.20b) o drenaje que incorpora un tubo (Fig. 7.20c), se determina según la fórmula:

J k = broncearse α = MARIDO L + 0.4 MARIDO 1

(7,20)

dónde α = ángulo de inclinación de la línea de la filtración MN ( a sumido como una línea recta) en relación con el horizonte; H = l a presión en la presa; MARIDO 1 = p rofundidad de cabecera; y

L = d istancia horizontal desde el contacto de la cabecera con la presa para el inicio del drenaje. Si el drenaje se coloca sobre la pendiente aguas abajo, como se muestra en la Figura 7.20d, o si no hay drenaje, entonces el valor de J k se calcula según la fórmula:

HL un + 0.4 MARIDO 1 + 0.4 J k = broncearse α =

(7,21)

MARIDO 2

dónde L UN = d istancia horizontal entre los contactos de cabecera y el agua de l a cola con la presa; y MARIDO 2 = p rofundidad del agua de cola. Si MARIDO 2 = 0 , la línea de la filtración se representa por la línea recta MINNESOTA. En el caso de un dique con un núcleo o revestimiento, la siguiente fórmula puede ser utilizado:

J k = MARIDO ' δ

(7,22)

dónde δ = significar grosor del núcleo o el revestimiento; y M ARIDO '= p resión sobre el núcleo o el revestimiento, que se obtiene por medio de cálculos de infiltración aproximados. Si M ARIDO 2 = 0 , se puede suponer que MARIDO '= M ARIDO 1.


Tabla 7.1 gradientes piezométricos (permisibles J kd) en el cual no hay perturbaciones de fuerza filtración ocasional de la fuerza filtración ocasional del cuerpo de earthfill presas (después Chugaev 1985). Los materiales en el cuerpo de la presa

J kd

arcilla compactada

arena de grano medio

1,50-1,95 1,05-1,35 0,70-1,00

arena arcillosa

0,55 a 0,85

arena de grano fino

0,45 a 0,75

Marga

Tabla 7.2 gradientes piezométricos (permisibles J kd) en el cual no hay perturbaciones de fuerza filtración ocasional de las fundaciones de la tierra por debajo de presas (después de Chugaev

1985). Materiales en la fundación de la presa

J kd

Arcilla

Marga

0,70-1,08 ,35-0,54

arena gruesa

0,32 a 0,48

arena media-gruesa

0,22 hasta 0,34

arena de grano fino

0,18 a 0,26

Determinación de J k para la fundación de la presa en el caso de un damwithout una manta y enchufe, y con un drenaje establecido (Fig. 7.20d), se realiza con la fórmula: HL 0 + 0 .88 T

L k =

(7,23)

r

dónde L 0 = anchura de presa en su fundación; y T r = profundidad de diseño de la capa de la tierra debajo de la presa - si esta profundidad es indeterminado, se puede suponer que T r = 0.5 L 0.

Si hay otro tipo de drenaje (en lugar de que está puesto en la pendiente aguas abajo), en lugar de L 0 en la fórmula (7.23) la longitud SER se va a utilizar (Figs. 7.20b y c). Si hay una manta horizontal o un tapón vertical, es decir, tapón, entonces J k se calcula por medio de la misma fórmula; sin embargo, L 0 se amplía, por la longitud de la manta, es decir, para dos veces la profundidad del hormigón de corte. Valores de la gradiente piezométrico permisible J kd, o btenido mediante el procesamiento estadístico de los datos de las presas ya construidas, se dan en la Tabla 7.1 y la Tabla 7.2 (después de RR Chugaev). Estos valores varían, dependiendo de la importancia de la presa (Chugaev, 1985).

Si, por una estructura diseñada, J k> J kd se ha obtenido, será necesario llevar a cabo cambios por medio de la cual se alarga la duración de la filtración. En algunos casos, sobre todo cuando se producen gradientes inadmisibles en la fundación de la tierra, posibilidades para la solución del problema pueden ser muy limitadas, mientras que la solución puede ser muy costoso.

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Capítulo 8

La estabilidad estática de diques de contención

8.1 INTRODUCCIÓN La era moderna de la construcción de diques de contención ha impuesto una necesidad esencial para el desarrollo de métodos para la determinación de la estabilidad estática de estas estructuras complejas, lo que haría posible el diseño de una estructura de la presa segura y económica. Cálculo de la estabilidad de diques de contención se divide en clásico y contemporáneo métodos. De acuerdo con los métodos clásicos, que comenzaron su desarrollo en las primeras décadas del siglo XX, el análisis de la sección transversal de los diques de contención consiste en el examen de su estabilidad a través de la consideración de las fuerzas que actúan en el plano supuesta de deslizamiento de una cuña de tierra , así como el cálculo de la resistencia contra cizallamiento, desarrollado a través del plano anticipada de deslizamiento. estabilidad de la presa se expresa a través de un coeficiente de seguridad contra el deslizamiento de las laderas. Los métodos de este grupo son llamados métodos "límite de equilibrio. Su deficiencia común es el hecho de que no tienen en cuenta las deformaciones que se producen tanto en el terraplén y en la fundación.

El coeficiente de seguridad sólo da un dato - la seguridad de pistas contra tierra de deslizamiento, mientras que para la obtención de una solución económica y segura es necesario con una precisión suficiente para prever la distribución de tensiones y deformaciones que se desarrollará en los puntos particulares en el terraplén y la fundación . En este sentido, la definición del estado de tensiones o deformaciones en el cuerpo de la presa y la fundación debajo es un problema muy complejo con muchos valores desconocidos, debido a lo cual la necesidad se impone para la fabricación de numerosos supuestos y simplificaciones. Aunque los inicios de los intentos para resolver este problema que plantea de nuevo a principios de los años treinta, una solución satisfactoria se encontró sólo en el curso de los últimos veinte años,

8.2 Los métodos clásicos En la práctica, para un análisis de la estabilidad de diques de contención, métodos clásicos todavía tienen una aplicación notable, por medio del cual se puede determinar la estabilidad de una cuña de la tierra, con una superficie prevista de deslizamiento. Los métodos clásicos datan de la segunda década del siglo 20 y originalmente se habían desarrollado para el análisis de


Figura 8.1 Diferentes formas de superficies de deslizamiento.

la estabilidad de las pistas originales durante la ejecución del lado corta a través de ellos, destinados a la construcción de las líneas ferroviarias y carreteras. Más tarde, se han ido adaptando a las necesidades específicas que han sido impuestas por los diques de contención. El lector, que tiene un mayor interés en estos problemas, tiene en sus libros de texto de eliminación especiales (Chowdhury, 1978; Nonveiller, 1987), capítulos apropiados de libros de texto (Eisenstein y Naylor, 1986; Nonveiller, 1979; Sherard et al., 1963; Sing y Sharma, 1976; Taylor, 1948), así como numerosos artículos en revistas profesionales (Abadjiev, 1994; Baker & Gorber, 1978; Christian et al, 1994;. chugh, 1981; Collins et al, 1988;. Di Prisco et al, 1995;. Drescher y Christopoulos, 1988; Katsuhiko y Keiichi, 1985; Leshchinsky, 1990; Low, 1989; Oka y Wu, 1990; Sarma, 1973, 1979; Stephenson, 1978; Bureau, 2011; y Wright et al., 1973).

La forma más a menudo se aplica de una superficie de deslizamiento es la superficie de rotación de deslizamiento que, en una sección transversal, que podría ser una línea circular (Fig. 8.1a) o una curva de otra forma (b). La superficie de deslizamiento también puede ser un plano roto (c), o bien una combinación de una rotación y una superficie plana (d). En términos generales, la tierra circular deslizante aparece en los medios de comunicación tierra homogénea, mientras que la tierra de rotación deslizante aparece a lo largo de una curva que es diferente de un círculo, en un medio no homogéneo.

Tierra de deslizamiento a lo largo de un plano roto o tierra combinado deslizante aparece cuando la presa se ha construido con zonas con claramente diferentes propiedades, o bien cuando el estrato superior de la base se compone de material no-rock. En este grupo de métodos, también conocido por los m étodos nombre límite de equilibrio, la resistencia al cizallamiento necesaria, el elemento de potencial de deslizamiento, limitado por la superficie de deslizamiento y el contorno de la presa, en un estado de equilibrio límite, se compara con el resistencia a la cizalladura disponible del material local. De esta manera, se puede obtener un factor medio de seguridad a lo largo de la superficie de deslizamiento.

Con el fin de determinar la superficie de deslizamiento, que tiene el factor más pequeño de seguridad, es necesario examinar un gran número de superficies de deslizamiento en diferentes posiciones. El problema es más a menudo tratado como una de dos dimensiones, mediante el cual se obtiene más resultados conservadores con respecto al tratamiento espacio del problema. En la continuación, hay brevemente se presentarán sólo el método de las rebanadas y el método de cuña.

8.2.1 Método de rebanadas En este método la superficie potencial de deslizamiento se supone que es cilíndrica; es decir, circular en sección transversal, con un centro O y un radio R (Fig. 8.2). El ABCD masa de la tierra sobre la superficie supuesta de deslizamiento ABC por medio de planos verticales se divide

La estabilidad estática de diques de contención 179

Figura 8.2 Método de rebanadas.

en rodajas (generalmente 8-12 unidades) con una anchura b. Se supone que la base de cada rebanada es una línea recta. En cualquier rebanada de la base forma un ángulo α con la horizontal, mientras que la altura, medida a lo largo del centro de la rebanada, es marido. El factor de seguridad contra el deslizamiento de la ABCD bloque ( F s) s e define como una relación de la resistencia a la cizalladura disponibles τ F y la resistencia al corte

τm etro, q ue deben movilizarse con el fin de mantener un estado de equilibrio límite que es:

F s = τ F

(8,1) τm etro

El factor de seguridad se toma para ser igual para cada rebanada, suponiendo que entre las rebanadas debe actuar fuerzas recíprocas. Los siguientes fuerzas actúan sobre cada rebanada en una unidad de longitud normal a la sección transversal:

•

Peso total de la rebanada, G = γ bh ( si es bajo el agua, el peso de la unidad se tomará en una condición saturada);

•

fuerza normal total en la base NORTE; e n general, esta fuerza tiene dos componentes: la fuerza normal efectiva norte ' y una fuerza de agua ul, dónde u es la presión del agua de los poros en el centro de gravedad de la base, mientras l es la longitud de la base;

• • • •

Fuerza cortante en la base, T = τ m etro l; Total de las fuerzas normales en los lados, mi 1 y mi 2; Las fuerzas de cizallamiento en los laterales, x 1 y x 2; Cualesquiera otras fuerzas externas.

El problema es estáticamente indeterminada. Con el fin de llegar a una solución, ciertos supuestos para las fuerzas entre rebanadas mi y x deben ser hechas, de modo que el valor del factor de seguridad es aproximada. La suma de los momentos debidos a las fuerzas de cizallamiento T, actúa a lo largo del arco A B C, en relación con lo O, para el caso de un equilibrio, debe ser igual al momento debido al peso

180 presas y estructuras accesorias hidráulicas de la masa de la tierra A B C D. Para una rebanada arbitraria, el brazo de palanca de peso GRAMO es R pecado α, Así será:

(8,2)

T · R = σ GRAMO · R · pecado α

Ya que:

T = τ m etro l = τ F

F s

(8,3)

l

será: Σ τ F F s

(8,4)

l = G · pecado α

y F s = στ F l

(8,5) GRAMO · pecado α

Para un análisis con tensiones efectivas será:

F s = ( do '+ σ ' b roncearse φ ') GRAMO · pecado α = ( do ' L a + b roncearse GRAMOφ· ' pecado NORTE) α

(8,6)

dónde L un es la longitud del arco A B C. Para una superficie supuesta de deslizamiento, el valor de

F s dependerá de la forma en que la fuerza norte ' se ha determinado, para el que hay una serie de soluciones. En la continuación, se describirán dos de tales soluciones. 8.2.1.1 solución Felenius' (método sueco)

Este es uno de los métodos más antiguos. Se caracteriza por el hecho de que para cada rebanada asumimos que las fuerzas en los contactos, es decir, las interfaces con las rebanadas adyacentes, son iguales a cero. La fuerza normal se encuentra por separado para cada rebanada de la expresión:

(8,7)

norte '= GRAMO c os α - ul

de manera que el factor de seguridad será: ( GRAMO c os α - ul) G · pecado F s = do ' L a + b roncearse φ '

(8,8)

α

Los valores de los componentes GRAMO p ecado α y GRAMO c os α puede ser determinado para cada rebanada bymeasuring a partir del dibujo (gráficamente) o mediante cálculos. Este método da valores más bajos para el factor de seguridad, en comparación con los métodos más precisos de 5-20%.

8.2.1.2 método de Bishop Modificado

En este método, descubierto en 1952, se supone que las fuerzas resultantes en los lados de las rebanadas son horizontales; es decir:

x 1 - x 2 = 0

(8,9)


En el equilibrio en la base de cada rebanada, la fuerza de corte es:

T = 1

F s

(8,10)

( do ' l + N ' broncearse φ ')

Mediante la proyección de todas las fuerzas que actúan sobre la rebanada en la dirección vertical, se obtiene:

G = N ' cos α + ul cos α + do ' l

F s

(8,11)

pecado α + norte ' broncearse φ ' pecado α

F s

y por lo tanto:

F s pecado α - ul cos α norte '= GRAMO - do ' l cos α +b roncearse φ ' pecado α

(8,12)

F s

Si llevamos a cabo un reemplazo l = b segundo α de la ecuación (8.6), siguiendo ciertos reordenamientos, obtenemos:

}

Σ{ F s = 1

segundo α

(8,13)

[ do ' b + (G - ub) b roncearse φ '] GRAMO pecado α

1 + broncearse α broncearse φ ' F s

Por razones prácticas, es bueno que la presión del agua de los poros debe ser expresada con respecto a la presión total del terraplén por medio del coeficiente adimensional de la presión de agua de los poros r u:

r u = u

(8,14) γ marido

A continuación, para cada uno:

r u = u

(8,15)

gb

Ahora, la ecuación (8.13) será: 1

F s =

}

Σ{

segundo α

[ do ' b + G ( 1 - r u) b roncearse φ '] GRAMO pecado α

(8,16)

1 + broncearse α broncearse φ ' F s

Puesto que en la última ecuación el factor de seguridad no se da en una forma explícita, la solución se obtiene por medio de aproximaciones sucesivas. Este método es adecuado para la programación, inwhich se puede introducir en el programa themore compleja geometría de la presa, con más capas que tienen diferentes propiedades. Este método es más preciso que el de Suecia, mientras que el desconocimiento del factor de seguridad no supera el 7%.

8.2.2 método Wedge En este método, que se originó en los EE.UU. en los primeros años cuarenta, se supone que la superficie de deslizamiento es un plano roto que, junto con el contorno de la presa y el


Figura 8.3 Los casos de aplicación del método de cuña. (A) presas earthfill sobre un estrato horizontal delgada de suelo débil; (B) las presas de tierra y rocas fundada sobre la roca. (1) plano previsto de deslizamiento; (2) de cuña activo; (3) de cuña pasiva; (4) de grano fino material de tierra cohesiva; (5) el material de grano grueso.

líneas verticales, dibujados en la ruptura, es decir, torneado, puntos de la superficie, divide la masa potencial de deslizamiento en dos o tres grandes bloques o cuñas. La superior se llama el a ctivo Wedge, mientras que el inferior se llama el pasivo cuña. En un caso de la existencia de tres cuñas, las dos inferiores se denominan pasivo porciones. Este método da buenos resultados y es adecuado para su aplicación en los dos casos siguientes:

1. Cuando una presa de tierras se basa en un estrato horizontal delgada de material tierra débil, que representa la capa superior de la base (Fig 8.3a.); 2. Cuando se trata de una presa de tierra-rock, fundada sobre la roca (Fig. 8.3b). En el primer caso, el fallo lo más probable ocurrir como consecuencia de movimiento a través de la capa horizontal débil en la base; mientras que en el segundo caso, se puede esperar que la superficie de falla que pasa a través del material no cohesivo en las conchas estará cerca de un avión. Con el fin de determinar el factor de seguridad contra el deslizamiento a lo largo de una superficie prevista, lo que se considera es un estado de equilibrio del cuerpo potencial, es decir, el elemento de deslizamiento bajo la acción de fuerzas externas e internas. Se analizan las cuñas establecidas aparte del cuerpo y su condición de equilibrio. La fuerza E ( F ig. 8.3b) actúa en el contacto entre las cuñas, que se llama el fuerza activa de la presión de la tierra, o el fuerza pasiva de presión de la tierra, d ependiendo de la cuña al que pertenece.

En un caso general, esta fuerza con respecto a la horizontal, forma un ángulo δ = (1 /2 -2 /3) φ, y si la superficie de contacto está en las proximidades de la cresta de la presa, entonces se supone que es horizontal. Después de la separación de la base, la reacción del suelo R actúa sobre la superficie de contacto de la cuña, con una dirección que forma un ángulo φ a la normal de la superficie de contacto. De esta manera, sólo las intensidades de las fuerzas mi y R son desconocidos para cada cuña, de modo que puedan determinarse a partir de las dos condiciones de equilibrio en un plano.


Para que el cuerpo de potencial, es decir, elemento de deslizamiento, para estar en un estado de equilibrio límite, debe ser mi a = mi p ag, dónde mi un y mi p ag son las fuerzas de empuje activo y pasivo, respectivamente.

El factor de seguridad en este método se define por las siguientes expresiones:

F s = b roncearse φ ; broncearse φ re

F s = do

(8,17) do re

dónde φ y do son parámetros de la resistencia al cizallamiento del material a lo largo del plano de deslizamiento, mientras φ re y do re son parámetros adecuados, necesarios para que el cuerpo sea en un estado de equilibrio límite. Debido a la indeterminación estática del problema, aquí también el factor de seguridad se determina por medio de asumir su valor y por un enfoque gradual a la solución. Por supuesto, en este modelo, es necesario también para examinar la estabilidad de un gran número de diferentes planos de deslizamiento con el fin de encontrar el que tiene el factor de seguridad mínimo.

8.2.3 Estados en los que se examinó la estabilidad de diques de contención Para diques de contención, es necesario examinar la estabilidad de la pendiente de aguas arriba y aguas abajo de la pendiente, para las condiciones más adversas de carga. Cuando se trata de una presa de tierras o una presa de tierra-rock, para la pendiente ascendente, el estado inmediatamente después de la construcción de la presa es crítica, así como de un rápido drenaje hacia abajo del nivel del depósito. Esto es porque la presión de poro que las causas de agua en los materiales de la tierra permeables al agua pobremente no pueden ser empujados fuera de los poros dentro de un período de tiempo corto. Para el talud de aguas abajo, los estados más peligrosos son los que inmediatamente después de la construcción y con un depósito lleno con el flujo de filtración estacionaria establecida.

8.2.3.1 Estado inmediatamente después de la construcción

materiales de tierras cohesivos se colocan en el cuerpo del dique de contención por medio de compactación a la humedad óptima (o algo mayor que la presión óptima), como consecuencia de las cuales el 80-90% de los poros están llenos de agua, mientras que el resto se llena de aire. Cargando que se impone debido al avance del terraplén y debido a los medios de compactación que, en el curso de la construcción, está aumentando de forma permanente, ejerce presión sobre el agua-aire fluido, causando la presión de poro en el material poco permeable de grano fino . La magnitud de la presión del agua de los poros depende de muchos factores - la humedad durante la colocación del material, compresibilidad y permeabilidad al agua del material de ser colocado, el avance de la construcción, y las posibilidades de la disipación de la presión de agua de los poros a través de construcciones de drenaje. Hay varios métodos para la anticipación de presión de poros en el estado inmediatamente después de la construcción; Sin embargo, la exactitud y fiabilidad con todos ellos son limitadas debido a la imposibilidad de realidad que abarca todos los factores pertinentes. El método más frecuentemente utilizado es el que se basa en parámetros determinados por medio de un ensayo triaxial. Para un estado analizado, la presión de poro de agua u, en algún punto de la capa de tierra, será:

u = u 0 + u

(8,18)


Figura 8.4 Earthfill presa con capas de drenaje horizontales. (1) material semi-permeable; (2) impermeable material; (3) capas de drenaje (después de Craig, 1978).

dónde u 0 es el valor inicial de la presión del agua de los poros, mientras u es el cambio de la presión de agua de los poros debido a un aumento de la carga en condiciones no drenadas. En términos de la variación de la tensión principal mayor total, el poro presión de agua será:

(8,19)

u = u 0 + segundo σ 1

dónde segundo es el coeficiente de la presión del agua de los poros. El problema de l a presión del agua de los poros y el coeficiente segundo son criados en detalle en las referencias generales y especializados de libros de texto sobre mecánica de suelos. Por lo tanto, se deduce que:

r u = u 0

γ h + B σ 1

(8,20) γ marido

El aumento de la tensión principal mayor total es aproximadamente igual a la presión debido al material de relleno a lo largo del plano de potencial de deslizamiento; por lo tanto, será:

r u = u 0

γ h + B

(8,21)

Puesto que el material de la tierra durante la compactación está saturado en parte con agua, la presión del agua de poro inicial u 0 es negativo. El valor real de u 0 depende de la cantidad de agua durante la colocación de material - cuanto mayor es, más cerca del valor de u 0 a cero. El valor del coeficiente SEGUNDO, así, depende de la cantidad de agua - el valor de

segundo aumenta con el aumento de agua. Para el límite superior de la saturación con agua será:

r u = segundo

(8,22)

El valor de segundo debe corresponder al estado de tensiones en el cuerpo de la presa. Las expresiones (8.21) y (8.22) se han obtenido en el supuesto de que, en el curso de la construcción de la presa, no hay disipación de la presión del agua de los poros. Si el valor de r u, obtenido de acuerdo con la manera descrita, es inaceptablemente alto, entonces la disipación de la presión de poros se puede acelerar por medio de capas de drenaje horizontales incorporados en el cuerpo de la presa y interconectados por medio de un drenaje vertical. Un ejemplo típico se muestra en la figura 8.4, en la que se obtiene una solución eficaz si la permeabilidad de las capas de drenaje es 10 5 veces mayor que la permeabilidad del material en el cuerpo de la presa.


Figura 8.5 Determinación de la presión del agua de los poros por medio de un patrón de red de flujo (depósito lleno).

El estado crítico que ocurre inmediatamente después de la construcción de la presa dura sólo un corto período de tiempo, porque en el transcurso del tiempo, una disipación continua de la presión del agua de los poros se produce. En este caso, se permite tener un valor relativamente bajo del factor de seguridad por valor de 1,2-1,3. Si no está seguro de la exactitud de los parámetros geomecánicos de los materiales de la tierra, a continuación, un factor de seguridad más alto se puede suponer.

8.2.3.2 Estado de un depósito lleno con el flujo de filtración estacionaria establecida

Después de que el llenado del depósito y siguiendo el paso de un cierto período de tiempo, el flujo de filtración estacionaria se establece a través de la presa de tierras o a través del elemento waterimpermeable hecha de material de la tierra, de modo que el material que está por debajo de la línea de la filtración está completamente saturado con agua. El problema, en cualquier caso, se analiza por medio de parámetros eficaces de la resistencia al cizallamiento φ ' y do '', m ientras que la presión del agua de poro mejor se puede determinar por medio de un patrón de red de flujo, como se muestra en la Figura 8.5.

Si utilizamos el método de Bishop modificado, r u alcanza un valor de hasta 0,45 para presas bordo homogéneo y sin drenaje, mientras que, en función del tipo de drenaje, que puede bajar a 0,20. El factor de seguridad en este estado, que es normal en condiciones de servicio, debe ser de al menos 1,5. A modo de ilustración, la figura 8.6 indica los cambios de la presión de poros en el núcleo de la presa de tierra-rock Talbingo (Australia), obtenido a partir de mediciones. Dibujo (a) muestra las líneas de presiones de agua igual de poro en el extremo de la construcción (octubre de 1970), mientras que (b) muestra los inmediatamente después del llenado del depósito, en efecto, antes del comienzo de la filtración a través del núcleo. La presión hidrostática, que actúa sobre el talud de aguas arriba del núcleo, representa una carga adicional, debido a un aumento en la presión de agua de los poros. Este estado también es peligroso y debe ser cuidadosamente analizado. Esto ha sido últimamente hecho posible mediante la aplicación del método de los elementos finitos (véase la subsección 8.3.7) por medio de los cuales se ha hecho posible de entrada de datos complejos en los cálculos de todas las influencias.

En el curso del tiempo, y con el inicio de la filtración, llega sobre un descenso de la presión de poros (c, noviembre de 1980), justo a través de la creación del flujo estacionario filtración (d) (Adikari y Parkin, 1982) .

8.2.3.3 Estado en un rápido descenso del nivel del nivel del agua

Una vez que un flujo de filtración estacionaria se ha establecido a través de la presa (o a través del núcleo) hecha de material de la tierra, un rápido drenaje hacia abajo del nivel del agua en el depósito haría


Figura 8.6 Distribución de presión de poros en el núcleo de theTalbingo presa (Australia) (en metros).

causar un cambio en la distribución de la presión de poros. Si la permeabilidad del material de tierra es baja, entonces para bajar el agua, es decir un empate abajo del nivel del agua dentro de varios meses puede ser considerado rápido, en comparación con el tiempo que es necesario para la disipación de la presión de agua de los poros, por lo que el cambio de poro presión de agua se puede juzgar como se lleva a cabo en condiciones no drenadas. Según Bishop y Bierum, la presión de agua de los poros antes de un rápido drenaje hacia abajo del nivel de agua, en un punto PAG del plano de potencial de deslizamiento, viene dada por la expresión (Fig 8.7.):

u 0 = γ w ( h + h w - marido ')

(8,23)

dónde marido ' es una pérdida de presión en el conducto de filtración partir de la pendiente de aguas arriba al punto PAG.

También en este caso, es posible suponer que la mayor tensión total director de la PAG es igual a la presión del terraplén. Cambio en el esfuerzo σ 1 puede tener lugar debido a una


Figura 8.7 Estado en un rápido descenso del nivel del nivel del agua en una presa de tierra (después de Craig, 1978).

cambio en el nivel de agua por encima de la pendiente a lo largo del paso vertical a través PAG. Para un drenaje hacia abajo del nivel del agua que es mayor que la profundidad marido w será:

(8,24)

σ 1 = - γ w m arido w

En ese caso, el cambio en la presión del agua de los poros será:

(8,25)

u = B σ 1 = - segundo γ w marido w

Por lo tanto, la presión del agua de los poros en el punto PAG, inmediatamente después de un descenso del nivel del nivel del agua, es la siguiente:

(8,26)

u = u 0 + u = γ w [ h + h w ( 1 - SEGUNDO) - marido ']

Por lo tanto:

[ r u = u

γs ab h = γ w γ sab

] 1 + marido w h ( 1 - SEGUNDO) - marido marido '

(8,27)

Para una disminución de la tensión normal total, el valor de segundo es algo por encima de 1. El valor de r u para este estado gamas más frecuentemente de 0,3 a 0,4, mientras que el factor de seguridad puede bajar a 1,2.

Inmediatamente después de un empate abajo del nivel del agua en el depósito, una imagen de los cambios de flujo filtración previamente establecidos, y también lo hacen las fuerzas debidas a la presión de poro de agua. Towhat medida la presión del agua de poro producido recientemente tendrá una influencia en la estabilidad de la pendiente aguas arriba de un damdepends terraplén en: (a) la medida de la atracción hacia abajo del nivel del agua; (B) la velocidad de cambio del nivel de agua; (C) la construcción, es decir, la geometría, de la presa; (D) la permeabilidad del terraplén y la fundación. Algunos aspectos de los puntos citados ya se han presentado en el capítulo 7, y la figura 8.8 ilustra aspectos nuevos, que se llevaron a cabo en la continuación (Fell et al., 1992).

Por encima de todo, en estos análisis una forma regular hace una suposición de que el descenso del nivel del nivel del agua hasta una cierta profundidad se lleva a cabo de forma instantánea. Esto es un enfoque conservador, que es en interés de la seguridad. En los casos mostrados en la figura

8.8, se supone que el depósito se está vaciando a la parte inferior, que no debe ser necesariamente el caso más peligroso.


Figura 8.8 Flujo neto en un empate rápida hacia abajo de un depósito (Fell et al., 1992). (1) poco permeable material; (2) fundación mal permeable; (3) la pila de drenaje; (4) Nivel de agua antes de dibujar abajo del nivel del agua; (5) La línea de filtración antes de un empate abajo del nivel del agua; (6) fundación permeable; (7) capas de drenaje horizontales; de material (8) permeable al agua; (9) capas de filtro.

En el ejemplo (a), una presa de tierras se construye sobre una base con una baja permeabilidad en relación a la del terraplén, de modo que el flujo de filtración, después de un rápido descenso del nivel del depósito, será dirigido a la pendiente de aguas arriba, a lo largo de cuya longitud la presión del agua de poro ahora es igual a cero. En este caso, en el upstreampart de la presa, se producen presiones relativamente importantes de agua de los poros (por ejemplo u un en el punto UN),

en contraste con (b), en la que, debido a la mayor permeabilidad de la base en relación con el cuerpo de la presa, el flujo de filtración se dirige hacia abajo, de modo que las líneas equipotenciales son casi horizontal, lo que resulta en una presión de agua de los poros aproximadamente igual a cero. En (c), las capas de drenaje horizontales se han incluido en la parte aguas arriba de la presa de tierras, hacia el que el agua salga en un flujo vertical de m odo que, debido a la baja permeabilidad de la fundación, la presión del agua de poro aparece sólo en el más inferior zona.


En el caso de una tierra-presa de la roca con un paramento de material cohesivo tierra, (Fig. 8.8d), dirección del flujo de filtración está dictada por las capas de filtro permeable y el terraplén hecho de material grueso aguas abajo, y así, como en consecuencia, no se producen bajas presiones de agua de los poros en la mitad superior del paramento. Se recomienda que el lector debe volver una vez más a esta subsección, tras el estudio de la función y la construcción de drenajes en el capítulo 10.

8.2.4 Estabilidad de las presas de escollera En contraste con earthfill presas y presas de tierra y rocas, las presas de escollera no tienen el problema de la presión del agua de los poros, de modo que el análisis de la estabilidad de las pendientes se lleva a cabo de forma relativamente sencilla a través de tensiones efectivas. En la práctica, los resultados obtenidos por los métodos clásicos para este tipo de Damare inútil. Es decir, no se espera que las pendientes de las presas hechas de rockmaterial para deslizarse a lo largo de una superficie con una cierta forma, lo que podría ser anticipado por adelantado, y es bastante probable que sería circular-cilíndrica. Lo que es más, la downstreamslope de una escollera damwith un paramento, construida evenwith el ángulo de reposo del material rocoso igual a 1: 1.2-1: 1,4, es decir, el ángulo de inclinación β está cerca o igual al ángulo de fricción interna φ, no tiene ninguna razón para no ser estable, ya sea bajo la acción de sólo el peso de la misma, o en condiciones de servicio presa (Fell et al., 1992). Tales inclinaciones empinadas, sin embargo, se pueden emplear sólo en las zonas en las que no se espera que la actividad sísmica o de lo contrario, es poco probable. Debe hacerse hincapié en que en las zonas poco profundas cerca de las pistas de la presa las tensiones normales son más bien bajos. Por lo tanto, el ángulo de fricción φ de la escollera tiene los valores más altos en estas zonas. En consecuencia, la escollera en las zonas por debajo de las pistas tiene una resistencia muy alta cizalladura.

Por el contrario, inclinaciones de una pendiente descendente en presas de tierra-rock con núcleo central en algunos casos tendrían que ser más moderada; por ejemplo, 1: 1.6-1: 1,7. En condiciones de posible actividad sísmica significativa también en la pendiente ascendente, forrado con un revestimiento de hormigón armado, sería obligatorio para anticipar inclinaciones similares. En el caso de las presas de escollera con revestimiento de asfalto, la incli nación de la pendiente ascendente está generalmente dictado por su conveniencia para la construcción y más a menudo se adoptó como 1: 1,7. En las regiones de actividad sísmica, que puede ser modificado a 1: 1.8-1: 1,9, como es más a menudo la práctica en Japón (ver los capítulos 11, 12 y 13).

Para la evaluación de la estabilidad de los diques de escollera, deformaciones, que se producen en el cuerpo de la presa, son de una importancia crucial, en el que en primer lugar depende la seguridad del elemento delgada impermeable al agua, ya través de este, de manera indirecta, de toda la estructura. De importancia son también destaca por medio de las que es posible evaluar la estabilidad de zonas separadas, particularmente cargadas en el cuerpo de la presa. Estos objetivos pueden ser alcanzados de manera eficiente onlywith la aplicación de métodos numéricos contemporáneos, que será considerado en la próxima sección. Del material que ha sido establecido en esta subsección, se deduce claramente que, en la aplicación del método de equilibrio límite, una circular-cilíndrica (o similar) superficie de deslizamiento no pueden pasar completamente a través de un terraplén hecha de material de roca. Como consecuencia de esta declaración, en el caso de las presas de tierra y rocas, distinguimos una crítico y una no crítico superficie de deslizamiento (Fig. 8.9). Esta última superficie no debe ser tomado en cuenta en un análisis de estabilidad, independientemente del hecho de que se obtiene un factor de seguridad más bajo que el anterior, debido a que tal deslizamiento no es físicamente posible. los


Figura 8.9 superficial crítica y no crítica de deslizamiento. (1) material cohesivo; (2) capas de transición; (3) material de roca.

eminentes especialistas presa de escollera Cooke y Sherard (1987) Estado: “. . . escolleras no pueden fallar a lo largo de un plano o superficie circular, siempre que sea objeto de dumping o compactado, si las pistas externas son 1.3 (H): 1.0 (V) o 1.4 (H): 1.0 (V) que son las pistas habituales en CFRDs, porque la fricción ángulo de las escolleras son al menos 45˚, que ya es una garantía de estabilidad. Escolleras son materiales de alta resistencia a la cizalladura, y están secas, lo que significa que no tienen agua en los huecos para generar presiones de poro como es el caso de los suelos compactados. Si la base está en la roca, no hay riesgo de fallo a través de la fundación ''.

8.3 Métodos avanzados A principios de los años treinta de este siglo, se hicieron los primeros intentos serios para resolver el problema de determinar el estado de tensión-deformación en el cuerpo y la fundación de una presa, sobre la base de lo que sería posible también para determinar la estabilidad de la presa con una precisión suficiente.

Al principio, la teoría de la elasticitywas utilizado, y más tarde, la plasticidad; todos esos métodos desarrollados, sin embargo, tenían graves deficiencias, whichmainlywere refleja en el hecho de que con su uso era imposible para insertar en los cálculos de la geometría irregular de la construcción y la fundación, condiciones complejas de carga, y el complejo comportamiento de los materiales de tierras (Broncearse CEV, 1989).

8.3.1 Aplicación del Método de Elementos Finitos Las deficiencias citadas anteriormente, que han impedido la aplicación eficiente de las teorías de la elasticidad y plasticidad para el análisis de diques de contención, han sido puenteados por encima con el desarrollo del Método de Elementos Finitos (FEM), que pronto después de su formulación en los finales de los cincuenta, se convirtió en un medio poderoso en las manos de los ingenieros para resolver problemas de mecánica.

El método resultó ser tanto universal y suficientemente flexible, de modo que incluso durante la primera década de su aplicación se extendió a una serie de problemas en geotecnia y la ingeniería hidráulica. Como se sabe, por medio del método de las diferencias finitas, que era un método numérico utilizado ampliamente hasta la aparición de FEM, los diferenciales se aproximaron con diferencias finitas; es decir, una aproximación matemática del problema se lleva a cabo. Por otro lado, por medio de FEM, realizamos una aproximación física del continuo, que se sustituye con un sistema que consiste en un número de elementos con dimensiones finitas, interconectadas en


puntos nodales. Así, en lugar de tratar el problema en su conjunto, la solución se obtiene en un número de pasos consecutivos, pasando de las partes con el todo. Propiedades de los elementos individuales se eligen de modo que la mayoría de los elementos se comportan de la misma manera que el continuo originales. De esta manera, por medio de la FEM, el problema se reduce a una solución numérica de ecuaciones algebraicas y, ya que su número es considerable por lo general, la solución debe ser alcanzado por medio de un ordenador. Es por ello que tanto la aparición y el desarrollo de FEM se reunieron con la mejora significativa de los ordenadores electrónicos.

FEM hace posible una determinación de las tensiones y deformaciones en el continuo considerado, que pueden tener una geometría y materiales arbitraria y cuyas propiedades varían en zonas particulares. Si, al mismo tiempo, añadimos también la posibilidad de simulación de carga compleja, a continuación, se hace evidente por qué FEM ha encontrado una amplia aplicación de este tipo en el análisis de los diques de contención (Tan CEV, 1989).

FEM se ha elaborado con detalle en una serie de monografías y papeles (Cheung y Yeo, 1979; Desai, 1979; Poceski, 1992; y Zienkiewicz, 1977). A continuación, se presenta una presentación concisa de los pasos básicos, a través del cual se llega a una solución del problemby la aplicación de este método numérico contemporánea. Paso uno: Discretización de la zona en cuestión. Por medio de la primera etapa podemos llevar a cabo una división de la serie continua en una serie de pequeños cuerpos, es decir cifras, que se llaman elementos finitos, y que se interconectado en los puntos nodales. Las uniones entre los elementos se denominan líneas nodales o superficies nodales. Dependiendo del tipo del problema a resolver, calculamos ciertas cantidades desconocidas, tales como desplazamientos, en los puntos nodales, tensiones, o ciertos otros valores. En cuanto al tipo de elemento por medio de los cuales discretización se lleva a cabo, lo que es esencial es el tipo de problema que se considera. En el caso de problemas unidimensionales, se utiliza un elemento lineal lineal o curvada, mientras que en el caso de problemas bidimensionales, elementos triangulares y cuadriláteros se usan más a menudo. En el caso de problemas tridimensionales, se utilizan más a menudo el tetraedro y hexaedro. El número y tamaño de los elementos dependen del tipo de elemento empleado, el tipo de problema, así como de la geometría del continuo examinado. Paso dos: Elección de la función de aproximación.

En este paso se asume la forma de resolver las incógnitas en el elemento que más a menudo es un polinomio de grado diferente. Si u denota las cantidades desconocidas, a continuación, la función de interpolación en el tipo de polinomio se puede expresar de la siguiente manera: u = N 1 u 1 + n orte 2 u 2 + n orte 3 u 3 + · · ·, n orte r u r

(8,28)

dónde u 1, u 2, u 3 , . . . , u r = valores de cantidades desconocidas en los puntos nodales, por ejemplo, los desplazamientos; norte 1, n orte 2, n orte 3, . . . , n orte r = funciones

de interpolación.

En la formulación del problema utilizando el FEM, el concepto de elementos isoparamétricos se utiliza a menudo, lo que también implica que expresa tanto el desplazamiento y el cambio de la geometría del elemento por medio de la misma función de interpolación norte yo. E n una forma de matriz, los desplazamientos en algún punto del elemento se pueden expresar como:

{ u} = [N] {q} dónde [ N] = m atriz de las funciones de interpolación; y { q} = vectorial de las fuerzas.

(8,29)


Al utilizar el concepto isoparamétrica, las coordenadas de un punto en el elemento se pueden expresar por la misma función norte yo:

(8,30)

{ x} = [N] {x n orte}

dónde { x n orte} c ontiene las coordenadas de los puntos nodales. Paso tres: La definición de la ley de comportamiento entre las cantidades desconocidas. Este paso define la ley, según la cual las cantidades desconocidas dependen unos de otros. Por ejemplo, si esos son tensiones y deformaciones, a continuación, su relación se puede expresar en una forma de matriz como:

{ σ} = [ D] { ε}

(8,31)

dónde [ RE] es una matriz por medio de los cuales se define la propiedades del material en el elemento. En el caso de un análisis bidimensional de presas, cuando una sección transversal se examina en el x - y avión, se supone que el componente de desplazamientos en la dirección de la Z- e je es insignificante debido al espesor considerable de la estructura. Tal tratamiento del problema se llama una estado plano de deformaciones, e n cuyo caso es: ••• = 0

ε z γ yz γ ZX

(8,32)

Usando la ley de Hooke, en este caso, se obtiene:

σ z = ν (σ x + σ y)

(8,33)

es decir:

[ σ x( 1 - ν 2) - νσ y ( 1 + ν)]

ε x = 1 mi

[ σ y ( 1 - ν 2) - νσ x( 1 + ν)]

ε x = 1

(8,34)

mi

γ xy = 2 (1 + ν)

mi τ xy

Resolviendo las ecuaciones anteriores para tensiones y expresarlos en forma de matriz, obtenemos:

••• σ x

{ σσ} =

σ y τ xy

••• = [ RE]{ ε}

(8,35)


dónde: •• ( 1 - ν) ν

[ D] =

mi

(1 - ν) ( 1 - 2 ν)

ν

0

••

(1 - ν) 0 0 0

(8,36) (1 - 2 ν) 2

Paso cuatro: D erivación de las ecuaciones que describen el comportamiento del elemento. Haciendo referencia a las leyes y principios bien conocidos, se puede obtener las ecuaciones en una forma general, que definen el comportamiento de todos los elementos finitos en el cuerpo discretizado. Hay una serie de procedimientos para la obtención de estas ecuaciones, entre ellos el más extendido es el método de la energía ener gía y el método de residuos ponderados. Con el método de la energía, se conocen muchos métodos y principios variacionales; var iacionales; por ejemplo, el principio de potencial estacionario y energía complementaria, y formulaciones mixtas e híbridos. El método de residuos ponderados se basa en la minimización de los restos, una vez que la solución aproximada se sustituye en las ecuaciones diferenciales, por medio de los cuales se define el problema.

La aplicación de cualquiera de los métodos anteriormente mencionados conduce a las ecuaciones que describen el comportamiento del elemento, que, en una forma general, se pueden presentar en los siguientes:

[k ] {q} = {Q}

(8,37)

dónde [ [ k] = e lemento de matriz de la propiedad, es decir, matriz de rigidez en el problema del desplazamiento, y la matriz de permeabilidad para el problema de la filtración; { q} = v ector de cantidades desconocidas desconocidas en los nodos de elemento, por ejemplo, de los desplazamientos; y { Q} = v ector de fuerzas en los nodos del elemento. En la formulación de problemas en la mecánica, mediante el uso de FEM, se utilizan tres métodos diferentes: el desplazamiento (o rigidez), la tensión (o de equilibrio), andmixed. En el primer método, el desplazamiento en un elemento se asume como una cantidad desconocida y ecuaciones de comportamiento que describe del elemento se derivan por el procedimiento variacional basado en el principio de e nergía potencial mínima; m ientras que en el método de estrés, las tensiones son cantidades desconocidas primarias primarias y, en este caso, se utiliza el principio de energía complementaria mínimo. En el caso del método de mezcla, tanto t anto tensiones y desplazamientos se toman como cantidades desconocidas, mientras que los principios variacionales especiales se utilizan para la derivación de las ecuaciones para el elemento.

En el análisis de diques de contención en el que las deformaciones son de importancia primaria, siempre se utiliza el método de desplazamientos. Paso cinco: La adición de las ecuaciones de elementos con el fin de obtener ecuaciones generales. A fin de obtener las ecuaciones que definirán el comportamiento de todo el cuerpo, que se compone de elementos finitos, es necesario sumar las ecuaciones de matriz de todos los elementos. Esta adición, que generalmente se llama una r igidez directa método, se lleva a cabo de una manera tal que se satisface la condición física básica - que la estructura sigue siendo continua, es decir, para satisfacer la condición de compatibilidad de desplazamientos en los nodos que pertenecen a dos o más elementos. Como resultado de este procedimiento, se puede obtener una expresión para la rigidez de todo el cuerpo discretizado en la siguiente forma:

[K ] {r} = {R}

(8,38)


dónde [ [ K] = m atriz de rigidez totales; { r} = v ector total de desplazamientos desplazamientos en los nodos; y { R} = v ector total de las fuerzas en los nodos.

Lo más a menudo ecuaciones para la rigidez de los elementos están formados en relación con el sistema de coordenadas local, por lo que es necesario para que puedan ser transformados en el sistema general, antes de su adición y formación de la expresión (8.38) de coordenadas. También, en este paso es necesario para prescribir e introducir condiciones de contorno.

Sexto paso: El cálculo de las cantidades desconocidas de primaria y secundaria. En este paso, se realiza a primeros cálculos de las cantidades desconocidas primarios; por ejemplo, el desplazamiento, si el método de los desplazamientos se ha utilizado, mediante la resolución de ecuaciones algebraicas lineales simultáneas o no lineales dadas con la expresión (8.38). Para una solución, el método de Gauss de eliminación se utiliza o varios métodos de iteración.

Por último, a través de cantidades primarias primarias se puede realizar cálculos de las cantidades secundarias, con la aplicación de la relación como se define en el paso dos.

8.3.2 propiedades específicas de la aplicación del método de elementos finitos (FEM) para el análisis de diques de contención Por treinta años, la práctica sustancial en la aplicación de FEM en un análisis de diques de contención, además de las disposiciones generales y principios relacionados con la elección del tipo de elemento finito, la densidad de elementos de malla, la ejecución del proceso numérico, etc. , regulaciones regulaciones claras han cristalizado, cuya aplicación garantiza el suministro de una imagen completa y real de las deformaciones, tensiones, tensiones, y la estabilidad de la presa. Los básicos son los siguientes:

-

Elección Elección de una una ley ley constit constitutiva utiva expresand expresando, o, por por cuanto cuanto objet objetivam ivamente ente posible, posible, la relació relación n entre entre tensi tensiones ones y deformaciones de los materiales en el cuerpo de la presa y su fundación (si es deformable);

-

Los parámetros de entrada, por medio de los cuales representamos las propiedades de materiales en el cuerpo de la presa y su fundamento, deberían determinarse con precisión a través de investigaciones de campo y de laboratorio y pruebas, que son apropiados para un material dado y que son compatibles con una ley constitutiva elegido entre tensiones y deformaciones (Vaughan, 1994);

-

Simulación de la construcción de la presa, el llenado del depósito, y las variaciones de carga durante el período de servicio;

-

Influencia de agua debe ser introducido de una manera compleja, con una simulación de: el efecto de agua de los poros durante la ejecución de capas de materiales cohesivos, llenando del depósito en un número de incrementos, la influencia de agua antes y después de establecer una estacionaria flujo de filtración a través de materiales cohesivos, proceso de consolidación, etc .;

-

Los contactos entre los materiales con diferentes características de deformación, requieren el empleo de los llamados elementos de articulación, articulación, por medio de las que es posible determinar desplazamientos diferenciales en diferentes materiales; Por lo tanto, la obtención de una imagen real de tensiones en el contacto, es decir la interfaz.

la estabilidad estática de diques de contención 195

8.3.3 Elección de la ley constitutiva leyes constitutivas de la relación tensión-cepas de materiales en el c uerpo de la presa y su fundación se pueden obtener a partir de la teoría de la elasticidad o de la teoría de la plasticidad. En la práctica diversos modelos se utilizan para expresar la interdependencia interdependencia entre presiones y tensiones de diferentes materiales de tierra y roca, que se utilizan para la construcción de diques de contención. Es muy probable que las tensiones y deformaciones calculan de acuerdo con la teoría de la elasticidad diferirá esencialmente esencialmente a partir de los que se han calculado por medio de la teoría de la plasticidad. Por eso es muy importante diferenciar claramente entre el comportamiento elástico y plástico de los materiales de la tierra.

Figura 8.10 da una representación gráfica de una serie de tipos de posibles dependencias constitutivos, que puede resultar de diferentes ensayos de compresión efectuados en muestras cilíndricas. Las deformaciones de material idealmente elástico se recupera por completo durante la descarga; es decir, la energía aplicada al material, después de cerrar el ciclo de carga, es cero. Además más deformaciones de material idealmente elástico dependen del cambio de incremento de las tensiones, mientras que ser independiente del estado de tensión-deformación instantánea. Figura 8.10 (1) muestra una unal inealmente elástica modelo, que de hecho es un caso especial de una no linealmente elástico modelo (2). Cuando deformaciones, o parte de ellos, no se recuperan después de la descarga (3), entonces las deformaciones no recuperables se llaman deformaciones plásticas, plásticas, mientras que el material demuestra una el plastico comportamiento.

En el caso de material idealmente plástico, en contraste con un material idealmente elástico, deformaciones son dependientes del estado actual de las tensiones, mientras que la dirección del vector de incremento de deformaciones es independiente de la dirección del incremento de las tensiones. Con tales materiales, la energía utilizada en la carga disminuye en el material. Eso da lugar a la creación de deformaciones plásticas (Atkinson, 1973).

Dibujo (4) presenta plástico rígido comportamiento, comportamiento, en el que no hay deformaciones deformaciones elásticas o recuperables. recuperables. A menudo, con el mismo material y con tensiones inferiores,

Figura 8.10 Tipos de comportamiento de tensión-deformación: (1) linealmente elástico; (2) de forma no lineal elástico; (3) no elástico,

o de plástico; (4) rígida, perfectamente plástico; (5) elastoplástico: (a) perfectamente plástico; (B) ing harden- cepa; (C) ablandamiento por deformación; (6) creep visocoelastic en tensión constante; (7) la relajación viscoelástica en tensión constante.

196 presas y estructuras accesorias hidráulicas deformaciones recuperables recuperables aparecen, mientras que con tensiones más altas aparecen deformaciones no recuperables. Esto nos lleva a elastoplástico elastoplástico comportamiento (5). En esto, una vez que se ha alcanzado un cierto nivel de tensión normal, se distinguen tres casos de comportamiento plástico: (a) (a)p erfectamente plástica comportamiento, cuando las deformaciones en la región de plástico no presentan ninguna influencia sobre la tensión que provoca; (segundo) (segundo)e ndurecimiento por deformación; y C) ablandamiento por deformación.

En los cinco casos descritos anteriormente, los cambios de deformaciones y tensiones vienen a la existencia de f orma simultánea; es decir, el cambio de la deformación viene solamente en un cambio de las tensiones. Si no se produce un aumento de las deformaciones en el transcurso del tiempo, a una t ensión constante (6), o una disminución de las tensiones en el curso de tiempo a una deformación constante (7), entonces tenemos v iscoso o viscoelástico comportamiento del material.

linealmente linealmente viscoelástico es material para el que la relación entre tensiones y deformaciones dentro de un intervalo de tiempo dado es lineal. En otras palabras, si se aplica una carga en un cierto intervalo de tiempo t, aparecerá una cierta deformación, mientras que si se aplica la misma carga dos veces en el mismo intervalo de tiempo t, t, a continuación, la deformación aparecido será el doble. Entre tensiones y deformaciones, por un lado, y el tiempo por el contrario, la relación casi nunca es lineal. En la descripción del Tercer paso de la solución de los problemas con la FEM, nos ocupamos de la linealmente elástica relación tensión-deformación en problemas de avión. Dado que, en ciertos casos y las fases de diseño, también es posible utilizar la relación lineal-elástica, y algunos métodos de realización de análisis no lineal utilizar ciertos parámetros lineales, en la continuación no será citado las constantes y los parámetros que aparecen en linealmente análisis elástico, así como las relaciones entre ellos.

1. El módulo de Young, Young, o el módulo de elasticidad E, E,e xpresa la relación entre la tensión axial y deformaciones en la prueba de compresión o tensión, por lo que: σ x = mi ε x

(8,39)

2. v relación de Poisson es la relación de la deformación axial y la cepa normales transversal en la prueba de compresión o tensión, es decir:

ε y = ε z = νε x 3.

(8,40)

Shear módulo G, G, que representa la relación entre el esfuerzo cortante y la deformación por esfuerzo cortante:

τ xy = GRAMO γ xy

(8,41)

4. Bulk módulo K s egundo, que se refiere deformación volumétrica a la media o octaédrica estrés: σ octubre = K segundo ε vol

(8,42)

5. Las constantes de Lamé λ y μ. Estos se refieren tensiones y deformaciones, como sigue:

σ x = λε v ol = 2 με x así como en una expresión similar para σ y y σ z.

(8,43)


6. Restringida módulo M, las cuales se refiere la deformación axial a la tensión axial cuando el otro dos cepas axiales se llevan a cabo a cero:

(8,44)

σ x = METRO ε x.

Existen las siguientes relaciones entre las constantes antes mencionadas: G = μ = mi

λ=

K b = mi

2 (1 + ν);

3 (1 - 2 ν) = λ + 2

3 μ;

(1 - ν) mi

ν mi

(1 + ν) ( 1 - 2 ν); M =

(1 + ν) ( 1 - 2 ν)

(8,45)

En los análisis elásticos, la relación tensión-deformación, en la consideración de los problemas como una deformación plana, está representada por las expresiones (8.31) a (8.36). Para un tratamiento en tres dimensiones del problema, expresiones apropiadas se dan en un número de libros, por ejemplo (Desai et al, 1977;. Fadeev, 1987).

materiales de la tierra, así como materiales más gruesos graduada, no son lineales, por lo que las leyes que describen su comportamiento son mucho más complicado en comparación con las relaciones simples que se describen en el texto anterior. Es por ello que, para obtener una imagen realista de la conducta de una presa, es necesario aplicar relaciones de tensión-deformación no lineal a todos los materiales en su cuerpo (Doležalová, 1994; Finn y Miller, 1976). Existen numerosos métodos que se utilizan para expresar la no linealidad en materiales de relleno terraplén, que se pueden dividir en tres grupos: (1) representación de una curva dada por tensión-deformación con un roto, es decir, lleno, línea, cerca de ella, o por medio de una función matemática; (2) la aplicación de la teoría de la elasticidad; (3) la aplicación de la teoría de la plasticidad.

La representación de la curva de esfuerzo-deformación con una línea a trozos implica la aplicación de una bilineal, o multilineal, modelo que ha sido utilizado durante el período inicial de la aplicación de la FEM. En los últimos 35 años para el análisis de los diques de contención,

la relación hiperbólica ha encontrado su aplicación más amplia, en la que la curva de tensión-deformación se representa por medio de una función matemática en la forma de una hipérbola, Figura 8.11. Este método se basa parámetros elásticos Lawwith de onHooke, determinados en cada elemento sobre la base del estado instantáneo real de tensiones. El método fue formulado por Duncan y Cheng en 1970, teniendo en cuenta la conclusión de Kondner 1963, según el cual la curva de tensión-deformación, obtenida a través de

Figura 8.11 relación hiperbólica.


los datos de la prueba de compresión triaxial, para un número de materiales de la tierra está muy cerca de una hipérbola. Se formulan esa relación en la forma (Duncan y Cheng, 1970):

( σ 1 - σ 3) =

ε 1 mi i +

ε ( σ 1 - σ 3) ULT

(8,46)

dónde ( σ 1 - σ 3) = d esviador de tensiones, ( σ 1 - σ3 ) ULT = v alor asíntota de la diferencia de tensiones principales en considerable deformación axial, ε = deformación axial, y mi i = módulo inicial tangente (Fig. 8.11). El valor asíntota ( σ 1 - σ3 ) ULT ha sido definido en relación con el valor real de la diferencia de tensiones principales en fallo ( σ 1 - σ3 ) f, y la relación R F como:

R f = ( σ 1 - σ 3) f ( σ 1 - σ3 ) ULT

(8,47)

Desde que se alcanza resistencia a la compresión antes de la curva se hace asíntota, R F

más a menudo oscila dentro de los límites 0.70-0.95. El módulo tangente inicial puede calcularse a partir de una expresión propuesto por Janbu (1963): ( σ 3 )

norte

(8,48)

E = Kp un pag un

dónde pag a = l a presión atmosférica introducida en la expresión con el fin de hacer K y norte no dimensional; K = m ódulo para la expresión de la rigidez del material; y n = e xponente para expresar sensibilidad de mi yo debido a los cambios en σ 3.

El desviador de tensiones, al fracaso, es una función del menor estrés σ 3 y una de las posibilidades para su expresión, para la aplicación de la rectilínea MohrCoulomb de sobre, se da en esta forma:

( σ 1 - σ 3) f = 2 do cos φ + 2 σ 3 pecado φ

(8,49)

1 - pecado φ

dónde φ = ángulo de fricción interna, obtenido de la verdadera envolvente de fallo; c = c ohesión. Sin embargo, envolvente de fallo de Mohr-Coulomb no siempre es lineal, es decir, el ángulo de fricción interna φ no es constante, pero puede variar con un cambio de tensiones. Uno de tales enfoques, propuesto por Duncan (Boscardin et al, 1990;.. Stark et al, 1994), asume φ para variar, dependiendo de σ 3:

( σ 3 ) (8,50)

φ = φ 0 - φ Iniciar sesión pag un

dónde φ 0 = v alor de φ a σ 3 = pag un; y φ = reducción de φ, obtenido para σ 3 = 10 pag a. Si la ecuación (8.46) se diferencia con respecto a ε, y si las ecuaciones (8.47), (8.48), (8.49) y (8.50) se sustituyen en la expresión obtenida, llegamos a la siguiente expresión para el módulo tangente de elasticidad mi t, es decir, para la instantánea


inclinación real de la hipérbola, por medio del cual se presenta la relación de tensión-deformación, Figura 8.11: ] 2 mi t = [

( σ 3 )

norte

kp un

1 - R f ( 1 - pecado φ) (σ 1 - σ 3) 2 do cos φ + 2 σ 3 p ecado φ

(8,51) pag un

De esta manera los parámetros que describen el módulo de Young, basado en una relación hiperbólica, son K, norte, do, φ ( o φ 0) y R f. Para una determinación completa de la rigidez del material, el otro parámetro de elasticidad es también necesaria. Sobre la base de las investigaciones sobre una serie de tipos de arcilla y arena, Kulhawy y Duncan proponen la siguiente expresión para la relación tangente del coeficiente de Poisson v: ( σ 3 ) ν t =

GRAMO - F Iniciar sesión pag un ••••••• 1 -

2

( σ 3 ) kp un

(8,52)

RE( σ 1 - σ 3) ] •••••••

n [

1 - R f ( 1 - pecado φ) (σ 1 - σ 3) pag un

2 do cos φ + 2 σ 3 pecado φ

dónde G = v alor inicial ν yo a presión pag u n (= 1 03 kN / m 2); F = de coeficientes que definen el cambio de ν yo con el cambio de presión lateral σ 3; y = D coeficiente que exprese el cambio de ν yo, dependiendo de la cepa. los coeficientes G, F y re se determinan experimentalmente. En la descarga, el módulo tangente se calcula a partir de la expresión: ( σ 3 ) norte (8,53)

mi tr = K r pag un pag un

donde el módulo K r tiene un valor más alto que K ( para el mismo material). Cuando hay una falta de datos obtenidos de las investigaciones de laboratorio, generalmente se supone que K r = 1.25 K. Parámetros que entran en la relación hiperbólica, a través del cual se puede determinar el valor del módulo tangente mi t con la expresión (8.51), se obtienen con una prueba de compresión de prueba, que para materiales de la tierra, es estándar y ampliamente extendido.

Durante los últimos 40 años, en la práctica también se han introducido ensayos triaxiales para grava y roca materiales en un aparato especialmente construido con grandes dimensiones, que es una de las razones de la popularidad de la relación hiperbólica a pesar de ciertas deficiencias que tiene . La deficiencia más importante del método es la imposibilidad de definir precisa del desviador de tensiones, en el que se trata de fallo, así como la incertidumbre de los datos para valores altos de la relación σ 1 / σ 3 (Por ejemplo> 4). Otro parámetro importante, necesaria para la aplicación de la ley de Hooke en una forma generalizada, es el módulo volumétrico SEGUNDO, que se define como:

B = σ m etro

ε vol

(8,54)

dónde σm etro es una variación de la tensión normal media, mientras ε vol es el cambio de la deformación volumétrica. Para la prueba de compresión triaxial convencional con constante


Tabla 8.1 los valores aproximados de los parámetros de la relación hiperbólica. Parámetro

Arcilla

Arena

Grava y piedra

K

100-300

norte

0,50 a 0,75

R F

0,75-1

400-600 0.3-0.4 0,75-0,95

800-2000 0.3 0,70-0,90

presión lateral y con el estado inicial con tensión hidrostática, la ecuación (8.54) se puede expresar como:

B = σ 1 - σ 3 3 ε vol

(8,55)

que representa un módulo secante, depende de los datos que lo determinan. Duncan ofrece un método para la selección de puntos obtenidos con las investigaciones, que sería representativa de materiales dados (Boscardin et al., 1990). El módulo volumétrico se puede definir como una función de σ 3 por medio de la ley exponencial: ( σ 3 )

metro

(8,56)

B = K segundo pag un pag un

dónde K s egundo es el módulo a granel, mientras metro es el exponente de la mayor parte de módulo.

En algunos casos la relación de Poisson es variada dependiendo de la módulo tangente de elasticidad y el módulo volumétrico, a través de la expresión (Najmaii y Haj-Hasani, 1992):

ν = 0.5 - mi t

(8,57) 6 segundo

Los valores aproximados para los parámetros que entran en expresiones de la relación hiperbólica se dan en la Tabla 8.1. En la relación hiperbólica, así como en un número de otros modelos constitutivos, se utiliza el criterio de Mohr-Coulomb para el fracaso (8,49). Un criterio simple y conservador, que puede ser utilizado para materiales cohesivos y no cohesivos. En la práctica también se utilizan otros criterios, de los cuales una gran parte se han formulado sobre la base del criterio de Mohr-Coulomb (Griffiths, 1990). De las leyes constitutivas que se basan en la Ley de Hooke generalizada, (8.31) - (8.36) y (8.39) - (8.45), se puede decir que representan un orden inferior de los modelos, basado en la teoría de la elasticidad. En geotecnia es posible utilizar leyes constitutivas elásticas de un orden superior, llamada hiperelásticos y hipoelástica modelos. Estos modelos se definen con un gran número de parámetros, por lo que su aplicación práctica es muy difícil e irracional (Desai & Christian, 1977). materiales de la tierra, materiales no cohesivos como graduadas, son en general elasticplastic. A saber, deformaciones de estos materiales son el resultado de un deslizamiento entre las partículas, así como las deformaciones elásticas de las partículas individuales (Desai & Christian,


1977; Hardin, 1983). Las relaciones constitutivas descritas hasta ahora se denominan relaciones de deformación porque, por medio de su asistencia, es posible presentar directamente la relación tensión-deformación, incluso en un caso cuando se expresan en la forma de un módulo instantánea o tangente. Por otra parte, las relaciones que emerge de la La teoría de la plasticidad son normalmente

incrementales, es decir, tanto tensiones y deformaciones se expresan completamente a través de su comportamiento incremental o diferencial. En este caso, no es posible establecer una relación entre el estrés total y deformación total directamente, sin conocer el camino de carga. El comportamiento de algún material, que se describe por la teoría de la plasticidad pura, se define por medio del criterio de deformación F f, q ue es una función de las tensiones, deformaciones, y otros parámetros, de manera que cuando f < 0 , el material es elástico, mientras que cuando F f = 0 , el material está en un estado plástico. La función F F nunca es mayor que 0. El criterio de Tresca es bien conocido en la teoría de la plasticidad, según el cual la fluencia plástica entra en existencia cuando el esfuerzo cortante máximo alcanza la resistencia al cizallamiento. En una forma algebraica, para un enfoque plano-deformación que es:

) F f = ( σ x - σ y

2 + τ 2 xy

- k 2 = 0

2

(8,58)

dónde k es la resistencia al cizallamiento.

Un concepto central en la teoría de la plasticidad es la La teoría del potencial plástico y el ley de fluencia asociada. De acuerdo con estas leyes, cuando el material está en un estado plástico, los incrementos diferenciales de deformaciones son proporcionales a las normales externas sobre la superficie de fluencia o, en otras palabras, los incrementos de deformaciones son proporcionales al gradiente de la superficie de fluencia. Después de ciertas derivaciones, (cuya lista superaría el concepto de este libro), llegamos a una relación de tensión-deformación incremental en la forma de matriz, lista para su aplicación (Desai & Christian, 1977; Fadeev,

1987). Otro criterio también se utiliza a menudo para la fluencia es el de Von Mises:

F f = k 2 - J 2

(8,59)

dónde J 2 es la segunda invariante del desviador de tensor de tensiones, √ J 2 = 1

6

( σ 1 - σ2 ) 2 + ( σ 2 - σ3 ) 2 + ( σ 1 - σ3 ) 2

(8,60)

de manera que la tensión principal σ 2 También entra en el criterio, lo que facilita el procedimiento matemático (en relación con el caso anterior). La aplicación de este criterio conduce a una ecuación llamada ecuación de Prandtl-Reuss, que puede ser utilizado directamente en aplicaciones bidimensionales o tridimensionales. Criterios para la fluencia plástica que también tiene en cuenta la fricción de los materiales han sido desarrollados por Drucker y Prager, basado en la forma generalizada de la ley de MohrCoulomb:

F f = √ J 2 - α J 1

(8,61)


dónde J 1 = σ 1 + σ 2 + σ 3 es el primer invariante del tensor de tensiones, mientras α y k son parámetros del material, por un método plano-deformación, dados con las expresiones:

α=

broncearse φ √ 9 + 12 bronceado 2 φ

;

k =

3 do √ 9 + 12 bronceado 2 φ

(8,62)

La expresión de Drucker-Prager (8.61) es llamado por algunos autores de la extendido criterio de Von Mises. Es ampliamente utilizado para la descripción de la resistencia al corte de materiales de tierra y roca en los análisis tridimensionales, a pesar de que existen opiniones que la Ley de MohrCoulomb probado y verdadero

τ = c + σ norte broncearse φ

(8,63)

está de acuerdo mejor con los datos experimentales (Desai & Christian, 1977;. Desai et al, 1981). Los modelos de elástico-plástico citados entran en el grupo de modelos con un plano abierto de deformar y son apropiadas para materiales con relativamente pequeñas deformaciones de volumen tales como arena compactada y material de roca bien graduada. Para la arcilla normalmente consolidada, donde podemos esperar deformaciones de mayor volumen, más adecuado son los modelos con un plano cerrado de deformar, como es el modelo de estado crítico o modelo de tapa ( D esai & Christian, 1977).

La literatura también enumera otros modelos diferentes, con una ambición tan verdaderamente como posible presentar el comportamiento de los materiales de tierra y roca (Ivanov, 1985; FADEEV, 1987; Burland, 1990; Chandler, 1990; Clough y Zienkiewicz, 1987; Desai y cristianos , 1977;. Desai et al, 1981; Desai y Salami, 1987; Eisenstein y Naylor, 1986; Nonveiller, 1979; Sheng et al, 2008;. Zeping Xu, 2009; Alonso & Cardoso, 2010; Alonso & Gens, 2011). Algunos de ellos son muy complejos, por lo que tratan el material de la tierra como una tres fases uno. Es decir, durante la colocación y compactación de una capa de material de relleno, los huecos entre los granos y partículas individuales están parcialmente llenos de aire. Dungar, con el fin de representar el comportamiento del material de tierra parcialmente saturado, se aproxima a la presión de aire de los poros es igual a la atmosférica, mientras que la presión del agua de los poros es inferior a la presión atmosférica debido a la succión capilar en el poro tierra fina. La presión de succión depende del tamaño de partículas del material y es notable en arcillas y materiales de la tierra más gruesas que contienen aditivos de arcilla. Cuanto más fino y la arcilla más plástico es y la menor es el contenido de agua es durante la compactación, mayor es la succión capilar es. La succión capilar inicial en un terraplén de arcilla recién llevada a cabo es generalmente de 1,4 a 2,8 atmósferas por debajo de la presión atmosférica y se puede medir con un equipo especial de laboratorio. Con el avance de construcción de terraplenes, la presión en las capas inferiores provoca una reducción de volumen de las burbujas de aire comprimibles que, posiblemente, puede romperse y se dispersan y disuelven en el agua de los poros. De esa manera, la cantidad de aire libre se reduce, y como consecuencia de esto hay un aumento en el grado de saturación con agua, causando una reducción en la succión capilar. Dungar desarrolla un modelo elástico-plástico teniendo en cuenta la succión capilar (Dungar, 1988b) y que considere que a fin de obtener resultados correctos en los análisis de diques de contención por medio de FEM, tal enfoque es esencial. Alonso et al. desarrollar un modelo similar, en el que se asumen dos variables independientes de tensiones - un aumento de la tensión total por encima de la presión de aire y de aspiración (subpresión en la fase de agua) (Alonso et al., 1990). 1988b) y que considere que a fin de obtener resultados correctos en los análisis de diques de contención por medio de FEM, tal enfoque es esencial. Alonso et al. desarrollar un modelo similar, en el que se asumen dos variables independientes de tensiones - un aumento de la tensión total por encima de la presión de aire y de aspiración (subpresión en la fase de agua) (Alonso et al., 1990). 1988b) y que considere que a fin de obtener resultados correctos en los análisis de diques de contención por medio de FEM, tal enfoque es esencial. Alonso et al. desarrollar un modelo similar, en el que se asumen dos variables independientes de tensiones - un aumento de la tensión total por encima de la presión de aire y de aspiración (subpresión en la fase de agua) (Alonso et al., 1990).


Más tarde ese modelo fue desarrollado por Pietruszczak y Pande (1996), el análisis de dos tipos de materiales de la tierra. En la primera, las burbujas de aire son mucho menores que las dimensiones medias de las partículas sólidas, mientras que en el segundo, las burbujas de aire más grandes se han insertado en el esqueleto tierra saturada. La formulación matemática abarca poros promedio de relación: Burbujas como un parámetro independiente del material. Durante los últimos 15 años se han realizado nuevos avances en el campo de la comprensión y la modelización del comportamiento de suelos no saturados y el lector es referido a la literatura que trata de este tema complejo (Fredlund y otros, 1995;. Fredlund, 2006; Rampino et al, 2000;. Alonso & Pinyol, 2008; Sheng et al, 2008;. Alonso y Cardoso, 2010; Alonso & Gens, 2011).

Desde el anterior examen de estos problemas, es evidente que la elección de una ley de comportamiento adecuado, lo que verdaderamente se presentará el comportamiento de los materiales, es una tarea complicada. Debe señalarse que la manera de obtener una ley constitutiva valiosa y eficaz para un material dado consta de cinco pasos:

1. formulación matemática del modelo; 2.

Identificación de los parámetros de entrada;

3. Determinación de los parámetros por un ensayo apropiado; 4. Verificación del modelo en relación con las pruebas de laboratorio y las condiciones físicas; 5. Verificación y evaluación del modelo en relación con las condiciones de contorno.

Todas las medidas citadas son importantes; Sin embargo, el tercero - la determinación de los parámetros de entrada por una prueba apropiada - merece una atención especial. Es decir, este paso tiene un papel decisivo para llegar a resultados verdaderos, ya que incluso el modelo más complejo es en vano si los parámetros de entrada no son un fiel reflejo del comportamiento de los materiales en el cuerpo de la presa.

En la práctica anterior para la obtención de parámetros de propiedades de los materiales, la prueba más frecuentemente utilizada fue la prueba triaxial, que da un lugar imagen real del estado espacio de carga de la tierra y materiales graduados. Últimamente, la aparato multiaxial

también se utiliza, por medio de la cual se prueban las muestras de tierra cúbicas que tiene dimensiones 10 × 10 × 10 cm, con diferentes direcciones de carga y su simulación - (. Desai et al, 1981) de compresión hidrostática, de compresión triaxial convencional, de tensión triaxial convencional, reducción de la tensión triaxial, cizallar y sencilla. Ya hemos mencionado varias veces que, en el caso de materiales graduados, la obtención de los parámetros para las características de resistencia es más compleja que para los materiales cohesivos, para los que se construyó el equipo estándar para las pruebas de hace mucho tiempo. Partiendo de la suposición de que en el caso de los medios de comunicación graduada (arena, grava y piedra triturada) las fuerzas durante la carga se transfieren a través de los contactos entre los granos, también se han desarrollado modelos numéricos para la carga cíclica monótona de materiales graduados. Uno de estos modelos se desarrolló por medio de la Discrete Método de Elementos, para los que los autores (Ng y Dobry, 1994) consideran que es una adición eficaz para experimentos de laboratorio y que es adecuada para la aplicación con materiales graduadas. Este método abarca fenómenos micromecánicos entre los granos del material, que se correlacionan con la respuesta macroscópica del medio, de modo que el método merece atención y estudio adicional.


Ya hemos hecho hincapié en la complejidad de la elección para el modelo constitutivo apropiado para materiales para el análisis Dique de contención. Generalmente, la elección de tensión-deformación modelo constitutivo utilizado en el análisis debe ser equilibrado entre la simplicidad y precisión. También la elección del modelo constitutivo depende de la finalidad de la modelización. Si el propósito del análisis es analizar tensiones y la tendencia de las deformaciones a continuación, los modelos más simples podría ser adecuado, dependiendo de la rigidez relativa entre diferentes materiales terraplén. Si un modelado más preciso de los valores primarios en diques de contención - deformaciones - Se requiere entonces un modelo de esfuerzo-deformación más compleja se debe aplicar. Sobre la base de los relativamente ricos práctica, se puede concluir que los modelos elásticos de tensión-deformación, como elástico lineal, modelos elásticos o hiperbólicas multi-lineales, son apropiados donde los suelos no están estresados al fracaso, pero que estos modelos no son adecuados para el modelado de comportamiento o problemas en los que se produce el fracaso local sin escurrir. Para estas situaciones (por ejemplo, para mojado colocado earthfill núcleos de delgada a anchura media en terraplenes zonificadas) el uso de modelos que incorporan teoría de la plasticidad se recomienda (Duncan, 1966).

8.3.4 simulación para la construcción de presas en capas Clough et al. (1967) demostraron la validez y la importancia de la simulación para la construcción de presas en capas en el primer artículo científico conocida en el análisis de diques de contención utilizando FEM. Con el ejemplo de una 30.5m alta hipotética presa de tierras (Fig. 8.12a), discretizado con elementos triangulares (b), se ha mostrado que la manera en que uno simula la construcción de una presa tiene una influencia decisiva en las deformaciones verticales en su cuerpo.

A saber, si imaginamos que la presa se ha construido instantáneamente (en una capa), a continuación, el asentamiento máximo se producirá en la cresta de la presa (Fig. 8.13a). Un cuadro completamente diferente se obtiene si la construcción se ha simulado en 10 capas (Fig. 8.13b), en cuyo caso obtener una imagen real, con un asentamiento máximo en la parte intermedia de la presa y, en valor absoluto, dos veces más pequeños en comparación con el caso anterior. En la simulación de la construcción en capas, también es posible simular la construcción de los elementos de hormigón y presas auxiliares, que se incorporan en el c uerpo de la presa. Figura 8.14 muestra las líneas de asentamientos uniformes en el 230m alta presa Oroville (EE.UU.), causada por su propio peso. Un análisis no lineal se ha llevado a cabo en tres fases. El primero simula la construcción del bloque de hormigón debajo del núcleo en nueve capas, mientras que la segunda fase representa la construcción de la alta ataguía 122m, también en nueve capas. Finalmente, la tercera fase simula construcción del terraplén principal en 12 capas. La fundación ha sido tratada como ser rígido. El mayor valor de la solución aparece en el núcleo, en el medio de la altura de la presa y que asciende a 140 cm. Mover hacia las zonas de transición y conchas, la solución disminuye rápidamente. Otra zona con valores relativamente altos de solución aparece en la proximidad del centro del núcleo en la ataguía aguas arriba. Comparación de los asentamientos calculados con los medidos muestra que no se desvíen mucho - al 85% del aparato instalada, la diferencia está dentro de los límites de 25% (Kulhawy y Duncan, 1972).

La presa de tierra-rock Gradec, previsto para ser construido sobre el río Vardar en su curso inferior, (Fig. 8.15), se ha analizado en la Facultad de Ingeniería Civil en Skopje, por


Figura 8.12 Las dimensiones de la sección transversal de la presa analizado (a), y discretización con elementos finitos (Después de Clough et al., 1967).

Figura 8.13 desplazamientos horizontales y verticales en el cuerpo de una presa de tierras hipotética. (un) Construcción de muro de contención en una capa; (B) la construcción en 10 capas.

Figura 8.14 Líneas de asentamientos iguales para la presa Oroville (EE.UU.) obtenido por medio de FEM, y causado por su propio peso.

la aplicación de un modelo no lineal compleja, utilizando las expresiones (8.51) - (8.53) de la relación hiperbólica (Tancev et al., 1991). El método de análisis se ha llevado a cabo de la siguiente manera: 1. La presa se ha discretizado con elementos isoparamétricas parabólicos con ocho puntos nodales, de modo que también se abarcan una parte de los cimientos de aguas arriba y aguas abajo, así como debajo de la presa, hasta la roca. Discretización se ha realizado con el fin de abarcar todos los diferentes materiales en el cuerpo y la base por medio de elementos particulares, y se hace posible una simulación


Figura 8.15 Sección transversal de la presa Gradec (diseño). (1) diabasa descompuesto en fundación; (2) capa de grava en fundación; (3) de sedimentos de río - arena; (4) núcleo de arcilla; (5) capas de filtro; (6) Los depósitos de grava; (7) de relleno de roca; (8) roca en la fundación - diabasa.

Figura 8.16 presa gradec, la simulación para la c onstrucción en capas.

de la construcción del dique con una altura estructural de 39,5 en siete capas, a partir de la capa más inferior del núcleo, en contacto con la base (Fig. 8.16). 2. No se asignan parámetros de las propiedades físico-mecánicas de todos los materiales, teniendo en cuenta que la forma no lineal dependiente módulo de elasticidad y el coeficiente de Poisson recibir ciertos valores iniciales mi 0 y v 0. 3. La primera capa se ha colocado y para la acción de todas las fuerzas (en este caso, sólo el peso del material) con los valores de mi 0 y v 0 desplazamientos en los nodos se han calculado y, a través de ellos, las tensiones σ x, σ y y τ xy, a partir de las expresiones de un estado plano de deformaciones. Las tensiones principales totales σ 1y σ 3, c ual mi y v dependen, se han calculado por medio de la expresión conocida: √ ( σ x - σ y σ1 ,3 = σ x + σ y

2±

)

2 + τ 2 xy

2

(8,64)

4. Los valores de mi 0 y v 0 se elaboran mediante un proceso de iteración, siempre y cuando

la condición: || mi TI - mi t i + 1

||

≤ 0.1 mi TI se cumple para todos los elementos.

(8,65)


Figura 8.17 Gradec presa, líneas de contorno de desplazamientos verticales causadas por el peso del propio dique.

5. Se añade entonces la siguiente capa, es decir, se aplica el siguiente caso de carga, y después se repite todo el proceso, teniendo en cuenta que para la capa recién colocado entramos en los cálculos con los valores asignados iniciales mi 0 y v 0, mientras que para los 'viejos' elementos empezamos con los valores de mi t y v t, que se han obtenido en el último ciclo de iteración de carga. 6. Si el elemento se carga o descarga, se puede juzgar de acuerdo con el valor de la resistencia al cizallamiento movilizado, calculado en su centroide por medio de la expresión:

m = τ máx

τ F

(8,66)

dónde τm ax = ½ ( σ 1 - σ 3), m ientras τ F se obtiene mediante la expresión (8.49), que representa un criterio para el fracaso. Si la intensidad de movilizado se incrementa en relación con el caso de carga anterior, el elemento se carga y la expresión (8.51) es válida; por el contrario, la expresión (8.53) es válida.

asentamiento máximo aparece en el medio de la presa, a una altura ≈ 0.6 MARIDO y asciende a 17,6 cm (Fig. 8.17). Este análisis es más realista que los dos análisis presentados anteriormente, en los que en la colocación de cada capa nueva, se ha asumido que las deformaciones en el borde superior son cero. Otro resultado de un análisis mejorado de este tipo es también la solución de la cresta (7 cm), causada por el peso de la presa en sí mismo (en los casos anteriores, que ascendió a cero). Figura 8.17 indica claramente que para una presa tales - con pequeña altura y relativamente ligeras pendientes - en las partes aguas arriba y aguas abajo de los extremos de la presa en una fundación no roca, prácticamente, no se producen asentamientos. La misma observación es válida también para desplazamientos horizontales.

En las referencias de libros de texto y publicaciones periódicas hay ejemplos de análisis de diques de contención con una simulación de la construcción en capas (Cathie y Dungar, 1978). En algunos casos, una simulación también se hace para la excavación en la fundación de una presa (asignando el peso del material como una fuerza que actúa hacia arriba) con el fin de obtener una


Figura 8.18 Simulación de la fuerza de la presión hidrostática en el paramento de la presa.

estado inicial más realista antes de la colocación de la primera capa del terraplén (Belloni y Tanzini, 1992; Desai & Christian, 1977).

8.3.5 Simulación para el llenado del depósito y el efecto del agua Agua con sus efectos complejos, complica considerablemente la cuestión de la determinación del estado de tensión-deformación en diques de contención, por lo que no es por casualidad que los primeros cinco años de la aplicación de la FEM para el análisis de estas estructuras complejas se reducía a un análisis de la construcción de presas en capas. Un aumento de agua en el depósito debe ser añadido poco a poco, en varios incrementos, teniendo en cuenta todos los efectos que acompañan. Vamos a tratar en la continuación para ilustrar ellos en varias tipos característicos de diques de contención.

8.3.5.1 presas de escollera con revestimiento impermeable

Simplemente, el efecto de se exhibe de agua en presas de escollera con un revestimiento impermeable al agua cuando se reduce a la acción de una fuerza debido a la presión hidrostática en el revestimiento, que se aplica en varios incrementos (por ejemplo, tres, Fig. 8.18) . Las consecuencias de la acción del agua en este tipo de dique de contención están claramente percibidos y se reducen a lo siguiente: (1) En el cuerpo de la presa no se producen asentamientos adicionales y desplazamientos horizontales hacia la cara de aguas abajo; (2) el revestimiento está siendo deformado; y (3) no se producen cambios en el estado de tensiones, que tienen un reflejo beneficioso sobre la estabilidad de la presa. Como una ilustración de la primera consecuencia, la Figura 8.19 indica diagramas para líneas de contorno de horizontal (a) y vertical (b) desplazamientos, causado sólo por el efecto del agua, por una presa hipotético de escollera con revestimiento asfáltico, 80 m de altura, analizado por el autor (Tan

CEV, 1989) por medio del modelo ya se ha descrito en el ejemplo para la presa Gradec. El mayor asentamiento aparece en el paramento y asciende ≈ 4 cm, mientras que la figura 8.19 muestra que los asentamientos aparecen sólo por debajo del revestimiento, predominantemente en la parte inferior de la presa. En la zona de la cresta, inmediatamente debajo de ella, así como en la parte superior de la cara aguas abajo, llega sobre un ligero aumento con un valor máximo de

0,4 cm. El desplazamiento máximo horizontal causada por el agua, así, se produce en el revestimiento, algo más baja que la parte media y que asciende a ≈ 6 cm. Hacia la cara aguas abajo, la magnitud de los desplazamientos horizontales disminuye progresivamente, mientras que en la cresta de la presa llega aproximadamente un desplazamiento de 2 cm.


Figura 8.19 Horizontales (a) y verticales (b) desplazamientos provocados por la presión hidrostática.

Figura 8.20 Horizontal (a) y (b) los desplazamientos verticales en el cuerpo de la presa de escollera, presa Cethana

(Australia), con un paramento de hormigón armado, debido al efecto de la presión hidrostática sobre el paramento, calculado con un modelo no lineal de FEM (después de Khalid et al., 1992).

desplazamientos obtenidos son relativamente pequeño para una presa de una altura tal. Esto se debe a que el material de roca dura en el cuerpo de la presa ( γ = 22,5 kN / m 3, φ = 45 ◦, K = 1 500). El análisis por este método, llevada a cabo en la primera presa moderna, Cethana presa, en Australia, con un paramento de hormigón armado, da resultados similares, Figura 8.20 (Khalid et al., 1992). Deformaciones en este caso son algo mayores. Esto es debido a la mayor altura de la presa (110m), inclinaciones más pronunciadas de pistas, así como las diferencias en las principales características físicas y mecánicas del material de roca ( γ = 20 kN / m 3,

φ = 39 ◦, K = 2500). El segundo efecto, la deformación del paramento, se ilustrará en los mismos ejemplos. El revestimiento de asfalto y hormigón, 25 cm de espesor en la cresta y 35 cm de espesor en la base, en los análisis del autor (Tan CEV, 1989), se deforma como se muestra en


Figura 8.21 La deformación de la parte inferior (A), y el borde superior (B), de revestimiento de asfalto y hormigón.

Figura 8.22 desviación normal de revestimiento para Cethana presa después de llenar el depósito (después de Khalid et al.,

1992).

Figura 8.21. El desplazamiento máximo se registra aproximadamente debajo de la mitad del paramento. La deformación del paramento de hormigón armado de la Cethana presa, 3 cm de espesor en la cresta y 5 cm de espesor en la base, calculados por medio de FEM, se muestra con una línea continua en la figura 8.22, y se relaciona con el borde superior. El diagrama tiene un patrón similar a la que en el caso de un revestimiento de asfalto y hormigón. El desplazamiento máximo resumen de la orientación aquí de nuevo es aproximadamente en el medio del paramento y asciende a ≈ 11,5 cm. En la misma figura, con una línea discontinua, se muestra un diagrama de desplazamientos resumidas de paramento, elaborado sobre la base de los datos de medición, registrados inmediatamente después de la primera de llenado del depósito (8 de diciembre 1971). No es evidente una buena concordancia de los resultados de los cálculos y mediciones. Los desplazamientos medidos considerables en la parte superior se deben a las deformaciones dependientes del tiempo que son máxima en la parte más alta del terraplén, que se producen en el curso del llenado


Figura 8.23 Diagramas para la resistencia al corte movilizada por una presa con revestimiento de asfalto y hormigón, 80 metros de altura.

de depósito, y que no se han cubierto en el análisis. Se prestará más atención a este importante fenómeno más adelante en este capítulo. Los datos anteriormente obtenidos para deformaciones de revestimientos en presas de escollera dan entendimientos valiosos para la evaluación de la estabilidad del elemento impermeable al agua, así como por su diseño racional. El desarrollo de métodos numéricos para el análisis de las presas es una de las razones para el desarrollo de las presas con un paramento de hormigón armado en los últimos 35 años.

La tercera consecuencia de la acción del agua en las presas con un revestimiento - mejora de la estabilidad de la presa - Es paradójico a primera vista, pero es cierto. A saber, el hecho de que el material de relleno en su cuerpo no entre en contacto con el agua es más bien favorable para la presa. Además, el componente vertical de la presión hidrostática sobre el paramento, de hecho aumenta el peso de la presa. Dentro del tipo de gravedad de la presa, a la que pertenecen diques de contención, es andmakes favorables para contribuir a mejorar la estabilidad de la presa. Si añadimos aquí el hecho de que la componente horizontal de la fuerza del agua aumenta los esfuerzos horizontales normales en el cuerpo de la presa, lo que también aumenta la resistencia al corte, no es de extrañar que las presas con un revestimiento tiene una mayor estabilidad cuando el depósito está lleno. Esto se ilustra en la figura 8.23,

CEV, 1989).

Los diagramas se han obtenido con los valores para la resistencia al cizallamiento movilizada, calculado en el centro de gravedad de cada elemento por medio de la expresión (8.66). La figura 8.23a muestra que, antes del llenado del depósito, los mayores valores para la fuerza movilizada se obtienen en la parte central de la presa, así como en algunas zonas locales por debajo de la paramento. Aún así, los elementos de carga máxima movilizan menos de


70% de la resistencia disponible. Cargando con agua 'se descarga' la parte de aguas arriba y el centro de la presa, mientras que en la parte de aguas abajo prácticamente no hay influencia (b). En el caso de un depósito lleno, la zona inmediatamente al extremo de aguas abajo es máximamente cargado; sin embargo, aquí, también, la fuerza movilizado apenas supera el valor de 60%. En este sentido, es significativo que el valor recíproco de la resistencia al corte movilizado representa una coeficiente de seguridad frente a la esquila. De esta manera, por medio de la fuerza movilizada, la estabilidad de la presa en cada una de sus zonas locales está representado, y también como un todo.

8.3.5.2 diques de contención con un núcleo interno

En el caso de las presas de tierra-escollera con un núcleo central y presas de escollera con un coremade de material artificial, el efecto del agua se manifiesta de forma diferente en comparación con el caso de las presas de escollera con la barrera de agua aguas arriba. Los análisis de primer llenado generalmente consideran el elemento principal barrera de agua para ser impermeable durante el primer llenado y la carga de agua para actuar en la cara corriente arriba de esta zona. El agua penetra a través del material permeable al agua en la carcasa de aguas arriba, se sumerge, y provoca los siguientes efectos 1:

1.

Reblandecimiento del material granular no cohesivo saturado en la cáscara de aguas arriba, la figura 8.24a; la consecuencia es la liquidación adicional y algunas deformaciones horizontales.

2. levantamiento de empuje sobre la cáscara de aguas arriba, saturado en agua (Fig 8.24b.); el resultado es la disminución de tensiones efectivas en la zona de escollera permeable aguas arriba del núcleo, que puede causar deformaciones hacia arriba y de aguas arriba, pero es probable que sean muy pequeño debido a la más bien alto módulo tangente en descarga y carga de gravas y escolleras en comparación con su módulo durante la carga.

3. acción de una fuerza debido a la presión hidrostática en el lado aguas arriba del núcleo de material impermeable, Fig. 8.24c, dando como resultado un aumento neto en las tensiones totales dentro y aguas abajo del núcleo. La deformación resultante es aguas abajo y hacia abajo. 4.

La filtración de agua en el núcleo, con un flujo de filtración estacionaria establecida; fuerzas de filtración causarán deformaciones adicionales. El primer efecto es muy importante y tiene una acción compleja que se exhibe con asentamientos adicionales en el

terraplén, desplazamientos horizontales, así como un cambio en el estado de tensiones, que a veces puede conducir a una aparición de fisuras en el núcleo. Este efecto es simplemente presenta en la figura 8.24a, a través de causando asentamiento adicional. El fenómeno de ablandamiento de los materiales no cohesivos se puede ver claramente a partir de las dos curvas que representan la relación tensión-deformación, obtenido a través de pruebas triaxial de Thematerial de la cáscara de theOroville presa (EE.UU.), la Fig. 8.25, (Eisenstein y Naylor, 1986) . La curva del material húmedo aparentemente da características de resistencia más bajos para la igualdad de las tensiones, que también se pueden ver a partir de los valores numéricos de los parámetros más importantes que entran en la relación hiperbólica: para el estado seco: φ = 46.3 ◦;

S uponemos que la base es prácticamente no deformable e impermeable, que es el caso para la mayoría de las grandes

1

tierra-escollera y las presas de escollera en especial con una barrera impermeable artificial.


Figura 8.24 Simulación del efecto del agua. (A) Efecto de reblandecimiento del material granular no cohesiva saturado con agua; (B) elevación de empuje sobre la cáscara de aguas arriba; (C) la presión hidrostática en el lado aguas arriba del núcleo antes de establecer el flujo de filtración a través de él.

Figura 8.25 relación de tensión-deformación que muestra el reblandecimiento del material no cohesivo (después de

Eisenstein y Naylor, 1986).

K = 2030; n = 0 ,34; R f = 0,86; para el estado húmedo: φ = 44.8 R f = 0 .85.

◦; K

= 1690; n = 0 ,30;

Con los análisis de las presas de escollera con núcleos de asfalto y hormigón (verticales o inclinadas) (Tan

CEV, 1989), el fenómeno de ablandamiento de material no cohesivo se introduce de una manera bastante simple. Con un número de ensayos numéricos que se determine que, para el material específico, el efecto puede ser aproximadamente simula de manera tal modo que los elementos sumergidos son cargados en el centroide por una fuerza igual a 4% del peso del relleno sobre el centroide del elemento (Fig. 8.26a) apropiado. Cada etapa de aplicación de agua se simula en incrementos de dos: en el primero, el efecto citado de reblandecimiento, mientras que en el segundo, los siguientes dos efectos de llenar el depósito - el alivio del material sumergido a través de fuerzas de Asignación, dirigidos hacia arriba, así como la acción de la fuerza de la presión hidrostática sobre la pared de núcleo (Fig. 8.26b).


Figura 8.26 Los efectos del agua en el depósito aguas arriba y a la pared del núcleo durante el depósito relleno.

Figura 8.27 Contornos de los desplazamientos verticales en Gradec presa.

Figura 8.28 desplazamientos horizontales de eje vertical del núcleo de la presa El Infiernillo (México).

Obviamente, la simulación de los últimos dos efectos es relativamente simple. Su presentación apropiado se da en la Figura 8.24b y c, también para el caso de una presa de tierra-rock. Un procedimiento análogo se ha empleado en el análisis de la presa Gradec tierra-rock mencionado anteriormente, para los que se muestran las líneas de contorno de los desplazamientos verticales en la Figura 8.27 (Tan

CEV et al., 1991). Es notable que el efecto de primer llenado del depósito sobre los asentamientos es relativamente pequeño. Esto es debido a las características pequeña altura y una buena resistencia del material previsto para la colocación (en comparación con la Fig. 8.17).


Los resultados de observaciones del desplazamiento horizontal del eje de la base de la El Infiernillo presa (México), en el primer llenado del depósito, pueden servir como un ejemplo de la complejidad de los efectos enumerados arriba por el agua (Fig 8.28.); (Eisenstein y Naylor, 1986). Para más información sobre la presa El Infiernillo, véase el capítulo 11.

Con respecto a la línea vertical del eje, desde el inicio de llenado de la con respecto a la línea vertical del eje, desde el inicio de llenado del depósito hasta que el nivel alcanza aproximadamente la mitad de su profundidad, el núcleo disloca hacia la río arriba cara, especialmente su parte superior. Durante esta fase el peso del material no sumergida en la cáscara es relativamente alta y que dicta deformaciones debidas a la de reblandecimiento de material debajo de ella. Con un aumento adicional del nivel, el núcleo se desplaza hacia la cara de aguas abajo, mientras que con un depósito lleno, todos los puntos ya se desplazan aguas abajo a excepción de la junta con la roca, que es rígida, y la cresta, que todavía se desplaza un poco hacia la cara aguas abajo. Por supuesto, tal “movimiento '' del núcleo es un resultado de la acción simultánea de los tres primeros efectos descritos. Se considera que es, en la mayor medida, debido a la primera efecto.

Abultamiento fuera del diagrama de desplazamientos, que está en su máximo cuando el depósito está lleno y se encuentra algo por debajo de la mitad de la altura es, por supuesto, debido al ablandamiento del material y al efecto de la fuerza de la presión hidrostática en el núcleo, antes de establecer el flujo de filtración estacionaria en ella. Un comportamiento similar se ha registrado en otras presas. La verdadera simulación de este efecto en los análisis con FEM es una cuestión muy compleja, iniciado en 1972 (Eisenstein y Naylor, 1986), y después de algún tiempo en cuenta. Durante los últimos 20 años se llevó a cabo la investigación científica adicional que resulta en un progreso apreciable, que se describirá más adelante en este capítulo.

El cuarto efecto de llenar el depósito, formación de la filtración estacionaria fluya a través del núcleo (o a través de toda la presa, si se ha construido de material tierra cohesiva), se caracteriza por el desarrollo de la presión de poros en la parte del núcleo por debajo de la línea de la filtración. La simulación de este fenómeno se lleva a cabo mediante la introducción de las fuerzas de la presión de poros, que se obtiene por un análisis de la filtración, realizada con la misma malla de elementos finitos como para el análisis de la tensión-deformación estado, lo que hace posible el más preciso transferencia de las fuerzas de la filtración en los nodos (Li & Desai, 1983). Observaciones sobre presas construidas, abundantemente alojados con instrumentos para la ocultación, indican algunos desplazamientos en el cuerpo de la presa tras el establecimiento de un flujo de filtración estacionaria. Aquí hay que admitir que es muy difícil (si no imposible) para distinguir un límite claro entre el estado después de la primera de llenado del depósito y el estado de establecido el flujo de filtración estacionaria, ya que, en la práctica, el proceso de filtración empieza (a una mayor o menor medida) con el inicio de la elevación del nivel del agua. En esta etapa, desde el punto de vista de ingeniería, es muy importante que el análisis utilizando FEM permite la comprensión exacta del estado de tensiones en el cuerpo de la presa. A saber, en la distribución de tensiones en el cuerpo de la presa, y en sus elementos particulares, hay influencias de muchos factores - la construcción y la geometría de la presa, y la forma y características de la base, etc. En el caso de diques de contención regularmente , en un grado menor o mayor, llega a unos t ransferencia de fuerzas de un elemento estructural a otro, o bien en el interior, dentro de un determinado elemento estructural (Kulhawy y Gurtowski, 1976).


Figura 8.29 Indicación de peligro potencial de la fracturación hidráulica.

Una consecuencia de la transferencia de fuerzas es la descarga de ciertos elementos estructurales (o partes de un elemento) y sobrecarga de los otros. Que, al final, puede dar lugar a la aparición de f racturamiento hidráulico. La fracturación hidráulica se manifiesta con la fisuración del material cohesivo, cuando en alguna zona de la fuerza de la presión hidrostática o de la presión de agua de los poros es superior al valor de la tensión normal total, es decir, la tensión normal efectiva. El diagrama en la Figura 8.29 indica las líneas de presión total de la Tierra ( γ m arido), y mayor tensión principal total ( σ 1), q ue tiene los valores más pequeños que γ m arido

debido a la transferencia de las fuerzas, la tensión principal menor totales σ

3, la

presión hidrostática anticipado lo largo

del eje A-A ( γ w marido w) y la presión de agua de los poros u.

La razón más frecuente para la fracturación hidráulica es la liquidación no uniforme de los diferentes materiales, cuando los materiales más deformables se 'cuelgan' en los más rígidos y dan a ellos una parte de sus tensiones. Además, en los casos cuando no es distinto irregularidad en la fundación por debajo del material cohesivo, asentamientos diferenciadas del material homogéneo se produce. Este fenómeno importante e interesante desde un punto de ingeniería técnica será tratado con más detalle en el capítulo 11.

Aunque se había conocido antes, este fenómeno se ha enderezado a cabo con el desarrollo de la FEM, que por sí solo es una definición precisa y completa del estado de estrés en el cuerpo de la presa sea posible. Figura 8.29 (zona sombreada) indica la presión efectiva negativa y dentro de esa zona hay condiciones para la aparición de una fisura, es decir, la fracturación hidráulica. Se considera que esto por sí solo no es suficiente para fracturar el núcleo, ya que es necesario tener una coincidencia con todavía otro inconveniente - no homogeneidad del material en la misma zona. Un experto bien conocido en el campo de diques de contención, Penman, considera que la fracturación hidráulica puede tener lugar cuando el valor de la presión de agua de los poros está entre los valores de la tensión principal mayor total de σ 1 y la tensión principal menor totales σ 3. También esta cuestión, con el fin de ser completamente aclarado, requiere más investigaciones. Todo el mundo hay registros de un número de casos de daños y fallos de presas de tierra y presas tierra-rock como consecuencia de la fractura hidráulica y la erosión progresiva a través de la fisura ocurrido. Entre ellos se encuentra también el fallo c onocido de la presa de Teton (EE.UU.), en 1976.

Otros factores que pueden afectar a la deformación terraplén durante el primer llenado y en el período de servicio incluyen los llamados asentamiento colapso, deformaciones dependientes del tiempo, tales como la fluencia y earthfill consolidación y asentamiento diferencial de la fundación (cuando la presa se basa en fundamentos deformables ).


8.3.6 Reducir la liquidación En la sección 8.3.5.2 de este capítulo se discuten brevemente los efectos del agua en diques de contención con un núcleo interno durante la incautación depósito. Como consecuencia de incautación depósito, de ablandamiento del material granular no cohesivo saturado en la cáscara de aguas arriba se produce lo que conduce a la solución adicional. Este asentamiento adicional es causada por la llamada compresión colapso del material de terraplén, que es un componente importante de la modelización de diques de contención con núcleo interno como elemento resistente al agua. Mayormente, los efectos de la compresión colapso son los más conocidos por el hombro presa aguas arriba en el embalse inicial, pero también hay eventos de compresión colapso en el hombro aguas abajo siguientes humectación debido a las precipitaciones, la fuga o embalse cola-agua. Para el análisis real de diques de contención que es necesario incorporar compresión colapso en modelos constitutivos, pero añade más complejidad e incertidumbre en la definición de parámetros de material, ya que la compresión colapso depende de más factores, tales como: densidad compactada, condiciones de estrés, las propiedades del material y otros factores. Evidencia de compresión colapso durante el primer llenado depósito incluye asentamiento diferencial a través de la cresta de la presa con mayor asentamiento del hombro aguas arriba, cresta de la difusión, y la cresta longitudinal agrietamiento en algunos estudios de casos (Hunter & Fell, 2003). propiedades del material, y otros factores. Evidencia de compresión colapso durante el primer llenado depósito incluye asentamiento diferencial a través de la cresta de la presa con mayor asentamiento del hombro aguas arriba, cresta de la difusión, y la cresta longitudinal agrietamiento en algunos estudios de casos (Hunter & Fell, 2003). propiedades del material, y otros factores. Evidencia de compresión colapso durante el primer llenado depósito incluye asentamiento diferencial a través de la cresta de la presa con mayor asentamiento del hombro aguas arriba, cresta de la difusión, y la cresta longitudinal agrietamiento en algunos estudios de casos (Hunter & Fell, 2003).

La susceptibilidad de una escollera al colapso de compresión depende de una serie de factores, como el tipo de roca, el método de colocación (espesor de la capa, del tipo de rodillo, número de pasadas), contenido de humedad en la colocación, la distribución de tamaño de grano, forma de las partículas (angular o redondeada ), grado de meteorización de la roca, el nivel de tensión efectiva, etc. en la mayoría de los casos la cantidad de compresión colapso y su efecto en el comportamiento global deformación de la presa es bastante limitado, mientras que en algunos casos es muy grande. Se realizó una amplia gama de investigaciones, especialmente en las dos últimas décadas, para aclarar estas preguntas importantes. Estudio de caso y los datos de pruebas de laboratorio indican que el potencial de magnitud de compresión de colapso es: mayor de escolleras colocados en seco, disminuye al aumentar el esfuerzo de compactación, y aumenta con el aumento de nivel de estrés (Nobari y Duncan 1972a; Marsal 1973; Alonso y Oldecop 2000). escollera de dumping es particularmente susceptible al colapso de compresión como lo demuestran las muy grandes deformaciones observadas en diferentes presas, incluyendo Tikvesh presa (R. Macedonia). El estudio de caso de grandes deformaciones observadas en presa de tierra-rock 105m-alta Tikvesh durante el primer llenado del depósito y en el período de servicio se da en el Capítulo 11.

La deformación a una reducción de resistencia a la compresión de la escollera en la saturación, principalmente en la superficie externa de las partículas, lo que lleva al fracaso en los contactos de puntos sometidos a grandes esfuerzos en una masa de escollera angular, se ha analizado byTerzagi (1960). Los tipos de rocas que son generalmente más susceptibles al colapso de compresión debido a una mayor reducción de la resistencia de la fuerza de la sustancia en la saturación son rocas sedimentarias (areniscas a mudrocks), calizas y rocas metamórficas de rocas sedimentarias de los padres, mientras que las rocas ígneas son menos susceptibles. Earthfills son mucho menos susceptibles a colapsar compresión, debido principalmente a la alta esfuerzo de compactación utilizado durante la construcción y la colocación en el contenido de humedad óptimo. El fenómeno de ablandamiento de los materiales no cohesivos de este capítulo prácticamente se inició en la figura 8.25, a través de las dos curvas que representan la relación tensión-deformación en los estados seco y húmedo, obtenido por la prueba triaxial del material de la cáscara de la presa Oroville ( ESTADOS UNIDOS). curvas de compresión laboratorio para una muestra de escollera en los estados seco y húmedo se muestran en la Figura 8.30 (Nobari y Duncan 1972a).


Figura 8.30 curvas de compresión para los estados seco y húmedo y compresión colapso de la seca a estado húmedo de grava en la prueba edómetros (después Nobari y Duncan 1972a). (1) Inicialmente seco; (2) inicialmente húmedo; (3) agua añadida; (4) inicialmente seca, después se añadió agua.

efectos colapso de comportamiento presa de escollera se introdujeron primero en el análisis de elementos finitos por Nobari y Duncan (1972a). La idea es medir cepas de colapso mediante la realización de edómetros seco y en húmedo y ensayos triaxiales en muestras de escollera (Fig. 8.30). El cálculo comienza por realizar el método de elementos finitos utilizando el conjunto de parámetros de material correspondientes a las condiciones secas; a continuación, el colapso se simula numéricamente en dos etapas. En la primera etapa el cambio estrés debido a la saturación (en tensión constante) se determina sobre la base de los datos experimentales. En la segunda etapa las fuerzas nodales que restauran el equilibrio se aplican. Las cepas calculadas reproducen las cepas de colapso. Este procedimiento fue aceptado y aplicado para diferentes modelos constitutivos por otros autores (Eisenstein y Naylor, 1986; Veiga Pinto, 1983; Justo y Saura, 1983; Naylor et al., 1989; Soriano et al., 1990).

compresión Cerradura de humectación se produce para la escollera seco cuando el estado de tensión está por encima de la línea de compresión normal para escollera mojada o saturado, y la cepa colapso es equivalente a la diferencia de tensión entre los estados secas y húmedas a una tensión de confinamiento dado. Alonso y Oldecop (2000) mostraron que las deformaciones de colapso de magnitud similar a la que se produce en la inundación de la muestra se obtuvieron mediante la imposición de 100% de humedad relativa en una muestra de escollera, lo que indica que las inundaciones o humectación de los huecos entre las partículas de roca no fue requerido para la deformación colapso . Llegaron a la conclusión de que c ualquier situación que conduce a un cambio en el contenido de humedad en los poros de la roca es suficiente para causar la deformación colapso, l o cual es coherente con la observación de las deformaciones de colapso inducidos por las i nundaciones, tales como en el llenado del depósito, o la lluvia (Hunter & Fell, 2003).

Algunos degradado escolleras compactados son susceptibles a muy grandes asentamientos debido al colapso de compresión cuando se humedece, presumiblemente, si se colocan con cantidades limitadas de agua. En Ataturk presa la solución de la corriente arriba resistido escollera era potencialmente muy grande como se indica por la muy gran asentamiento posterior a la construcción de la cresta (4% a casi 7 años después de la construcción) .La mejor conocido tal ejemplo es


Figura 8.31 presa Beliche, sección transversal central, que muestra la posición de extensómetros y la superficie marcadores de solución (después de Naylor et al., 1997).

Beliche Dam, una tierra-rock damwith hombros de escollera y un núcleo de arcilla central, que experimentó grandes asentamientos de colapso debido a la confiscación del depósito y la acción directa de las lluvias. En esta presa, se midieron las cepas vertical de hasta 2,1% a la primera de llenado dentro de la “ligeramente compactada '' escollera de esquistos y areniscas erosionadas. atención beliche Damhas attractedwide de los investigadores que trabajan en el campo de diques de contención. La razón para el interés de larga duración probablemente se encuentra en la disponibilidad de un conjunto de pruebas de laboratorio a gran escala sobre los materiales de escollera, así como un amplio conjunto de datos de vigilancia sobre el terreno, que abarca la construcción y el embalse, y varios años de la presa operación. Desde el primer llenado del depósito inesperado en 1984, otros documentos sobre el comportamiento tanto de laboratorio como de campo de los materiales de escollera y la evolución de las técnicas numéricas para el análisis de Beliche presa se han publicado. De particular interés son los trabajos publicados por Naylor et al. (1986, 1997) y por Alonso et al. (2005).

En su artículo muy ilustrativo y exhaustiva, Alonso et al. (2005) describieron el desarrollo y mejora del modelo aplicado para el análisis numérico. También, ellos interpretaron los resultados de pruebas de laboratorio de escollera gran escala bajo condiciones secas y inundados, con la identificación de parámetros de material. El uso de su modelo numérico muy sofisticado, que simularon la historia completa de la construcción de la presa, embalse y precipitaciones por medio de un modelo de flujo-deformación acoplada. Beliche presa es una presa de tierra alta 54m-rock, con una forma moderadamente curvo en planta, situada en el Algarve, Portugal. El núcleo de la presa está en posición vertical, con el apoyo de las cáscaras de la presa de escollera. Una sección transversal presa central, que muestra la posición de extensómetros y marcadores de solución de superficie se da en la Figura 8.31. El núcleo está hecho de arcilla de baja plasticidad. Dos zonas se distinguen en cada shell: uno interior, hecho de esquistos fracturados ligeramente compactados, y una externa más dura, hecha de greywacke compactado. Ambos esquistos y areniscas se conocen como rocas relativamente suaves, y pueden esperarse grandes deformaciones. La construcción comenzó en 1984. Cuando la presa fue construida a una altura de 47 m (enero-febrero 1986) el nivel del depósito se elevó a una elevación temporal inesperada de 29 m sobre el nivel del cimiento debido a las fuertes lluvias. desplazamientos verticales significativas de la carcasa de aguas arriba se registraron en I1 extensómetro, locatedwithin la cubierta interna aguas arriba. de solución de máxima acumulada, en exceso de 0,80 m, se registró a media altura de la presa. El I6 extensómetro (Fig. 18,31), situado en la carcasa aguas abajo,


Figura 8.32 presa beliche. (A) La geometría de la presa para los cálculos del modelo; (B) modelo discretizado usando

triángulos cuadráticas (Alonso et al., 2005).

a pesar de no ser afectado por el embalse, llegado a acuerdos similares. La presa se completó inMarch 1986, y luego se somete a la lluvia y la evolución del nivel del depósito. asentamientos observados y los desplazamientos horizontales de los marcadores de superficie estaban en correlación con la intensidad de lluvia en los períodos extremos de precipitación durante los primeros cinco años de operación de la presa. El fenómeno completo fue investigada a fondo y analizado por los autores. Se realizó un análisis de flujo-deformación acoplado de la historia de la construcción, embalse y la fase operativa de Beliche Dam. Se prestó especial atención al papel de las lluvias, durante la construcción y las fases posteriores. Los cálculos del modelo se comparan con las mediciones de campo. En el documento, en primer lugar, los modelos elastoplástico utilizados para la descripción de los materiales del cuerpo de la presa se introduce, prestando especial atención al modelo de material de escollera y de la naturaleza física de los parámetros del modelo. Los resultados de ensayos edométricos y triaxiales realizadas en el Laboratorio Nacional d'Engenheria Civil de Lisboa (LNEC) están de vuelta a analizar a fin de obtener los parámetros del modelo. Los parámetros hidráulicos se aproxima sobre la base de los datos de identificación conocidos. también se dan detalles del análisis de flujo mecánico acoplado realizado. distribuciones espaciales de algunas variables medidas en algunos momentos específicos (desplazamientos verticales y horizontales, tensiones) se obtienen y se comparan con las mediciones. Además, los registros de tiempo calculados de asentamientos y desplazamientos horizontales se comparan con las mediciones reales. trayectorias de tensiones obtenidas en algunos puntos específicos dentro de la presa se dan, con el propósito de la comprensión de los fenómenos de deformación observados en la estructura. Se realizó un análisis primero usando los parámetros derivados directamente de pruebas de laboratorio. Este caso representa el caso base. casos adicionales, modificando tanto la compresibilidad de escollera, para tener en cuenta los efectos de escala, y también se llevaron a cabo la permeabilidad de escollera. distribuciones espaciales de algunas variables medidas en algunos momentos específicos (desplazamientos verticales y horizontales, tensiones) se obtienen y se comparan con las mediciones. Además, los registros de tiempo calculados de asentamientos y desplazamientos horizontales se comparan con las mediciones reales. trayectorias de tensiones obtenidas en algunos puntos específicos dentro de la presa se dan, con el propósito de la comprensión de los fenómenos de deformación observados en la estructura. Se realizó un análisis primero usando los parámetros derivados directamente de pruebas de laboratorio. Este caso representa el caso base. casos adicionales, modificando tanto la compresibilidad de escollera, para tener en cuenta los efectos de escala, y también se llevaron a cabo la permeabilidad de escollera. distribuciones espaciales de algunas variables medidas en algunos momentos específicos (desplazamientos verticales y horizontales, tensiones) se obtienen y se comparan con las mediciones. Además, los registros de tiempo calculados de asentamientos y desplazamientos horizontales se comparan con las medi

Dos modelos constitutivos diferentes se usaron para describir el comportamiento de una arcilla lowplasticity en el núcleo, y los hombros de escollera. Para el núcleo de arcilla, el “Barcelona modelo básico '' (BBM), propuesto por Alonso et al. (1990), fue adoptado. El modelo aplicado para los hombros de escollera es una extensión del modelo de compresibilidad desarrollado por Oldecop y Alonso (2001). compresibilidad volumétrica de escollera para triaxial


Figura 8.33 Evolución de desplazamientos verticales de los marcadores de superficie M54, J54 y J40 - comparación de

medido y los valores de caso base calculada (afterAlonso et al., 2005). (1) Iniciar medidas; (2) los asentamientos debido a damconstruction y el depósito embalse; (3) los asentamientos debido a las lluvias (en el período de lluvia).

condiciones se supone que tiene dos componentes, cuyos orígenes son un reordenamiento de partículas y un fenómeno de rotura de partículas. El segundo es dependiente de la humedad que prevalece relativa (o, alternativamente, la succión total) en las partículas de escollera altamente. El análisis de la presa se realizó con el CODE_BRIGHT código de elementos finitos, desarrollado en el Departamento de Ingeniería del Terreno de la Universidad Politécnica de Cataluña, Barcelona. materiales de escollera para las zonas de la cáscara interior y exterior se ensayaron en un células (D = 300 mm) de diámetro grande edómetros (D = 500 mm) y triaxial. La gradación del material ensayado fue escalado hacia abajo haciendo que las distribuciones de tamaño de grano acumulativos muestra, paralela a la curva de gradación de la de material de escollera situ. Las pruebas se realizaron en un material seco. En algún momento durante los ensayos triaxiales, los especímenes fueron inundadas,


aunque la velocidad de deformación vertical aplicada se mantuvo durante la inundación de la muestra y posterior esfuerzo. Se remite al lector al documento de fuente (Alonso et al., 2005) para los detalles de los artículos anteriormente enumerados y muy brevemente descritos, relacionados con las mediciones de campo, investigaciones de laboratorio, preparación de parámetro, la formulación de modelos, etc.

La construcción de presas y el depósito incautación se preveía para experimentar las siguientes etapas:

(A) Construcción de elevación 29m, t = 0 -180 días. (B) Construcción de 47m elevación, t = 180-360 días (C) Incautación del depósito a la elevación 29m, t = 360-420 días (D) Finalización de la construcción a 55m elevación, t = 420-450 días (E) Incautación de depósito a la elevación 49m, t = 450-1500 días (F) del nivel de agua mantenido en el depósito a 49m elevación, t = 1500-3240 días (G) de nivel de agua se redujo en el depósito a 20m nivel, t = 3240-3600 día

El tiempo inicial adoptada en la simulación realizada, t = 0 , corresponde a la a partir de la construcción de la presa. A relativamente alta succión inicial, s = 2 0 MPa, se asumió en el momento de la colocación de escollera. Corresponde a una humedad relativa de 85%. En escollera relativamente débil hizo de esquistos y areniscas, produciendo aperturas en tensiones muy bajas, debido a la aparición de la rotura de las partículas, y por lo tanto bastante una tensión de fluencia inicial baja se supuso para las conchas de escollera interior y exterior.

En la figura 8.32 se ilustra la geometría de la presa Beliche para los cálculos del modelo (a), así como el modelo discretizado usando triángulos cuadráticas (b). Un caso base se definió sobre la base de los parámetros de los materiales derivados de las pruebas de laboratorio realizadas. Para ilustración de los diversos resultados obtenidos, la evolución en el tiempo de los desplazamientos verticales en los puntos de marcador de superficie M54, J54 y J40 (ver Fig. 8.31) para el caso base se da en la Figura 8.33. M54 y J54 se encuentran en los bordes de aguas arriba y aguas abajo del núcleo de arcilla, mientras J40 es un punto por encima de media altura en el hombro aguas abajo. En los momentos apropiados en los asentamientos de tiempo repentina causada por el llenado del depósito (2), así como originados de las lluvias (3) que se ven desde las líneas de los desplazamientos verticales.

Al final de nuestra breve presentación del documento muy digno de Alonso et al. (2005), reproducimos un fragmento corto de conclusiones de los autores: “... Los modelos numéricos desarrollados en el marco de análisis de tensión eficaz requieren algunos dispositivos computacionales ad hoc para manejar el desarrollo de cepas como consecuencia de la succión o cambios de humedad relativa, tanto en el núcleo y en los hombros de escollera. Pueden ser útiles para reproducir esfuerzo y deformación estados en una etapa dada de construcción y operación presa, incluso si la representación de comportamiento del material es incompatible con los fenómenos físicos. Sin embargo, carecen de la posibilidad de manejar los factores ambientales, tales como un régimen de tiempo. El caso de la presa de Beliche destacó los efectos relevantes de clima, que son directamente responsables del comportamiento del espaldón de aguas abajo. Idealmente, los modelos constitutivos utilizados requieren pruebas controlada de succión para la determinación de parámetros de material ''.


Roosta y Alizadeh (2012) Detalle de algunas simulaciones que se han realizado para modelar asentamiento colapso y el comportamiento de tensión-deformación no lineal de material de escollera observado en muestras sometidas a ensayo. Para la simulación de la solución de colapso, una técnica se presenta en el que las tensiones iniciales en cada elemento se reducen por un coeficiente de liberación de estrés y también parámetros mecánicos de escollera se cambia de seco a parámetros húmedas. Un coeficiente de estrés-dependiente para la reducción del estrés se extrae de las pruebas de laboratorio y muestra cómo tensiones iniciales disminuyen con la humectación de material de escollera. Algunos otros modelos válidos también se utilizan para la definición de los parámetros mecánicos en el modelo de endurecimiento por deformación / reblandecimiento de la FLAC software. ensayos triaxiales gran escala se llevaron a cabo en muestras de escollera conglomerado del área de préstamo de la 176m highGotvand Dique de contención para investigar las propiedades itsmechanical. Las curvas de análisis de las pruebas de solución de colapso bien equipados con los resultados experimentales y la no linealidad de tensión-deformación ley constitutiva se sigue con precisión por el material de escollera en pruebas de laboratorio.

En este capítulo un espacio considerable y una gran atención se dedicó a la cuestión de la llamada solución de colapso en las presas de escollera con núcleo interno, es decir, en diques de contención con cáscara aguas arriba sumergido. Esto está de acuerdo con la opinión del autor de que es imposible llevar a cabo una valiosa análisis estático de diques de contención sin introducir este fenómeno en el modelo.

8.3.7 Simulación de comportamiento en las interfaces de diferentes materiales El cuerpo de diques de contención contiene elementos estructurales, construidos en diferentes materiales, de modo que en estas estructuras llega sobre el contacto de los materiales con diferentes propiedades deformables. Bajo la acción de fuerzas, deformaciones elásticas y plásticas aparecen en los contactos. La aplicación convencional de FEM, debido a la compatibilidad de las articulaciones de los elementos, impide la comprensión de este fenómeno. Con el fin de que sea posible analizar los problemas de la interacción de la interfaz entre los diferentes materiales, que tiene su reflejo en toda el comportamiento de la estructura de la presa, es necesario en los análisis para introducir lo que se llama una elemento de articulación, que permite el desplazamiento diferenciado de diversos materiales a través de la superficie de contacto.

El primer elemento de unión fue desarrollado por Goodman et al. (1968) para la presentación de las articulaciones en rockmasses. Este elemento ha sido durante mucho tiempo muy popular en la mecánica de rocas, mientras que más adelante otros elementos un tanto modificados, se han desarrollado para el mismo propósito (el día y Potts, 1994;. Ghaboussi, et al, 1973; Xiurun, 1981). El elemento de unión tiene una aplicación importante en la solución de los problemas de los muros de contención de hormigón. En la aplicación del elemento de articulación de diques de contención, las referencias de libros de texto y publicaciones periódicas tienen datos sólo escasos. Sólo se sabe que hace unos veinte cinco años, ha sido utilizado por Sharma y otros, -. En el análisis de la presa de Tehri, en la India (una presa de 260m de alto tierra-rock, que no hayan finalizado) (Sharma et al. , 1976, 1979).

Con Kokalanov, el autor de este libro (Kokalanov y del moreno

CEV, 1988, 1989;

CEV y Kokalanov, 1988, 1989, 1995), ha formulado un elemento de articulación isoparamétrica parabólico mediante la Broncearse aplicación de los supuestos para los elementos de articulación derivados hasta entonces en el mundo, y se ha empleado para un análisis de las presas de escollera con asfalto y hormigón,


Figura 8.34 Comportamiento de una interfaz.

elementos impermeables al agua. El elemento utilizado es sin espesor y tiene seis puntos nodales. Interfaces de diferentes materiales en diques de contención, en principio, actúan como comprimidos queridos, es decir, no hay expansión de la interfaz en una dirección transversal, pero sólo desplazamiento relativo a lo largo del contacto. Comportamiento de la interfaz entre dos cuerpos de material diferente se presenta esquemáticamente en la Figura 8.34. esfuerzo cortante τ provoca el desplazamiento relativo de los cuerpos 1 y 2 para un valor s, en el que se pueden distinguir dos casos: 1. Sin deslizamiento en la interfaz. Este caso surge cuando se cumple la siguiente condición:

τ <τ f = do a + σ n orte broncearse δ

dónde τ = interfaz de esfuerzo cortante, τ f = r esistencia a la cizalladura de la interfaz, do a = a dhesión en la interfaz, σ

(8,67)

n = t ensión

normal, y δ = ángulo de fricción. En esto, d eformaciones de cizallamiento elásticas aparecerá en la interfaz, representada por la parte de la curva designada como (1) en la figura 8.34b. Propiedades del elemento de unión se determinan por la rigidez tangencial K s y la rigidez normal de K n orte. C uando sólo deformaciones elásticas de cizallamiento aparecen en la interfaz, a continuación,

K norte tiene el papel del módulo de elasticidad MI, mientras K s tiene el papel del módulo de distorsión GRAMO; p or lo tanto, las siguientes relaciones son válidas:

σ n = K n orte norte;

τ = K s s

(8,68)

dónde norte y s son la media normal y el desplazamiento relativo tangencial promedio a lo largo de la interfaz. comportamiento teórico de la interfaz se ha presentado en la Figura 8.34b y c, es decir, primero de todos deformaciones de cizallamiento elástico (1) aparecen en la interfaz, y cuando la resistencia al cizallamiento τ F se ha alcanzado, la deformación plástica se llevará a cabo (2). En esto, no hay deformaciones en la dirección normal (Fig. 8.34c), que se simula de manera que K n orte se asigna un valor muy alto, muchas veces mayor que el módulo de elasticidad en los elementos adyacentes.

Comportamiento de la interfaz, como el así como el comportamiento de los materiales adyacentes, es muy a menudo no lineal; es decir, las deformaciones elásticas (1) en la figura 8.34b son no lineales. Para expresar esta no linealidad, la misma que para los materiales de base, una relación hiperbólica ha sido formulada, de la que es posible obtener


la rigidez tangente K s para un cierto nivel de τ como tangente a la hipérbola, a partir de la expresión:

( σn orte

)

)

n (

K st = K yo γ w

2

1 - R ' F τ pag un

(8,69)

do a + σ n orte b roncearse δ

dónde K I = n úmero rigidez adimensional, γ

w = unidad

de peso de agua expresada en las mismas unidades que K st, m ientras

que los parámetros norte y R ' F tienen un significado análogo, como los parámetros apropiados en la relación hiperbólica para las propiedades de los materiales. Junto con K YO, do un y δ son determinedwith una serie de ensayos de corte directo en la interfaz.

2. Slip en la interfaz. Esto tiene lugar cuando la tensión de corte llega a la resistencia al cizallamiento de la interfaz, es decir, cuando será:

τ ≥ τ f = do a + σ n orte broncearse δ

(8,70)

la rigidez K s ha en este caso el valor cero (por razones prácticas, se supone que un cierto valor simbólicamente pequeño) y las capas adyacentes desplazar a lo largo de la interfaz, independientemente el uno del otro.

Si en el caso cuando la tensión se produce en la interfase, cuando pierde su rigidez no sólo en la dirección tangencial, sino también en la dirección normal, entonces tanto K s y K n orte se les asigna un valor pequeño simbólicamente.

El elemento de unión descrito anteriormente se incorpora en el programa de ordenador para no lineal y análisis inelástico con la aplicación de la ley constitutiva hiperbólica. También se han llevado a cabo extensos análisis en tres tipos de presas de escollera con elementos impermeables al agua de asfalto y hormigón (Tan CEV, 1989). En el siguiente, una descripción concisa se da del papel y la influencia del elemento de articulación en los análisis (Tan CEV y Kokalanov, 1995). Discretización de la sección transversal de la primera presa analizado - con un paramento de hormigón asphalt- - se presenta en la Figura 8.35 (algunos resultados de los análisis de esta presa, 80 m de altura, ya se han presentado en esta sección). En total, se han empleado 109 elementos, de los cuales 17 son elementos de unión, que están representados por una línea de trazos en la figura. Construcción de la presa se simula en capas, cada una de 10 m de espesor. El revestimiento asfáltico se ha colocado a lo largo de la pendiente sobre un terraplén construido previamente y se compacta en una capa. Entonces, la presión del agua se ha asignado en tres incrementos, como se ha descrito anteriormente en este libro de texto. Los parámetros de entrada para propiedades de los materiales y las interfaces se han asumido de acuerdo con valores típicos que figuran en las referencias de libros de texto (Tan

CEV, 1989; y Tan CEV y Kokalanov, 1995). Antes de análisis con elementos de unión, la presa se analizó sin su aplicación. En términos generales, los desplazamientos en el cuerpo de la presa, obtenido de acuerdo con ambos métodos, se diferencian poco. En el material de roca de contacto - fundación rígida, en la que se han introducido elementos de articulación, insignificantes desplazamientos horizontales elásticos aparecen con un valor INMM (Fig 8.36.). En este caso, los elementos de unión hacen posible una presentación realista del comportamiento del contacto de asfalto y hormigón - hormigón de corte en el extremo aguas arriba de la presa, que está en estrecha relación con la posibilidad de obtener una imagen clara y verdadera de la tensión estado deformación en todo el elemento impermeable al agua.


Figura 8.35 Discretización de una presa de escollera con revestimiento de asfalto y hormigón.

Figura 8.36 desplazamientos horizontales en el material de roca de contacto - fundación rígida.

Figura 8.37 Las líneas de contorno de (b) desplazamiento vertical (a), y horizontal en la asphalt- contacto paramento de hormigón - hormigón de corte.

Las líneas de contorno de desplazamientos verticales y horizontales, después del llenado del depósito en la zona mencionada de la orientación de contacto - de hormigón de corte, se presentan en la Figura 8.37. La tensión aparece en el elemento de articulación bajo la parte más baja del paramento (1 m de espesor en esa parte). Debido a eso, la orientación en esa zona está siendo separada de lo concreto de corte y se está convirtiendo deformado de forma independiente, así como un punto de 1 consecuencia eleva de 2,5 mm y los cambios hacia la cara de aguas abajo por 12,7 mm. Al mismo tiempo, el punto más bajo, 2, permanece en su posición original. Los otros puntos de la más baja, fortalecieron parte del paramento, desplazan hacia abajo y hacia la cara de aguas abajo. Por supuesto, la interfaz, que funciona de esta manera, requiere la construcción especial con el fin de seguir siendo impermeable al agua (colocación de juntas,

La aplicación de elementos de unión nos permite obtener una imagen realista, no sólo de las deformaciones, sino también de las tensiones. Figura 8.38 presenta diagramas de tensiones normales σ x


Figura 8.38 Diagrama de tensiones normales en el borde superior de frente.

Figura 8.39 Discretización de una presa con un núcleo asfáltico.

y σ Y, en el borde superior del paramento. El análisis convencional, como consecuencia de la compatibilidad de las interfaces, da tensión de tracción para σ x igual a 500 kN / m 2 en el punto más bajo (1, Fig. 8.37). Lo contrario se lleva a cabo en el análisis con elementos de unión, en la que, como es de esperar, la compresión aparece en el punto (Fig. 8.38) citada. La tensión aparece sólo en el extremo superior del paramento, cerca de la cresta de la presa, sin embargo, con un valor menor que 20 kN / m 2.

Hay todavía otro beneficio en el análisis descrito anteriormente con la aplicación de elementos de unión: el ahorro en tiempo de computadora. A saber, el número de iteraciones para cada incremento de carga se ha reducido de 5-7 en el análisis convencional, a 3-5 en el análisis con elementos de articulación. En el caso de una presa de escollera con un diafragma asfáltico (núcleo), 80 m de altura, elementos de unión también se han utilizado en el diafragma de interfaces - zonas de transición (Fig. 8.39). Las líneas de contorno de desplazamientos verticales y horizontales en el cuerpo de la presa están representados en la Figura 8.40. Hay comportamiento discontinuo obvia en las interfaces del diafragma asfáltica, con el material de relleno. Como consecuencia de la posibilidad de desplazamiento diferenciado de los materiales en los contactos, la transferencia de fuerzas desde un material a otro se presenta de manera más realista.

Podemos concluir que, en ciertas situaciones, análisis correcto y completo de diques de contención, con la aplicación del método numérico de gran alcance finito


Figura 8.40 Las líneas de contorno de los desplazamientos verticales y horizontales de una damwith un núcleo asfáltico.

elementos, pueden llevarse a cabo solamente con una aplicación obligatoria de elementos de articulación en los contactos de materiales con diferentes características claramente deformables.

8.3.8 Análisis de la consolidación , materiales de tierras poco permeable cohesivos, que se colocan en el cuerpo de earthfill presas y presas de tierra-rock tienen una importante calidad específica que, a fin de realizar un análisis estático correcta y completa, debe ser tomado en consideración. A saber, es bien sabido que los materiales cohesivos se colocan en de humedad óptimo ( o cerca de ella), de modo que, después de la compactación de la capa, debido a la mala permeabilidad del material, la mayor parte de los poros están llenos de agua. En un incremento de carga, por ejemplo, con la colocación de una nueva capa de tierra, llega sobre una ocurrencia de una aumentar la presión del agua de poro en la capa previamente colocado, ya que el agua necesita tiempo para ser extruido a partir de los poros, y por lo tanto, en el periodo inicial de un cambio en la carga, el agua adquiere toda una nueva presión. En el transcurso del tiempo, una extrusión de agua de los poros tiene lugar, un hecho que es seguido por disipación del aumento de la presión del agua de los poros y desplazamientos adicionales en la capa, es decir, un proceso de consolidación se lleva a cabo. Una serie de métodos se han desarrollado en la mecánica de suelos para el cálculo de la consolidación, pero las dificultades aparecerá en su realización práctica.

En el análisis estático de earthfill presas y presas de tierra-rock utilizando FEM, los cálculos de la consolidación deben montarse en el análisis de deformaciones y tensiones mediante el uso de la misma malla de elementos finitos, es decir el análisis de presión de agua de los poros debe convertirse una parte integral de todo el análisis (Lewis & Schrefler, 1998). Un análisis no lineal incremental FEM, combinado con el análisis de presión de agua de los poros, por medio de la cual, sucesivamente, obtenemos las deformaciones instantáneas (sin escurrir) y timedependent (escurrido), ha sido desarrollado por E isenstein y ley ( 1 977) y lo aplican en el análisis de la sección transversal de la presa Mica, en Canadá, (más sobre esto 243m significativa presa alta, junto con un dibujo de la sección transversal, se puede encontrar

la estabilidad estática de diques de contención 229

Figura 8.41 diagrama de calendario para el progreso de la construcción (después de Eisenstein y derecho, 1977).

en el Capítulo 11). Los autores suponen permeabilidad isotrópica del material del núcleo y la consolidación de dos dimensiones con un límite superior móvil, para el cual las condiciones de la siguiente ecuación diferencial de gobierno es válida:

( ∂ 2 u do v

∂ x 2 + ∂ 2 u∂∂ y y 2

) = ∂ u

∂ t - segundo ∂ ∂ σt 1

(8,71)

dónde do v = c oeficiente de consolidación del material de la tierra; u = l a presión de poro de agua; segundo σ 1 = p oro coeficiente de presión; y t = v ariable de tiempo. El coeficiente de presión de poro en los análisis se ha tomado de los resultados de ensayos edométricos, ya que los autores consideran que en el núcleo de la presa, comprimido lateralmente, la relación σ 1 / σ 3 es aproximadamente constante. Por estas razones se justifica también por el valor de do v para ser tomado de una prueba de edómetros.

Todo el análisis se lleva a cabo de acuerdo con el siguiente procedimiento: 1. Establecer un programa de tiempo para el progreso de las obras durante la construcción de presas y asumir un esquema de la disposición para la ejecución de capas, que se aplicará en el análisis, como se muestra en la Figura 8.41.

2. Capa A se pone en su posición (en paralelo, todos los materiales de las conchas y el núcleo) y por la acción del peso del material en sí mismo que se realiza el análisis a través de tensiones totales, a fin de obtener desplazamientos en la capa, bajo la asunción de su construcción inmediata. A continuación, calcular la presión de agua de los poros en el núcleo para condiciones no drenadas: u 0 = s egundo σ 1.

3. Un supuesto se hace que la tensión total obtenido, en el tiempo desde el inicio de la construcción de la capa de t 0 hasta

su finalización t UN, e s constante, lo cual no es del todo cierto, pero podría ser aceptado si el periodo ( t 0

- t UN) e s relativamente corto. La misma suposición se realiza durante la construcción de cada capa consecutiva. Ahora, por medio de la ecuación (8.71), determinar la presión de poros u e jército de reserva en cada elemento del núcleo en el momento t UN y, a través de los valores eficaces de las tensiones normales en el núcleo ( σ jA - u e jército de reserva) y tensiones totales en las conchas ( σ P ensilvania), y determinar el tiempo (o consolidación) desplazamientos en todos los nodos de la primera capa


Figura 8.42 Relación entre el progreso del terraplén, el nivel piezométrico, y el tiempo de construcción de la presa Mica (después de Eisenstein y derecho, 1977).

(En el núcleo, sino también en las conchas, ya que los cambios en el núcleo también reflejar en las zonas adyacentes). 4.

Proceder con la adición de los momentos y los desplazamientos desplazamientos de tiempo en todos los nodos de la primera capa, que produce el estado de deformaciones en el momento de tiempo de la construcción de la primera capa t A.

5. La segunda capa se pone en posición y luego se realiza un análisis para condiciones no drenadas bajo la acción de su peso, como si la capa se llevaron a cabo de forma instantánea. De esta manera se puede obtener nuevos desplazamientos instantáneos en todo el terraplén (en ambas capas). A continuación, sigue el cálculo de los cambios de tensiones totales σ en todos los nodos. 6.

Si t segundo es el tiempo para la finalización de la construcción de la segunda capa, a continuación, se consideran los cambios calculados de tensiones totales a ser constante en el intervalo de tiempo t segundo - t A. H abiendo obtenido tales cambios conocidos a tensiones totales, se puede determinar los cambios de presiones de agua de poros en el núcleo ( ( u t uberculosis - u e jército de reserva) p ara el intervalo de tiempo

t segundo - t A. A hora, se han creado condiciones para el cálculo de los desplazamientos de consolidación en las dos capas construidas, originarios debido al cambio de las tensiones en el núcleo, cuyo valor efectivo es ahora σp inchazo - ( ( u t uberculosis - u e jército de reserva). 7.

Realizar una adición de la consolidación y desplazamientos instantáneos instantáneos y así obtener las deformaciones deformaciones totales después de la finalización de la construcción de la segunda capa del cuerpo de la presa.

8. El procedimiento desde el punto 5 a 7 se repite para cada capa subsiguiente.


Parámetros para el material en el núcleo para la realización de análisis para la Mica presa de acuerdo con el procedimiento descrito han sido determinados sobre la base de ensayos edométricos mediante la aplicación de alta presión, modificado con una prueba de compresión isotrópica. Dado que la presa ha sido abundantemente provistos de instrumentos para oscultation, es posible hacer una comparación de los valores calculados v is a vis los valores medidos. En la continuación, no se presentará sólo un pequeño número de las posibles comparaciones. En primer lugar, para obtener una impresión del ritmo y las condiciones para la construcción de la presa, la figura 8.48 muestra el diagrama del progreso de las obras de construcción de la presa en el tiempo, junto con el movimiento nivel en varios piezómetros (marcado en el dibujo) y el nivel del agua.

Figura 8.43 presenta diagramas de la presión de poros observada y la presión del agua de poros calculado en varios piezómetros. Acuerdo de los resultados es buena, mientras que las discrepancias más grandes en la PP21 piezómetro son debido al hecho de que la parte inferior del núcleo había sido expuesto al efecto de humectación de agua tanto aguas arriba como aguas abajo, que no se habían tenido en cuenta en la los análisis. Figura 8.44 da una comparación de los asentamientos calculados con los asentamientos observados en dos puntos en la fundación del núcleo - uno de ellos en el centro del núcleo (a), mientras que el otro cerca de la interfaz con la carcasa (b). En el primer caso, hay una extraordinaria coincidencia coincidencia de los resultados, mientras que en el segundo caso hay una cierta discrepancia, que es probablemente debido a la influencia de la estrecha interfaz de diferentes materiales en el núcleo y la cáscara. Es decir, tensiones de cizalladura altas se desarrollan en la zona inferior de la interfaz, que influyen en la exactitud de los instrumentos de medición.

Al final de esta revisión, debe señalarse que el análisis de la presa Mica se llevó a cabo post mortem, mortem, es decir, tras la finalización de la construcción. Eso ha hecho posible la simulación precisa del procedimiento procedimiento de tiempo para la ejecución, así como una selección adecuada de parámetros de entrada. Finalmente, se ha llevado a un muy buen acuerdo de los valores calculados y medidos de presión de poros y desplazamientos. Si el análisis se ha llevado a cabo en la etapa inicial de diseño, que es el procedimiento normal, habría sido difícil predecir el cronograma de la construcción de una gran presa tales terraplén con un alto grado de precisión.

extensos análisis, teniendo la consolidación en consideración, consideración, también se han llevado a cabo en la presa El Infiernillo, unos 30 años después de su finalización, con el fin de comprobar las posibilidades del software diferentes existentes para el análisis de deformaciones y destaca por las presas, teniendo en cuenta el proceso de consolidación (ICOLD, 1994a). 1994a). Esta presa alta tierra-rock 148m había sido construido durante 15 meses, con un avance muy regular de las obras de algunos 10m al mes. Luego siguió un período de consolidación de 5 meses antes del llenado del depósito, que se llevó a cabo durante 6 meses.

Análisis con FEMwere lleva a cabo con una simulación de tres fases: (a) fase de la construcción, seguido de 5-meses período de consolidación; (B) llenado del depósito (durante seis meses); y (c) la consolidación, mientras que la obtención de un flujo de filtración estacionaria a través del núcleo, con establecimiento de valores constantes de la presión del agua de los poros y tensiones efectivas después del período de consolidación en el que se había establecido un flujo de filtración estacionaria.

De los numerosos resultados presentados (ICOLD, 1994a), 1994a), la figura 8.45 representa las curvas de nivel de presión de poros para los tres estados descritos (a), (b), y (C), obtenidos con los análisis realizados por Ozanam y Tardieu, de la conocida


Figura 8.43 presiones de agua de poros observados y calculados para varios piezómetros en la Mica Dam.

Figura 8.44 Comparación de los asentamientos calculados y observados para dos estaciones de medición en el núcleo de

la presa Mica.


Figura 8.45 presión de agua de poros calculado en el núcleo de El Infiernillo presa. (A) Después de la construcción y un período de consolidación de cinco meses; (B) después de llenar el depósito; (C) después de que el período de consolidación en el que se había establecido un flujo de filtración estacionaria.

empresa de consultoría francés Coyne et Bellier, mediante la aplicación del programa de GEFDYN para el análisis estático y dinámico. Este programa contiene posibilidades sustanciales, entre otros su aplicación para diversos modelos constitutivos para el comportamiento de los materiales, el tratamiento de materiales cohesivos como un medio bifásico o trifásico (completamente o parcialmente saturado con agua), etc. En este caso específico, Mohr criterio de fallo de dos dimensiones de -Coulomb se ha empleado, junto con el supuesto de que el núcleo está saturado al 100% con agua y también con la aplicación de un análisis articulado (la masa de fluido de sólido composición se analiza en los pasos continuos). Si comparamos estos diagramas con los diagramas apropiados de presiones de agua de poro medidos en el núcleo de la presa Talbingo, la Figura 8.6, veremos que en este caso la presión de agua de los poros para el estado después de la construcción es considerablemente menor que después del llenado de el depósito. Los resultados de los análisis de la presa El Infiernillo deben tomarse con gran reserva, a pesar de que se han llevado a cabo en un período de tiempo reciente (1994), con la participación de compañías bien conocidas, debido a ciertas omisiones que se hicieron. Por ejemplo, en algunos de los modelos, un elemento finito de gran alcance no se ha utilizado, y no ha habido una simulación del efecto bastante importante de 'ablandamiento' de materiales no cohesivos saturado en agua, etc. Como cuestión de hecho, los resultados de la encuesta y los comentarios allí Onwere no comparedwith los resultados de las mediciones. Como tal comparación se ve puede verse en la figura 8.46. Es evidente que los valores medidos de los desplazamientos horizontales en el eje de la base son mucho más pequeños que los valores calculados en esos siete análisis, y también la forma del diagrama es


Figura 8.46 Comparación de los resultados de los análisis numérico para desplazamientos horizontales en el eje de la núcleo

de la presa El Infiernillo después del llenado del depósito, con los valores medidos por medio de un inclinómetro. (1) Medido, (2) el desplazamiento calculado con GEFDYN.

diferente - el desplazamiento horizontal cerca de la cresta es todavía negativo (también, véase el diagrama en la figura 8.25, junto con el texto adjunto). El hecho de que la sección más alta de la presa no se ha englobado dentro de las mediciones no influye sustancialmente dicha evaluación - las diferencias siguen siendo, demasiado grande. Se puede concluir que la cuestión de la aplicación de la FEM para los análisis de tensiones y deformaciones de grandes diques de contención, con inclusión también del proceso de consolidación, no ha sido finalmente resuelto. Se requieren nuevas investigaciones a fin de determinar los modelos constitutivos más apropiados para determinados materiales, y para resolver diferentes detalles técnicos en connectionwith la realización de los análisis que influyen la exactitud y fiabilidad de los resultados. Es significativo que el software para este fin tiene un desarrollo rápido y hay varios más programas que se están utilizando en varios países, pero no hay análisis llevados a cabo con ellos = resentía en las referencias de libros de texto y publicaciones periódicas.

Dentro de la interpretación en esta subsección, la discusión ha sido exclusivamente sobre deformaciones de consolidación que se producen como resultado de un cambio en la presión de agua de los poros, provocando el cambio de las tensiones efectivas. una consolidación de este tipo se llama c onsolidación primaria y tiene lugar hasta que el drenaje completo de toda el agua de los poros del material permeable mal ha ocurrido o hasta valores constantes para la presión del agua de los poros se han establecido, de forma similar al caso con el flujo de filtración estacionaria a través de material de la tierra.

Numerosos ensayos han demostrado que la deformación del material de la tierra continúa después, más a menudo con una intensidad menor. Este fenómeno se llama la consolidación secundaria y es debido a la redistribución interna de ciertas partículas en la tierra


medio, lo que provoca un cambio en la tensión total σ. Para un incremento igual de cambio de la tensión total ( σ yo - 1),l a deformación relativa ε t se puede representar con la siguiente expresión:

ε t = ε 1 + do un

1 + mi 0

Iniciar sesión t

t 1

yo

-σ

(8.72)

dónde t = h ora, ε 1 = d eformación en el tiempo inicial t 1, y do a = c oeficiente de compresibilidad secundario, que puede ser obtenido con una prueba de edómetros o una prueba triaxial con una duración de tiempo suficientemente largo. La expresión (8.72) es válida para los materiales de la tierra cohesivos.

la consolidación secundaria más a menudo resulta en pequeños desplazamientos. En los análisis de earthfill diques y presas de tierra y rocas con FEM se debe tener en cuenta si se determinase que puede causar deformaciones significativas. Evaluación depende de los tipos de materiales utilizados, la construcción de la presa, calendario previsto para la construcción, y la extensión de la investigación preliminar funciona, etc.

8.3.9 fluencia de los materiales en el cuerpo de diques de contención En el caso de materiales de tierra y roca, así como otros materiales que se utilizan para la construcción de diques de contención (hormigón, asfalto, etc.), hay una relación entre tensiones y deformaciones, así como entre tensiones, tiempo, y deformaciones. Esto significa que los materiales de exposiciones viscoso comportamiento, un fenómeno que es objeto de la disciplina científica especial - reología. Este comportamiento ya ha sido presentado en la Figura 8.10 (6 y 7), y también se ilustra en la figura 8.47, de la que surge que incluso bajas tensiones, a condición de que se agoten durante mucho tiempo, puede conducir a deformaciones considerables. Deformaciones causadas por la enfermedad que se llama fluencia del material.

Para la definición de las relaciones citadas anteriormente, varios modelos se utilizan en la reología por medio de las que es posible presentar las propiedades viscosas de materiales - desde los más simples El cuerpo de Newton, a través de la más compleja de Kelvin-Voigt, Maxwell, Burger, Bingham modelar hasta algunos otros modelos, mucho más complejas, obtenidas mediante la combinación de una serie de modelos más simples. Más o menos complejas ecuaciones diferenciales se originan a partir de ellos, por medio de los cuales podemos expresar la velocidad de deformación con respecto al tiempo (Desai & Christian, 1977; Nonveiller, 1979).

Figura 8.47 Fluencia del material.


En las referencias de libros de texto propuestas adicionales se pueden encontrar con relaciones empíricas para calcular las deformaciones dependientes del tiempo, sobre todo las verticales (asentamientos). Algunos de ellos se menciona y describe brevemente. ICOLD (1993) deriva una ecuación general para la cepa vertical de escollera en términos de esfuerzo vertical, el módulo de escollera y los parámetros de deformación de fluencia:

e = σ

+ σ t θ + λ t

(8,73)

mi METRO

dónde e = c epa pariente, σ = esfuerzo vertical [MPa], mi M = módulo de tensión instantánea de la escollera [MPa], t = tiempo (en años), y θ y λ son los parámetros empíricos que describen tensión de deformación (en MPa por año, y MPa, respectivamente). La ecuación se basa en la suposición de una relación lineal entre el estrés y la tensión de escollera gruesa y la relación no lineal entre la tensión y el tiempo. Las derivaciones se dan para la solución en una elevación específica en el cuerpo del dique y el período de tiempo después de inicio de la construcción, la solución al final de la construcción y de solución de post-construcción. Sembradores et al. (1965) propusieron la siguiente relación logarítmica entre la solución de la cresta y el tiempo para describir el asentamiento cresta posterior a la construcción de las presas de escollera:

(8,74)

H = α ( Iniciar sesión t 2 - Iniciar sesión t 1)

dónde H = cresta de liquidación como porcentaje de altura de la presa, t 1 y t 2 son el tiempo en meses desde la fecha en que la construcción se ha completado la mitad, y α = pendiente de la curva de cresta momento de la liquidación (en unidades de asentamiento como un porcentaje de altura de la presa por ciclo de registro de tiempo, el tiempo en meses).

La ecuación (8.74) se deriva de una base de datos de 14 presas de escollera (mezcla de escollera de hormigón cara, tierra núcleo central y de escollera, y pendiente de núcleo presas de escollera) con escollera que van desde sluiced y compactado a objeto de dumping y mal sluiced. Se encontró que el coeficiente α era dependiente del método de colocación de escollera y osciló entre 0,2% por ciclo de registro de tiempo para escolleras compactados y bien sluiced hasta 0,7% por ciclo de registro de tiempo.

Para obtener los parámetros de entrada para los diferentes materiales en el cuerpo de la presa, y para introducir el fenómeno de arrastre en el modelo ya complejo para el análisis FEM, no es en absoluto un asunto sencillo. En las referencias de libros de texto, este modelo se encuentra en el análisis de la C ethana presa de escollera con paramento de hormigón armado (Khalid et al, 1990;. Khalid, 1992), que ya se discutió en este capítulo. Para material de roca a una tensión constante σ 0, d eformación relativa ε ( t) mientras tanto t desde el comienzo de la acción de la tensión constante, se expresan como:

[1 ε ( t) = σ 0

] (8,75)

E + F K Iniciar sesión( t + 1)

dónde σ 0 = e strés constante; E = m ódulo tangente inmediata de elasticidad; F K = u na constante de fluencia, que se obtiene como un cociente del gradiente logarítmica de fluencia debido a un largo plazo edómetros prueba y el estrés constante utilizada en el ensayo; t = t iempo (en días) de la aplicación de una carga constante; y ε ( t) = deformación relativa total, que representa la suma de la deformación elástica y la deformación debida a la fluencia en el tiempo t ( e n días), causada por el estrés constante.


Figura 8.48 Las líneas de contorno de desplazamientos horizontales (A), y vertical (B) en la escollera presa Cethana (Después de Khalid et al., 1990).

material de roca, sin embargo, no es lineal. Se lo coloca en el cuerpo de la presa en capas, y el depósito se está llenando gradualmente, de modo que el estado de tensiones cambios en el curso del tiempo. Debido a eso, la ecuación (8.75) requiere modificación. En el análisis de la presa Cethana, los autores realizaron una serie de modificaciones, cuya presentación excedería el propósito de este libro. En aras de la ilustración, la figura 8.48 muestra las líneas de contorno de la horizontal (A), y vertical (B) los desplazamientos en el cuerpo de la presa, causado por el llenado del depósito, teniendo en cuenta la fluencia, calculado por un método modificado.

Si hacemos una comparación con los diagramas análogos en los que la fluencia no se ha tomado en consideración (Fig. 8.20), entonces se verá que, al considerar los desplazamientos horizontales, no hay ninguna diferencia esencial, mientras que la fluencia vertical es considerable - que aproximadamente duplica los valores obtenidos debido a la acción de la presión hidrostática. El llenado del depósito se prolongó durante un corto período de tiempo - desde el 4 de febrero hasta el 25 de abril l971, mientras que la fluencia se ha calculado para el período comprendido entre el 4 de febrero hasta el 8 de diciembre de 1971. Los autores no presentan los diagramas apropiados, obtenidos con las mediciones. Sin embargo, a partir de comparaciones de la desviación calculada del paramento, teniendo en cuenta la fluencia, se hace evidente que la fluencia se ha sobrestimado en los cálculos (Fig. 8.49). En cualquier caso, la cuestión de la fluencia de los materiales en el cuerpo de las presas merece más atención. Con su solución exitosa, será posible llevar a cabo una simulación del comportamiento de una presa en un período de tiempo más largo. Buenos ejemplos de la importancia de la fluencia son los diagramas de desplazamientos horizontales de eje de la base de la presa El Infiernillo, figura 8.56, se extendía desde la figura 8.28 (Wilson, 1973). Después del llenado del depósito, se obtuvo una curva apropiada en el 16 de diciembre de 1964, que es bien conocido para nosotros también de las figuras 8.28 y 8.52. Tras un período de poco más de un año, el 22 de enero de 1966, a nivel del agua casi permanente en el depósito, los desplazamientos horizontales aumentar aún más, de modo que la cresta de la presa de


Figura 8.49 La comparación de la deformación medida de frente para la presa Cethana con calculado deflexión, teniendo en cuenta la fluencia (después de Khalid et al., 1990).

Figura 8.50 desplazamientos horizontales de eje del núcleo de la presa El Infiernillo (afterWilson, 1973).

la primera vez que se desplaza hacia la cara corriente abajo, y el desplazamiento máximo aumenta de 20 a 27 cmwhich es, sobre todo, debido a la fluencia. Dos años más tarde, el 15 de febrero de 1968, el desplazamiento horizontal máximo mueve más alto y alcanza 46 cm, lo cual es, por supuesto, debido a la fluencia y, parcialmente, a las variaciones del nivel del agua. Del texto de esta sección vimos que, en general, la fluencia se puede definir como una deformación lenta de suelo bajo tensión efectiva constante. Sin embargo, más precisamente, se pueden distinguir tres tipos de fluencia, a saber:

•

fluencia primaria, o deformación a un ritmo decreciente con el tiempo bajo condiciones de estrés constantes, generalmente clasificados como “ 'comportamiento de tipo deformación normal'.

•

fluencia secundaria, o la consolidación secundaria ( v éase la sección 8.3.8); esto es debido a la redistribución interna de ciertas partículas en el medio de la tierra, lo que provoca un cambio en la tensión total σ, y más a menudo se traduce en pequeños desplazamientos.


•

fluencia terciaria ( o creep al fracaso) e s fluencia cuya aumenta tasa con el tiempo y es una indicación de la aparición de la insuficiencia.

Es obvio que el tercer tipo de fluencia es de la mayor importancia. En muchos diques de contención, fluencia es responsable de la mayoría de los desplazamientos post-construcción que a su vez pueden producir grietas en el elemento impermeable. Por lo tanto, los trabajos de investigación para desarrollar métodos más sofisticados para la predicción de la velocidad de fluencia y la magnitud está plenamente justificado. Se mencionarán dos obras tan recientes. Justo et al. (2002) utilizaron dos modelos reológicas viscoelásticas diferentes para cuantificar la fluencia de los materiales granulares, alcanzando un relativamente buen acuerdo entre los asentamientos medidos y calculados. Se obtuvieron resultados idénticos con dos modelos reológicas que expresan la fluencia en función de los parámetros fundamentales: inicial o módulo de elasticidad, mi 0, proporción de fluencia, R do y el tiempo de fluencia T cr. E n primer lugar, estos parámetros se estiman preliminarmente, entonces deben ser corregidos por en el lugar mediciones de ensayo y de liquidación de campo durante y después de la construcción. Esto es debido a efectos de escala, el hecho de que la densidad de campo y la rotura de partículas son difíciles de reproducir en el laboratorio, y, lo más importante, la influencia de colapso y la erosión de los materiales granulares, especialmente en escollera suave.

El módulo de elasticidad mi 0 se ha estimado a partir de ensayos de carga de la placa de diámetro 60 cm, y luego corregida por ecuaciones derivadas por los autores. El tiempo de fluencia T cr se ha estimado a partir de mediciones de solución después de la construcción a través de ecuaciones derivadas por los autores. La relación de fluencia, R c = mi 0 / mi f ( d ónde mi f = m ódulo final) se ha estimado a partir de medidas de elevación sobre la terminación de la construcción mediante la aplicación de las ecuaciones del autor.

El proposedmethod permite el cálculo del tiempo de espera necesario antes de la construcción de la cara impermeable de un dique de contención, por lo que la solución restante no será lo suficientemente significativo para causar grietas. El método se ha aplicado a la presa de escollera frente Martin Gonzalo (véase también el Capítulo 13). La comparación de los asentamientos medidos y calculados en diferentes fechas hasta 580 días después de la construcción muestra una muy buena concordancia.

Todos los enfoques descritos brevemente más arriba tienen una deficiencia común: son puramente fenomenológica, y por lo tanto no proporcionan información sobre la naturaleza del comportamiento dependiente del tiempo observado de escollera. Oldecop y Alonso (2007) dieron un paso importante hacia adelante en la exploración de los fenómenos fundamentales que pueden estar implicados en el proceso de colar escollera. Ell os desarrollaron un modelo conceptual capaz de explicar las características del comportamiento dependiente del tiempo observado de escollera, como se observa en ensayos edométricos succión controlada largediameter. ensayos de compresión unidimensionales se llevaron a cabo en especímenes de una pizarra machacada con un tamaño máximo de partícula de 40 mm. La humedad relativa dentro de la muestra se controla por medio de una técnica de equilibrio vapor, por lo que es posible cambiar gradualmente el contenido de agua especímenes y aspiración durante la prueba. λ no es sólo una función del esfuerzo σ y la succión total de ψ, sino también del tiempo de referencia seleccionado t r,

eso significa:

λ (σ, ψ, t r) = r e ε ( ψ, tr = c onstante)

d (ln σ)

(8,76)


Figura 8.51 ( a ) elemento escollera formado por partículas de roca que contienen macro y micro-fisuras y defectos; (B) partículas de roca sometida a contacto con cargas (después de Oldecop y Alonso, 2007).

A continuación, una función logarítmica fue ajustado a la parte a largo plazo de estos registros. De esta manera, un índice de compresibilidad en función del tiempo se calcula, que es formalmente idéntica a la del índice de compresibilidad secundaria generalmente adoptada en el modelado de la consolidación del suelo secundaria:

λ t = re ε

d (ln t)

(8,77)

donde D ε = incremento de deformación, t = t iempo transcurrido desde la aplicación del último incremento de carga.

Los autores proponen un modelo conceptual micromecánico para explicar las características de compresibilidad de escollera siguiente la hipótesis de que, en las primeras etapas de compresión (isotrópico o compresión 1-D), de escollera se deforma principalmente a causa de reordenamiento de partícula que implica entre partículas de deslizamiento y rotación. A medida que avanza de compresión, la relación de huecos disminuye, y en algún momento la estructura granular se bloquea, y aún más incremento de deformación sólo puede ocurrir en el caso de rotura de partículas de roca. En el modelo propuesto, un elemento de escollera (Fig. 8.51a), integrada por un cierto número de partículas de roca que contienen grietas, se somete a un estado de esfuerzo de compresión. Bajo la acción combinada de las tensiones aplicadas y el agua, las grietas se propagan a una cierta velocidad determinada por la velocidad de una reacción química en la punta de la grieta, conocido como por corrosión bajo tensión. l a propagación de grietas eventualmente conduce a la rotura de partículas de roca y a la consiguiente reorganización de la estructura granular con el fin de llegar a una nueva configuración de equilibrio. Cada uno de estos reordenamientos implica un incremento de deformación macroscópica. Por lo tanto, a la obstrucción de la estructura granular, el proceso de colar de escollera pasa a ser controlado por el fenómeno de la corrosión por tensión. Como la corrosión por tensión hace que las grietas se propaguen a una velocidad finita, y su valor depende de la energía del agua, se espera que una dependencia de las deformaciones de escollera en tiempo y humedad relativa. La adopción de condiciones de geometría y de carga simplificados para las partículas de roca (discos agrietados bajo una carga concentrada diametralmente opuesta), se encontró que, en una primera etapa, la grieta se propaga lentamente. En algún momento crítico la velocidad de propagación aumenta rápidamente, y una rotura repentina tiene lugar. La hora a la rotura puede


cambiar por muchos órdenes de magnitud para cambios relativamente pequeños en la longitud inicial grieta. Este resultado proporciona una explicación para el proceso aparentemente interminable de acumulación asentamiento observado en las estructuras de escollera (Oldecop y Alonso, 2007).

8.3.10 El análisis tridimensional 8.3.10.1 Consideraciones generales

En la mayoría de los casos, diques de contención se construyen en los sitios de presas de ancho en el que con una precisión suficiente, es posible emplear el análisis de dos dimensiones. Lefebvre, Duncan, y Wilson, en su documento clásico (Lefebvre et al., 1973) examinar la exactitud que se obtiene por el análisis bidimensional de tensiones y deformaciones para diques de contención en los valles con una forma de V, comparando los resultados obtenidos con los resultados de un análisis tridimensional.

En el análisis de dos dimensiones de un elemento cuadrilátero con geometría arbitraria se ha utilizado, mientras que como un elemento tridimensional básica un elemento isoparamétrica con ocho puntos nodales se ha utilizado. Básicamente, se ha supuesto que el cambio de los desplazamientos se realiza de forma lineal, y en la malla no se han tenido grados de libertad, que, en gran medida, encabeza la exactitud del tratamiento del problema. El análisis se ha llevado a cabo para una presa homogénea y para tres diferentes inclinaciones de las pendientes de los valles - 1: 1, 1: 3, y 1: 6 (1 - verticalmente, 6 - horizontalmente). La presa examinado es 49m alta, tiene inclinaciones pendiente de 1: 2,5. comportamiento elástico lineal del material se ha supuesto, con E = 9850 kN / m 2, v = 0,4, y un peso unitario de γ = 19,6 kN / m 3. El método incrementales se ha usado en ambos análisis, en los que las capas sucesivamente se añaden uno sobre otro en ocho capas. La comparación se ha hecho de modo que, para los puntos comunes en el, sección transversal central de más alto, las tensiones y las deformaciones, obtenidos con un análisis de dos dimensiones, se expresan como un porcentaje de los valores apropiados, obtenido con un tridimensional análisis.

Sobre la base de los datos obtenidos, los autores concluyen que, por inclinaciones de pistas del valle del río de 1: 3 y más ligero, un análisis bidimensional de la sección transversal rendimientos máximos de precisión aceptable para tensiones y desplazamientos, mientras que para inclinaciones más pronunciada que 1: 3 la inexactitud aumenta debido al cambio rápido de la sección transversal a lo largo de la presa. En tales casos, sería necesario emplear el bastante más caras análisis tridimensional. Conclusiones presentadas en el último documento citado se han considerado como una “ley '' durante mucho tiempo, a pesar del hecho de que el análisis, sobre el que se han basado, tiene una serie de deficiencias, de las cuales las principales son la ejecución de un análisis lineal-elástica, y el examen de una presa homogénea que es relativamente baja en altura. Raskazov et al., (1987) citar ejemplos fromanalyses llevadas a cabo en la antigua URSS. Ellos muestran que, incluso para un coeficiente de un sitio de la presa de L : H = 5 ,3, el coeficiente de seguridad, que se obtiene con un análisis tridimensional, es 25% mayor que el coeficiente apropiado, calculado según el análisis de dos dimensiones. Para un coeficiente de un sitio de la presa de 2,5 en el análisis tridimensional, F s había pasó del 1,7 a 2,2. Estas investigaciones se relacionan con una presa de tierra-rock con un núcleo central, con una altura de 123m.

Otros análisis tridimensionales también se llevaron a cabo en la antigua URSS. Ellos son significativos ya que no se han construido una serie de grandes represas en estrecha


represas, entre ellos también los dos diques de contención más altos en el mundo - Rogun (en construcción) y Nurek (véase el Capítulo 11) (Krizanovskij, 1982; Rasskazov y Beljakov, 1982). La presa Rogun tierra-rock, 335mhigh, tiene una forma de S irregular en su plan de diseño, y se ha analizado con un FEM tridimensional, junto con la ataguía aguas arriba. El análisis simula las etapas de la construcción de la presa, teniendo en cuenta la fluencia de material. Sin embargo, se ha presentado sólo una pequeña parte de los resultados obtenidos, sin una revisión más detallada del método y las técnicas utilizadas en la realización del análisis (Hunba, 1993). Con el rápido avance de la tecnología informática (aumentado de manera espectacular la velocidad y la capacidad, posibilidades de procesamiento automático de extensa datos de entrada y de salida), el análisis tridimensional de diques de contención se vuelve mucho más accesible. Por medio de un extenso análisis paramétrico que será necesario llegar a un criterio seguro para la relación L: H, e n el que el análisis tridimensional será obligatoria. En frente de investigadores hay una tarea con un modelo que será capaz de simular todos los efectos necesarios (no linealidad de los materiales, de construcción de escenarios, efectos complejos de agua, ya que han sido descritos en las subsecciones en el análisis de dos dimensiones, y el comportamiento de los contactos entre los diferentes materiales, de solución de colapso, consolidación y fluencia), para crear un análisis tridimensional paramétrico por medio de los que será posible enriquecer nuestro conocimiento del comportamiento y la estabilidad de los diferentes tipos de diques de contención. Especialmente valioso sería análisis por medio de las cuales sería posible determinar la influencia de los pilares empinadas en la estabilidad de la presa y de los peligros de la fractura hidráulica en materiales poco permeables en el cuerpo de la presa. También, es sólo por medio de un complejo análisis tridimensional que podemos juzgar el beneficio o daño derivado de la curvatura en el eje longitudinal de la presa en su plan de diseño, y el radio de curvatura a la que nos sea posible mejorar el comportamiento de la presa, así como otras cuestiones a las que la teoría y la práctica no han dado respuestas satisfactorias por completo, hasta ahora. Se presentarán algunos estudios de casos recientes de análisis de elementos finitos tridimensional de diferentes tipos de presas de escollera.

8.3.10.2 Análisis de un CFRD: estudio de caso de la presa Hongjiadu (China)

Hongjiadu DMRFQ H = 179.5, se encuentra en la provincia de Guizhou, suroeste de China. La longitud de cresta es L = 427.8m, la relación L: H = 427,8: 179,5 = 2,38, y el factor de forma valle es A / H 2 = 2.32. Por lo tanto, la presa se encuentra en un estrecho valle. La anchura de la cresta de la presa es de 11m y la elevación de cresta es 1148m.asl Las pistas de aguas arriba y aguas abajo son 1,4 M ARIDO: 1 V. El valle del río tiene una forma de V muy asimétrica. La altura de la montaña pilar es de más de 300 m. De aguas arriba a aguas abajo, el pilar izquierdo tiene dos acantilados con una altura de unos 100 metros. Entre los acantilados, hay una pendiente 80m lutolita suave a 120 m de ancho. La pendiente de la estribo derecho es de aproximadamente 25 ◦ a 40 ◦. Una sección transversal típica presa se muestra en la Figura 8.52.

Como modelo constitutivo del material de escollera hipérbola de Duncan-Chang, se aplicó no lineal modelo incremental elástico. Los parámetros utilizados en el análisis proceden de pruebas grandes triaxiales de laboratorio escala, y se dan en la Tabla 8.2. Los desplazamientos verticales de extremo horizontal en la sección transversal presa para la etapa después de la construcción se muestran en la Figura 8.53 por líneas de contorno. el maximumhorizontal


Tabla 8.2 Los parámetros para la ley constitutiva hiperbólica. γ re

metro

[ ◦]

Material

[ kN / m 3]

K

K ur

norte

R F

2B

22.05

1100

2250

0.40

0.865 680

0,21 52

3A

21.90

1050

2150

0.43

0.867 620

0.24 53

3B

21.81

2050

0.47

0.870 600

0.40 53

3C

21.20

1000 850

1750

0.36

0.290 580

0,30 52

K s egundo

Figura 8.52 Sección transversal típica de Hongjiadu Dam (después de Cruz et al., 2009). (1) Losa de hormigón cara;

(3A, 2B, 3B y 3C) - ver Tabla 8.2.

Figura 8.53 Las líneas de contador en [m] de igualdad de desplazamientos en la sección transversal presa para la etapa de

después de la construcción de presas (después de Cruz et al., 2009). (A) Horizontal, + hacia aguas abajo,

- hacia aguas arriba; (B) vertical (asentamiento).

φ [ ◦]

φ 10 9 9 10


Figura 8.54 Las líneas de contador en [m] de desplazamientos horizontales iguales en la sección transversal de la presa por la etapa después de la primera de llenado del depósito (después de Cruz et al., 2009). + Hacia aguas abajo.

Figura 8.55 Los desplazamientos de la losa de hormigón después de la primera de llenado del depósito en la dirección normal

a la losa, en [m] (después de Cruz et al., 2009).

desplazamientos en los extremos aguas arriba y aguas abajo son 0,14 y 0,16 M, respectivamente (a), mientras que el asentamiento máximo es de 0.78m (0,44% de la altura de la presa), que se encuentra aproximadamente a la altura media de la presa. La distribución y la magnitud de ambos desplazamientos horizontales y verticales son habituales para un dique de este tipo y tamaño.

Después de llenar el depósito, la distribución de desplazamientos horizontales en la sección transversal presa se somete a un cambio obvio, como resultado de la influencia de la presión hidrostática horizontal en la cara presa prueba de agua (Fig. 8.54). Todos los puntos de presas se mueven a la dirección aguas abajo. En esta etapa, el desplazamiento horizontal máximo se dirige aguas abajo y tiene un valor de 0,24 m, y está situado aproximadamente en la mitad de la altura de la presa, cerca de la pendiente descendente. El asentamiento máximo de cuerpo de presa aumenta ligeramente y alcanza un valor de 0,81 M.


Figura 8.56 Los contadores de tensiones normales iguales a lo largo de la pendiente ascendente (losa de hormigón) después de de llenado del depósito (después de Cruz et al., 2009).

Los desplazamientos de la losa de hormigón después de la primera de llenado del depósito en la dirección normal a la losa se muestran en la Figura 8.55. El desplazamiento máximo normal de la losa de hormigón se encuentra en la parte superior de la losa, en la sección de lecho del río. Desde esta posición al pilar, desplazamientos normales reducen gradualmente. A la izquierda, el banco más pronunciada, el gradiente del desplazamiento losa normal es relativamente grande. Los contadores de tensiones normales iguales a lo largo de la pendiente ascendente (losa de hormigón) después del llenado del depósito se muestran en la Figura 8.56. A partir de la distribución de la tensión losa después de incautación depósito, es evidente que la posición más grande de la losa de hormigón se somete a compresión. Las tensiones de tracción desarrollados aremainly lo largo del perímetro y la cresta. La tensión máxima de compresión a lo largo de la pendiente es del orden de 7 MPa. A lo largo de la pendiente ascendente, tensiones de tracción se han producido en la parte superior de la losa.

investigación numérica indica que themost effectivemethod de control de la deformación de CFRDs es la zonificación de escollera y la compactación. disposición racional de zonificación de escollera y el control adecuado de las especificaciones de compactación de escollera jugará un papel importante en la mejora de las condiciones de trabajo de la losa de la cara y la seguridad de la presa.

análisis numéricos muestran que la densidad de compactación de material de escollera, la secuencia de la construcción de escollera, y las propiedades del material de la zona 3C aguas abajo tendrá un impacto significativo en la tensión y la deformación de la presa y la cara de la losa. Para altas CFRDs, el material de escollera en las zonas de aguas arriba y aguas abajo no debe exhibir una gran diferencia en los módulos y densidades. Teniendo en cuenta las condiciones topográficas especiales de la Hongjiadu CFRD y con el fin de eliminar los impactos adversos de la deformación diferencial entre escolleras aguas arriba y aguas abajo, se requiere la misma densidad de compactación de escolleras aguas abajo upstreamand en la construcción. Además,

246 presas y estructuras accesorias hidráulicas 8.3.10.3 Análisis de una presa de tierra-rock: estudio de caso de Kozyak Dam (República de Macedonia)

La presa es de tipo tierra-rock, 114m alta por encima del terreno, con conchas de escollera (caliza), zonas de transición (arena), y un núcleo de arcilla inclinado (ver el diseño presa, sección transversal y una foto en las figuras 11.26-11.28 , Capítulo 11). Las zonas núcleo y de transición se fundan en la roca base (piedra caliza), y las conchas en el depósito de río. La cresta de la presa está en una elevación de 471.1masl, el nivel de agua normal es 459m.asl, mientras que el nivel máximo de agua es 466m.asl El volumen de 100 millones de m

3

elevaciones entre 459 y 466

está reservada para el almacenamiento de agua de la inundación. La presa fue construida en el período septiembre 1997 a marzo 2000, mientras que el primer llenado del depósito se realiza a partir de mayo de 2003 (nivel 362m.asl agua) hasta junio de 2004 (nivel 452m.asl agua).

En la segunda mitad de 2004 la Facultad de Ingeniería Civil, Skopje, hizo un estudio de estado de deformación de estrés de la presa, teniendo en cuenta: (a) la geometría construida de cuerpo del dique, (b) parámetros geotécnicos de los materiales obtenidos a partir de pruebas de control en el período de construcción, (c) las cargas reales durante la construcción de la presa, y (d) el régimen de la primera de llenado del depósito y la fluctuación del nivel de agua al comienzo del período de servicio. El objetivo principal de los análisis fue obtener datos de estado de deformación de estrés del cuerpo de presa, a raíz de la historia del comportamiento de la estructura por medio de experimentos numéricos. Estos datos, por último, servirían para la comparación con los resultados medidos y su verificación.

Kozyak presa se analizó por medio de modelo tanto de dos y tres dimensiones. Los análisis de dos dimensiones se realizaron utilizando el software comercial SIGMA / W, SEEP / W y la pendiente / W, mientras que para las tres dimensiones analiza programa SOFiSTiK para la determinación del estado de deformación de estrés se utilizó, y SEEP-3D para el análisis de la filtración. La necesidad de aplicación de un modelo en tres dimensiones muy complejo que consume tiempo y requiere un esfuerzo muchmore que uno de dos dimensiones, fue impuesta por las empinadas lados sitio de la presa: la izquierda 1: 1.5 (Ver: Hor), y el derecho 1: 1. En tales casos la influencia apreciable de los efectos tridimensionales es de esperar (Dodeva et al., 2002).

El software de ordenador utilizado SOFiSTiK para tridimensional deformación de estrés análisis se basa en el método de elementos finitos. Tiene una amplia gama de posibilidades para la simulación del comportamiento del dique de contención y la inclusión en los análisis de los fenómenos necesarios adicionales, importantes para la simulación real del comportamiento Dique de contención.

La discretización del cuerpo del dique se hace de una manera tal que se incluyeron todas las diferentes zonas de materiales. La fundación roca se trató como rígido. El proceso de construcción de la presa se simuló en 11 incrementos, mientras que el modelo matemático ha incluido cuatro grupos básicos de materiales: un núcleo de arcilla, zonas de transición, cáscaras de escollera, y dispuesto de piedra en la ladera de aguas arriba (véase la figura 11.27, Capítulo 11).. Cada groupwas divididas adicionalmente en dos sub-grupos: onewhich podría ser sumergido durante el período de servicio, y otra whichwould ser seco. Los meshwas de elementos finitos generado automáticamente, el uso de “ladrillo '' o“Tetrahedron '' elementos. Figura 8.57 muestra la vista general de la cuerpo del dique, dividido en 11 capas horizontales para la simulación de la construcción incrementales.


Figura 8.57 Vista general del cuerpo de presa, dividido en 11 capas horizontales para la simulación de la proceso de construcción incrementales.

resortes de contacto especiales. Permiten movimientos diferenciales en los contactos y simulaciones reales de comportamiento de la presa, sin la aparición de tensiones de tracción falsas. El uso de esta oportunidad útil todo el contacto cuerpo de presa - cimiento rígido fue modelado. En la práctica, sin esta oportunidad, el análisis real sería imposible, sobre todo en aquellos casos, donde los lados sitio de la presa son bastante empinada.

Para el propósito de los análisis, la dambodywas discretizada como se construyó - prácticamente sin modificaciones. Lo mismo es válido para la base - se toma del registro digital, con una gran cantidad de irregularidades en la forma. La consecuencia fue un número muy grande de elementos finitos (principalmente tetraedros) y nodos, que da testimonio de la complejidad de la solución numérica y posibles dificultades durante la ejecución de diferentes casos de carga. La elección de los parámetros de los materiales es una de las cuestiones más importantes en los análisis geostático de diques de contención. Teniendo en cuenta que realizaron con anterioridad análisis bidimensionales han demostrado que no hay diferencias apreciables en los resultados obtenidos por los análisis no lineales, en comparación con los obtenidos por los lineales, se decidió aplicar una tensión-relación constitutiva lineal para el Dique de contención de materiales. A favor de esta decisión va el hecho de que la ejecución del análisis de un caso de carga, utilizando un equipo fuerte para la época - toma alrededor de 20 horas! Eso significa que las leyes constitutivas no lineales de los materiales harían que el análisis poco factible. En la Tabla 8.3 se dan las propiedades de los materiales utilizados en los análisis.

Como se mencionó anteriormente, el contacto rígida fundación - materiales deformables terraplén de la presa fue modelada con muelles de contacto, que permiten desplazamientos diferenciales en la articulación. Interfaces de diferentes materiales en diques de contención, en principio, actúan como comprimidos queridos, es decir, no hay expansión de la interfaz en la dirección normal, pero sólo el desplazamiento relativo a lo largo del contacto. Por lo tanto, el comportamiento de los resortes se describe por dos parámetros: la rigidez normal de K n orte y la rigidez tangencial K s. p or K norte Se asignó un valor muy alto, mientras K s se determinó experimentalmente, por laboratorio especialmente dispuestos prueba de corte directo.

Del gran número de resultados obtenidos por tridimensionales análisis, sólo una parte de las deformaciones, que son de importancia primordial en diques de contención, se analizan. El aimof esta consideración es de obtener una visión general de la presa predicho


Tabla 8.3 Parámetros geotécnicos de los materiales aplicados en el análisis numérico de la Kozyak presa.

zona

Unidad de medida

núcleo

transición

conchas

Grava dep río.

γ s

kN / m 3

26.3

26.7

26.7

26.7

peso específico

γ re

kN / m 3

15.5

21.7

21.3

21.6

norte

0,411

0,187

0,202

0,191

peso volumétrico Dray n = 1- γ re/ γ s

mi

0,230

0,254

0,236

e = n / (1 - n)

8.5

9.3

8.7

w z = m i · ( γ w / γ s) · 100 wo pt < w z

Material

Arcilla

Arena

escollera

Fórmula

w s

%

0,697 26.0

w optar

%

25.6

8.5

w

%

25.6

5.3

2.1

6.0

naturales húmeda

γ s

kN / m 3

19.5

23.5

23.3

23.5

γ

kN / m 3

19.5

22.9

21.7

22.9

γ '

kN / m 3

9.7

13.7

13.5

13.7

φ

◦

18.6

40.0

38.3

40.0

do

kN / m 2

67.0

0.0

0.0

0.0

γ s = γ · ( 1 - n) · ( 1 + w s / 1 00) γ = γ s · ( 1 - n) · ( 1 + w / 100) γ '= γ s - γ w ángulo de fricción interna cohesión

k

Sra

mi

kN / m 2

3.0E-10 7.0E-02 9.0E-02 3.0E-03 25000 40000 60000

50000

módulo de elasticidad

0.40

0.35

número de Poisson

ν

0.35

0.30

coeficiente de permeabilidad

comportamiento después del proceso de construcción, así como después de la primera de llenado del depósito, y, también, para ilustrar las posibilidades del modelo tridimensional aplicada de análisis.

Los desplazamientos en el cuerpo del dique se muestran gráficamente, con las líneas de igual desplazamientos en tres direcciones:

•

dirección x, es decir, desplazamientos horizontales normales a los ejes de la cresta longitudinal (dirección transversal); (+) Significa desplazamiento hacia aguas abajo, (-) desplazamiento hacia aguas arriba;

•

dirección y, es decir, desplazamientos longitudinales en la misma dirección con los ejes pared de retención longitudinal (dirección longitudinal); (+) Significa el desplazamiento de derecha a izquierda de tope, y (-) de izquierda a derecha de tope;

•

dirección z, es decir, los desplazamientos verticales; (+) Significa asentamiento, y (-) upraise. Figura 8.58 muestra la sección transversal presa principal con las líneas de desplazamientos horizontales iguales, y la Figura 8.59 los valores apropiados de los desplazamientos verticales.

En el caso de desplazamientos horizontales en la dirección transversal ( x), l a Zeroline casi coincide con el eje central inclinada (Fig. 8.58), y los valores máximos se encuentran en las partes medias de las conchas, aproximadamente a 40% de la altura de la presa, que es típico de diques de contención. El valor máximo es ligeramente superior a 20 cm, y es más pequeño en comparación con el valor correspondiente obtenido por el modelo de dos dimensiones. Esto se debe a una clara influencia del espacio-efecto. Para la sección transversal presa analizado, situada en la parte media de la presa, los desplazamientos horizontales en las direcciones longitudinales son bastante pequeñas (máx. 5-6 cm), y que no se muestran aquí 2.

2E n

realidad, estos desplazamientos sería cero en el caso de la sección de pared de retención longitudinal simétrico (tanto geométrica y

material).


Figura 8.58 Líneas de desplazamientos horizontales iguales después de la construcción de la presa, en [cm] (Tan

CEV et al.,

2007).

Figura 8.59 Líneas de desplazamientos verticales iguales después de la construcción de la presa, en [cm]; valor máximo

113,4 cm (Tan

CEV et al., 2007).

Las líneas de desplazamientos verticales iguales tienen una forma regular para una estructura tal, con el valor máximo en la parte media del núcleo presa, situado aproximadamente en 60% de la altura de la presa (Fig. 8.59). El asentamiento máximo tiene un valor de 113 cm, y concuerda muy bien con el medido. El valor correspondiente obtenido por análisis de dos dimensiones fue de 131 cm. Eso significa que el efecto del espacio, es decir, la influencia de los lados empinados sitio de la presa, de nuevo juega un papel notable. La figura 8.60a muestra la sección pared de retención longitudinal a través del plano inclinado núcleo de arcilla central, con las líneas de igual desplazamientos horizontal paralelo al eje de la presa longitudinales (eje y) 3. La dirección de los desplazamientos es de pilares hacia la parte media de la presa, donde se forma una línea de desplazamiento cero. Los valores máximos están por debajo de 20 cm, y aparecen aproximadamente a la mitad de la altura de la presa.

Las líneas apropiadas de desplazamientos verticales iguales se muestran en la figura 8.60b. Notable es la concentración de los asentamientos máximos en el medio, más alto dampart. Por supuesto, de nuevo aparece el mismo valores máximos de la solución (113,4 cm), como en la Figura 8.59. En presas de tierra-rock con un núcleo central (vertical o ligeramente inclinada), el primer llenado del depósito provoca diferentes y complejos efectos, descritos en la sección 8.3.5.2 y gráficamente presentados en la figura 8.24. En el análisis presa Kozyak se simularon los efectos del agua folowing el mismo procedimiento que se describe en la sección citada anteriormente y aplicado en una presa de hipothetical con núcleo asfáltico (Fig. 8.26), y al Gradec presa

diagramas apropiadas de desplazamientos horizontales en x- dirección no se muestran, porque después de la construcción de presas

3

tienen valores cercanos al cero.


Figura 8.60 sección de pared de retención longitudinal a través del plano inclinado núcleo de arcilla central: a) líneas de igual desplazamientos horizontales paralelos al eje de pared de retención longitudinal ( y), b ) líneas de desplazamientos verticales iguales, es decir,

CEV et al., 2007).

asentamientos ( z) ( B roncearse

Tabla 8.4 parámetros aplicados de los materiales sumergidos no cohesivos (en negrita).

Zona

Unidad de medida

núcleo

transiciones

conchas

Grava dep río.

φ

◦

18.6

40.0

38.3

40.0

φ

◦

18.6

mi

kN / m 2

mi

kN / m 2

Material

Arcilla

Arena

escollera

38.5 25.000 40.000 25000 35000

37.0 38.5 60000 50000 53.000 44.000

Parámetro

ángulo de fricción interna ángulo de fricción interna módulo de elasticidad

módulo de elasticidad

Figura 8.61 presa principal sección transversal, líneas de igual desplazamientos horizontales en acumulativos x- d irección después de la primera de llenado del depósito (agua elevación 460m.asl) (Tan

CEV et al., 2007).

(Fig. 8.27). Nuevos parámetros fueron asignados a los materiales sumergidos no cohesivos, en base a los datos dados en la literatura, ya que, con el propósito de Kozyak presa investigaciones correspondientes no se llevaron a cabo. Los NewValues de estos parámetros se dan en la Tabla 8.4 en negrita (con el fin de distinguirse de los parámetros correspondientes en estado seco). El llenado del depósito se simuló en más etapas. También se analizó el caso de draw-down del nivel de agua de 460m.asl elevación a 430m.asl. Figura 8.61 muestra las líneas de igual desplazamientos horizontales acumulativos (en x- d irección) en la sección transversal presa principal, para la etapa de depósito lleno (nivel de agua 460m.asl). Este dibujo da una clara demostración del efecto de la primera de llenado del depósito. Es decir, en comparación con la fase justo después de la construcción de la presa (Fig. 8.58), los puntos en el cuerpo del dique se desplazan a aguas abajo. Como consecuencia, el valor absoluto de


Figura 8.62 Principal presa sección transversal - líneas de desplazamientos verticales parciales iguales ( Z- d irección), causada

por el primer llenado del depósito (agua elevación 460m.asl), relativamente a la etapa justo después de la c onstrucción de presas (Tan

CEV et al., 2007).

Figura 8.63 Contacto cuerpo de presa - cimientos de roca ( u na proyección horizontal), con las líneas de igual

desplazamientos totales en el contacto, causada por la influencia de la presa propio peso durante el proceso de construcción; 5mm equidistancia, máximo 135.6mm desplazamiento (Tan CEV et al.,

2007).

el desplazamiento máximo en la cáscara de aguas arriba se ve disminuida, mientras que el valor máximo de la sección transversal entera, que se encuentra en el centro de la cáscara de aguas abajo, se disminuye a 26,5 cm, Figura 8.61 (en el caso anterior el valor correspondiente es ligeramente superior a 20 cm , Fig. 8.58).

Las cargas de agua causan efectos más complejos en relación con los desplazamientos verticales en el cuerpo de presa. En nuestro caso, la solución adicional aparece en la parte más baja del núcleo de arcilla, que es claramente visible desde el diagramof los desplazamientos verticales parciales, figura 8.62. El valor máximo de la solución adicional es de 6,2 cm. En el mismo tiempo, las otras partes de las porciones central y upstreamdambody aremoved hacia arriba, con el valor máximo de 9,5 cm, llegado justo por debajo de la pendiente de aguas arriba, en la parte media de l a carcasa de aguas arriba.

Para un análisis y simulación del comportamiento presa y para obtener datos para los desplazamientos en la articulación del núcleo de arcilla con la fundación roca real, resortes de contacto se introducen en todo el contacto

cuerpo

de presa - cimientos de roca. Sin estos elementos especiales, que permiten movimientos diferenciales en el contacto, un análisis real sería


imposible. El elemento de resorte aplicada, así como otros elementos de unión, se conocen de la bibliografía, así como de la sección 8.3.7 de este Capítulo. Figura 8.63 presenta la proyección horizontal de la base de la presa, con líneas iguales de los desplazamientos totales calculados en el contacto, para la etapa justo después de la construcción de presas, con la suposición de que la base es rígida (no deformable). Debido al hecho de que durante la construcción de la presa de las deformaciones verticales (asentamientos) son predominantes, es evidente que las deformaciones son presentados principalmente en el y - z avión, es decir, que se dirigen principalmente a la baja, desde los pilares empinadas a las partes de presas inferiores. En la figura 8.63 podemos ver las zonas donde se concentran los mayores valores de desplazamientos. Una de las razones de que es la presencia de discontinuidades notables en el contacto d ambody - cimiento rígido. Tales zonas son también los contactos del núcleo con las capas de transición adyacentes, debido a que el núcleo está enterrado en la fundación roca. El valor máximo de los desplazamientos en la articulación cuerpo de presa - cimientos de roca

aparece en el contacto aguas arriba capa de transición, - core s ituada en la parte más baja del lado derecho presa, y es igual a 13,6 cm (Fig. 8.63). Sobre la base de la figura que se muestra, teniendo en cuenta la geometría de la superficie de contacto, así como las propiedades de los materiales en el contacto a rcilla núcleo - cimientos de roca, s e puede concluir que los valores de los desplazamientos son relativamente bajos, pero que permiten la relajación del material presa deformable, y evitar la aparición de tensiones de extensión falsas en el cuerpo de la presa.

El llenado del depósito (a la 460m.asl elevación) provoca desplazamientos parcial inferior en el contacto, (del orden de un tercio de las causadas por la construcción de la presa), y no se muestran aquí.

8.3.10.4 Análisis de presa de escollera con núcleo de hormigón asfáltico: Knezhevo presa (República de Macedonia, 2010, H = 80 m)

En la primera mitad de 2010 se completó la presa Knezhevo, la primera presa de escollera con núcleo de conrete asfáltico en Macedonia. Descripción de las estructuras de las presas y accesorias se da en el Capítulo 14, Sección 14.1.3.2, donde también se les da un diseño del esquema hidráulico (Fig. 14,24), y una sección transversal de la presa típica (Fig. 14,25). A los efectos del diseño conforme a obra, la presa se analizó en el año 2010 por medio tanto de dos y modelo tridimensional. Teniendo en cuenta que el sitio de la presa es estrecho ( L : H = 280: 80 = 3,5) la aplicación de modelo tridimensional se consideró como obligado uno. El mismo software y el procedimiento de análisis similar al estudio de caso presentado anteriormente de Kozyak presa, también se aplicó a Knezhevo presa. La discretización del cuerpo del dique se hace de una manera tal que se incluyeron todas las diferentes zonas de materiales. La fundación roca se trató como rígido. El proceso de construcción de la presa se simuló en incrementos de 10, mientras que el modelo matemático ha incluido cinco grupos básicos de materiales: un núcleo cocncrete asfáltico, zonas de transición muy bien, zonas de transición gruesas, cáscaras de escollera, y dispuesto de piedra en ambos upstreamand aguas abajo pistas. En la dirección longitudinal de la presa se dividió en 12 segmentos verticales, cada uno de largo 20-25m. La malla de elementos finitos fue generado automáticamente, el uso de “ladrillo '' o“Tetrahedron '' elementos. Para permitir los movimientos diferenciales en los contactos entre materiales con diferentes propiedades de deformación de todo el cuerpo del dique de contacto - de cimentación rígida, así como el núcleo de contactos asfáltico - finas transiciones,


Tabla 8.5 Parámetros de los materiales para la ley constitutiva hiperbólica. γ

γ s

φ

do

Material

[KN / m 3]

[KN / m 3]

[ ◦]

[KPa] K

escollera

21.5

23.0

Gruesa trans. Fine trans. Asfalto Aluvión

21.5

23.0

21.5

23.0

24.5

24.5

20.0

22.0

37 0 39 0 39 0 35 150 35 0

K s

K ur

norte

R F

ν

1100 900 × 2 ( K, K s) 0 ,38 0,78 0,30 1200 1000 × 2 ( K, K s) 0 ,36 0,80 0,30 1200 1000 × 2 ( K, K s) 0 ,36 0,80 0,30 1300 1300 × 2 ( K, K s) 0 ,20 0,83 0,25 1000 800 × 2 ( K, K s) 0 ,40 0,85 0,35

Nota: γ s y K s son unidad de peso y el módulo en condiciones de saturación.

Similar a como se hizo en Kozyak represa, el cuerpo de presa Knezhevo fue discretizado, ya que se construyó - prácticamente sin ninguna modificación. Lo mismo es válido para la base - se toma del registro digital, con las irregularidades en la forma. La consecuencia fue número muy grande de elementos finitos (principalmente tetraedros) y nodos, que habla de la complejidad de la solución numérica y posibles dificultades durante la ejecución de diferentes casos de carga. FEMnumerical analyseswere a cabo utilizando la ley constitutiva hiperbólica. Los parámetros para todos los materiales en el cuerpo del dique se muestran en la Tabla 8.5. Ellos se extrajeron de los ensayos triaxiales realizados antes y durante la construcción de la presa en el aparato con 150 mm de diámetro y la altura de 300 mm. También se utilizaron los resultados de la prueba de corte directo a gran escala. Para el hormigón asfáltico se realizaron ensayos triaxiales estándar.

Gran cantidad de resultados de salida se obtuvieron mediante análisis tridimensionales y sólo una parte de ellos se presenta y discute. Los desplazamientos en el cuerpo del dique se muestran gráficamente, con las líneas de igual desplazamientos en tres direcciones:

•

dirección x, es decir, desplazamientos horizontales normales a los ejes de la cresta longitudinal (dirección transversal); (+) Significa desplazamiento hacia aguas arriba, ( -) desplazamiento hacia aguas abajo;

•

dirección y, es decir, desplazamientos longitudinales en la misma dirección con los ejes pared de retención longitudinal (dirección longitudinal); (+) Significa el desplazamiento de derecha a izquierda de tope, y ( -) de izquierda a derecha pilar;

•

dirección z, es decir, los desplazamientos verticales; (+) Significa asentamiento, y ( -) upraise.

Figura 8.64 muestra la sección transversal presa principal con las líneas de desplazamientos horizontales iguales en la dirección transversal, y la Figura 8.65 muestra la distribución de desplazamientos horizontales en la misma sección transversal, pero en la dirección longitudinal. En el caso de desplazamientos horizontales en la dirección transversal ( x), l os valores máximos se encuentran en las conchas cerca de las pistas, aproximadamente a un tercio de la altura de la presa. El valor máximo en la cáscara de aguas arriba es de 10 cm, mientras que en la carcasa de aguas abajo que es 10% más pequeño debido a cierta asimetría de la sección transversal de la presa. Los desplazamientos horizontales en las direcciones longitudinales tienen valores pequeños (hasta


Figura 8.64 Líneas de desplazamientos horizontales iguales en transversal ( x) d irección después de la construc- presa

ción, en [cm]; equidistancia: 1 cm; valores máximos: x = (-9 a 10) cm; ( -) desplazamientos a lado de aguas abajo, (+) desplazamientos a lado de aguas arriba.

Figura 8.65 Líneas de desplazamientos horizontales iguales en longitudinal ( y) d irección después de la construc- presa

ción, en [mm]; equidistancia: 2 mm; valores máximos: x = (- 15 a 18) cm; ( -) desplazamientos de izquierda a derecha; pilar (+) desplazamientos de derecha a izquierda. pilar

18 mm), causada por la asimetría cuerpo del dique espacial en la dirección longitudinal, y en relación con la sección transversal presa central. Los valores apropiados de los desplazamientos verticales tienen una distribución regular y la intensidad de dicha estructura, con un valor máximo de 41,7 cm en la parte media del núcleo de la presa, que se encuentra aproximadamente a 60% de la altura de la presa. valor correspondiente obtenido por análisis de dos dimensiones fue de 56,1 cm. Esto significa que el efecto del espacio, es decir, el influencia de los lados empinados sitio de la presa, desempeña un papel notable.

Figura 8.66 muestra la sección pared de retención longitudinal a través del plano central vertical central asfáltico hormigón, con las líneas de desplazamientos horizontales iguales normal al eje de la presa longitudinal, es decir en x- d irección. Como puede verse a partir de las líneas de contorno de los desplazamientos son relativamente pequeñas. En el lado derecho que alcanzan un valor de

2,7 cm (en la dirección de aguas arriba), mientras que en el lado izquierdo que apenas alcanzan un valor de 1 cm (dirigido hacia aguas abajo). una distribución y la dirección de Tal x- desplazamientos horizontales es impuesta por la forma presa espacial irregular.

En la figura 8.67 líneas de contorno de los desplazamientos horizontales en el plano de sección longitudinal en y- se muestran dirección. Los desplazamientos tienen una dirección de pilares hacia la parte media de la presa, donde se forma una línea de desplazamiento cero. Los valores máximos son de alrededor de 6 cm, casi idéntico en el lado izquierdo y derecho, y aparecen aproximadamente a 70% de la altura de la presa, cerca de los pilares.


Figura 8.66 sección de pared de retención longitudinal a través del plano central vertical central asfáltico hormigón, con las líneas de desplazamientos horizontales iguales en x- dirección (después de la construcción de la presa).

Figura 8.67 sección de pared de retención longitudinal a través del plano central vertical central asfáltico hormigón, con las líneas de desplazamientos horizontales iguales en y- d irección (después de la construcción de la presa), en [mm]; equidistancia: 1 cm; valores máximos: y = (- 6 ,1 a 6,0) cm; [ -] desplazamiento de derecha a izquierda; [+] Desplazamiento de izquierda a derecha.

Figura 8.68 sección de pared de retención longitudinal a través del plano central vertical central asfáltico hormigón, con

las líneas de desplazamientos verticales iguales en Z- dirección (después de la construcción de la presa), en [cm]; equidistancia: 5 cm; valores máximos: z = 40,6 cm; [+] Asentamiento.

Las líneas de contorno de los desplazamientos verticales de la sección de pared de retención longitudinal se muestran en la Figura 8.68. Su distribución es típico de un dique de contención. El MaximumValue de 40,6 cm es ligeramente inferior al valor correspondiente aparecido en la sección transversal presa central debido al hecho de que el cierre más alto después de la construcción de presas


Figura 8.69 Las curvas de nivel de la t ensión normal importante σ 1 en la sección transversal central de la presa después de la

construcción de la presa; valor máximo: σ 1 = 1 .45MPa; (+) De compresión; equidistancia: 0.1Mpa.

Figura 8.70 Las curvas de nivel de la tensión normal σ 2 en la sección transversal central de la presa después de la presa

construcción; valor máximo: σ 2 = 0 .63MPa; (+) De compresión; equidistancia: 0.05Mpa.

aparece en algún corta distancia aguas abajo de la sección de plano presa longitudinal central vertical. Figura 8.69 muestra las líneas de contorno de themajor tensión normal σ 1 en la sección transversal central de la presa después de la construcción de la presa. Solamente los esfuerzos de compresión parecen alcanzar el valor máximo de 1.45MPa. Su intensidad y distribución son habituales para un dique de contención de este tipo y dimensiones. Debido a algunas diferencias en las propiedades del material presa aplicadas en la parte central presa, ligera transferencia de carga entre las zonas de transición (dacit) y conchas de escollera (shist) puede ser visto. Similar puede decirse de las tensiones normales σ 2 ( F ig. 8.70), y σ 3 ( Fig. 8.71). transferencia de carga moderada entre el núcleo de asfalto y las zonas de transición adyacentes puede observarse en σ 2 lineas de contorno. el valor máximo de la tensión menor σ 3 es 0.56MPa y la relación σ 1 / σ 3 en la parte central, vital y el más cargado del cuerpo de presa, es principalmente entre 1/2 - 2 /3, q ue es habitual para la condición de carga triaxial.

Los datos para las cepas en cada nodo del cuerpo del dique discretizada se pueden obtener utilizando los valores de las tensiones y desplazamientos. En este contexto, de la mayor importancia son los datos para el elemento crucial en el cuerpo de presa - el núcleo de hormigón asfáltico impermeable. La figura 8.72a muestra el diagrama de cepas axiales a lo largo del eje vertical del núcleo de hormigón asfáltico, para el estado después de la construcción de la presa. Del diagrama se puede observar que los valores máximos de las cepas son más altos en la 20m parte inferior del núcleo y que lleguen a 1,7% (deformación por compresión). El asfalto en el núcleo, investigado con ensayos triaxiales, alcanza la mayor resistencia a las deformaciones axiales en los límites de 3% hasta


Figura 8.71 Las curvas de nivel de la tensión normal de menor importancia σ 3 en la sección transversal central de la presa después de la presa

construcción; valor máximo: σ 3 = 0 .56MPa; (+) De compresión; equidistancia: 0.05MPa.

Figura 8.72 a) Diagramof las cepas a lo largo del eje vertical del núcleo asfáltico y hormigón (cepas axial), para el estado después de la construcción de la presa; (+) Tensión de compresión. b) Diagrama de las cepas volumétricos verticales del núcleo de hormigón asfáltico, para el estado después de la construcción de la presa; (+) Contracción.

4%, lo que significa que en este caso las tensiones son muy por debajo de la resistencia del material. En el laboratorio de STRABAG (Köln, Alemania), se ha establecido que en el caso de una 150m presa de escollera homogénea alta, la contracción vertical relativo (cepa) de los asfálticas cantidades núcleo de hormigón a 7% (véase también el Capítulo 14, Sección 14.1.1). En concreto asfáltico utilizado en la ingeniería hidráulica, de especial importancia son las cepas volumétricos, porque, con el fin de no perturbar la estanqueidad, eventual aumento del volumen se puede permitir solamente con un alto valor restrictivo. A partir del diagrama en la Figura 8.72b se puede observar que las cepas volumétricos (contracción) alcanzan valor máximo de 1,9%, también un valor moderado para ese tipo de material.

Una característica importante de las presas de escollera núcleo asfalto es que durante el llenado del depósito, así como durante toda la vida de servicio presa, la presión hidrostática del agua del depósito carga el elemento resistente al agua, con una intensidad en función del nivel de agua. También, otros efectos complejos del agua, descritos en la sección 8.3.5.2 y gráficamente presentados en la figura 8.24 se debe aplicar en el análisis. En el análisis presa Knezhevo se simularon los efectos del agua siguiendo el mismo procedimiento


Figura 8.73 desplazamientos horizontales del núcleo de hormigón asfáltico como resultado del llenado del depósito. (1) Posición del núcleo después de la construcción de la presa; (2) la posición del núcleo después del llenado del depósito.

Figura 8.74 líneas de contorno parciales de los desplazamientos verticales causadas sólo por el agua (en Z- d irección) después del llenado del depósito; [+] Asentamiento, [ -] sensibilización, en mm, equidistancia de 5 mm.

como se describe en la sección citada anteriormente y aplicado en una presa hipotético con núcleo asfáltico (Fig. 8.26), usando los parámetros de los materiales correspondientes asignados a la no cohesivo sumergido (saturado) materiales (Tabla 8.5). El llenado del depósito se simuló en cuatro etapas. Figura 8.73 muestra los desplazamientos horizontales del núcleo de hormigón asfáltico causado por el llenado del depósito. Principalmente debido a la fuerza de la presión hidrostática del eje del núcleo se mueve aguas abajo, con máximas valor 15 cm, alcanzadas en la parte superior. En la cresta, el valor correspondiente es de 14 cm. La comparación de los desplazamientos horizontales de núcleo Knezhevo presa con otras dos de dichas presas se da en el Capítulo

14, figura 14.31. El efecto complejo del agua en los desplazamientos verticales se puede ver en la figura 8,74, donde las líneas de contorno parciales de los desplazamientos verticales causadas sólo por el agua se muestran. Los establecimientos en la carcasa de aguas arriba se pueden observar, con un valor máximo de

4,2 cm, situadas en la parte superior de la pendiente de la presa. En la carcasa aguas abajo seco debido a la transferencia de la presión desde el núcleo a los asentamientos adicionales de escollera aparecer justo cerca del núcleo, con la pequeña magnitud de 2,5 cm.

La base presa desplazamientos diferenciales - fundación rígido se obtuvo por medio de elementos de plano de contacto especial instalado en el modelo. El desplazamiento calculado


Figura 8.75 desplazamientos horizontales en y- d irección en el contacto de los ejes centrales longitudinales con el

losa de hormigón fundación después de la construcción de la presa, en [ mm]; [+] desplazamientos hacia el lado derecho, [ -] desplazamientos hacia el lado izquierdo; gama de los valores calculados: - 20 a + 21 mm.

en los contactos de los materiales de escollera con la roca base de tener valores de hasta 6 cm y no son de ningún interés para la evaluación del comportamiento de la presa. Mucho más importante es el hecho de que el modelo utilizado permite calcular los desplazamientos en el contacto central de asfalto - losa de hormigón rígido, anclado en la roca. El desplazamiento horizontal en el núcleo de contactos de asfalto - losa de hormigón en x- d irección, originado de construcción de cuerpo de presa, son pequeñas, con un orden de magnitud de 7 mm. El llenado del depósito provoca desplazamientos en el contacto hacia aguas abajo, como consecuencia de la influencia de la fuerza hidrostática. El valor máximo, como se puede esperar, se encuentra en la parte central de la sección longitudinal presa y asciende a 17 mm. Los desplazamientos horizontales máximas en y- d irección después de la cantidad construcción de la presa a 21 mm y están situados en las partes más empinadas de los pilares, figura 8.75. El llenado del depósito, prácticamente no afecta a los valores obtenidos por la simulación construcción de la presa. Similar puede decirse de los desplazamientos verticales. Tienen el valor extremo de z max = 2 8 mm, calculado para la simulación de la construcción de cuerpo de presa en 10 capas.

El autor no tiene ninguna evidencia de que el questione de los desplazamientos diferenciales del núcleo de asfalto de contacto - cimentación de hormigón se ha mencionado en la literatura. Por lo tanto, no hay datos para la comparación. Pero, teniendo en minado que en la zona de contacto con la losa de hormigón del núcleo de asfalto se ensancha a partir de 60 cm a 120 cm, lo cierto es que los desplazamientos calculados en los contactos son inofensivos.

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capítulo 9

estabilidad dinámica de diques de contención

9.1 Efecto de los terremotos en diques de contención Los terremotos inducen una carga adicional en diques de contención. Bajo ciertas condiciones, el efecto sísmico representa un riesgo importante para las grandes presas. Impone una necesidad durante el análisis - con el fin de obtener una solución realista - además de l as condiciones estáticas existentes antes del terremoto, para tomar también en consideración el estado de carga adicional durante un terremoto. carga sísmica es de corta duración, cíclico e implica el movimiento en ambas direcciones horizontal y vertical. Los terremotos pueden afectar diques de contención, causando cualquiera de las siguientes consecuencias:

•

Deslizar, o la inestabilidad de tanto el de aguas arriba y aguas abajo pistas. Como consecuencia final, deslizante puede conducir a un fallo total de una presa;

•

Las deformaciones, es decir, desplazamientos verticales y horizontales de la terraplén, seguido de grietas desarrollados, especialmente expuestas en la zona de la cresta de la presa;

•

Reducción de francobordo como resultado de la solución de cresta considerable causado por compactación adicional del terraplén debido a movimiento del suelo, que puede, en un escenario del peor caso, dan como resultado el desbordamiento de la presa;

•

movimiento diferencial en los contactos del cuerpo, pilares y terraplenes de la presa - las piezas de hormigón lo que aumentaría el peligro de la filtración de contacto y la formación de rutas de filtración privilegiados a lo largo de las superficies de contacto;

•

Licuefacción, o la pérdida de resistencia a la cizalladura en zonas del terraplén o su fundación, debido al aumento de las presiones de poro que, en el peor caso, puede conducir a insuficiencia de una presa (De Alba et al, 1988;. Seid-Karbasi y Byrne , 2004);

•

movimiento diferencial en un posible fallo pasa a través de la fundación de una presa por debajo de su cuerpo;

•

Desbordamiento de la presa por las ondas de inundación debido a los deslizamientos de tierra provocados por terremotos en el depósito de los lados del valle;

•

El daño a las estructuras hidráulicas accesorias, tanto generales como específicos, así como a los equipos, incluyendo los daños causados por deslizamientos y desprendimientos de rocas en los valles muy empinadas (como ocurrió en 2008, durante el terremoto de Wenchuan en China).

El peligro potencial de un terremoto inducir algunas de las consecuencias citadas depende de: la sismicidad del suelo en la zona en la que se localiza la presa, la estructura geológica y las condiciones topográficas del sitio de la presa, y el tipo, la construcción y el tamaño de la presa (Chopra, 1967; Finn, 1991; Wieland, 2011).


Los análisis del comportamiento de los diques de contención que han sido afectadas por los terremotos fuertes, lanzar una luz bastante claro en su comportamiento en tales condiciones de carga desfavorables. A este respecto, de particular importancia es el estudio del comportamiento de las presas de tierra cerca de la falla de San Andrés durante el terremoto de 1906 en San Francisco. En ese momento, a una distancia de hasta 50 km de la falla, había 33 presas de tierra, de las cuales 15 fueron a una distancia menor que 8 km de la falla. No hay duda de que el terremoto, con una magnitud de 8,25 en la escala de Richter, causó golpes fuertes en todas las presas mencionadas, dentro de un período de tiempo mayor a 1 minuto. De acuerdo con las últimas investigaciones, la aceleración máxima en todas las presas ha sido mayor que 0,35 g, mientras que en los 15 embalses cercanos a la falla, la aceleración máxima sobrepasa 0,6 g. Sin embargo, ninguna de estas presas de mayor edad fue seriamente dañado, ni hubo deslizamiento de laderas observados.

La principal característica de la mayoría de estas presas es que habían sido construidas de tierra arcillosa sobre lecho de roca o sobre una base arcillosa. Sólo dos de ellos habían sido construidos en gran parte de la arena, lo cual, evidentemente, no había sido saturatedwithwater durante el terremoto. En consecuencia, se puede concluir que las presas que se han construido de tierra arcillosa ofrecen una alta resistencia a los terremotos.

Esta conclusión fue confirmada también durante el terremoto en Ojika (Japón) en 1939, cuando 12 presas fallaron, mientras que otras 40 presas sufrieron deslizamiento de laderas. La mayor parte de los diques dañados y no había sido construida de material arenoso; no había registros de fallas de presas hechas de material arcilloso, ni siquiera en las inmediaciones del epicentro. De hecho, incluso a gran distancia del epicentro, las presas hechas con arena fracasaron. Otro fenómeno importante que fue grabado durante este terremoto es que, de todas las presas fallidos, sólo un pequeño número de hecho ha fallado durante el período de los temblores de tierra. La mayor parte de las presas no de 2 a 24 horas después de la agitación, muy probablemente como consecuencia del efecto erosivo de chorros de infiltración a través de grietas en el terraplén, que se originaron durante el movimiento del suelo. Otros terremotos también han tenido consecuencias similares. Por ejemplo, en 1971, durante el terremoto de San Fernando, California, pendiente de deslizamiento del relleno hidráulico se produjo en las presas superior e inferior de San Fernando, que fueron construidos con conchas de arena. Mientras tanto, las presas 25 de tierra construidos con la compactación en capas delgadas y se expusieron a la aceleración de from0.2 a 0,4 g, exhibió una excelente resistencia (Seed, 1979). Un resumen de las investigaciones sobre el comportamiento de los diques de contención durante un terremoto incluye las siguientes conclusiones principales:

•

Dams planteados por los métodos de llenado hidráulicos han demostrado ser muy poco fiable debido a los efectos de las perturbaciones inducidas por los terremotos fuertes. Sólo presas de relleno hidráulico construidos con muy ligeras pendientes sobre fundamento lecho de roca pueden sostener temblores moderados con aceleración hasta 0,2 g y una magnitud de 6,5 en la escala de Richter.

•

En términos generales, terraplén Damon una base dura puede sostener un sismo moderado con una aceleración máxima de 0,2 g, sin consecuencias perjudiciales eachwell-construido.

•

Las presas que se han construido de clayeymaterial construido sobre una base arcillosa y roca de fondo pueden sostener fuerte earthquakemovement con pico accelerationwithin de los límites de 0,35 a 0,8 g, de una magnitud de 8,25, sin daño considerable.

estabilidad dinámica de diques de contención 263

•

presas de escollera que contienen un cuerpo de presa seca, si han sido bien diseñado y construido, pueden sostener terremotos fuertes, sufriendo deformaciones dentro de límites aceptables.

•

diques de contención que han fracasado debido a los terremotos fueron construidos principalmente de material arenoso, saturados de agua durante el terremoto, o construyen sobre una base de arena saturada.

•

En los casos en los que se bien construido presas (ver apartados anteriores), donde no se esperaría que una descarga terremoto para provocar una aceleración máxima mayor que

0,2 g, tiempo y dinero no debe ser gastado en análisis dinámico. En su lugar, la atención debe centrarse en represas que contienen grandes zonas de material incoherente (especialmente, arena), que durante el movimiento del suelo y mientras es saturado con agua, puede perder una parte grande o pequeña de su fuerza. Además, un análisis cuidadoso deben realizarse en diques de contención en las que es posible esperar una descarga terremoto que provocaría una aceleración mayor de 0,2 g.

•

Para presas construidas usando earthmaterial incoherente saturado, y los expuestos a los terremotos, la razón principal se produce daño es el aumento de la presión de poros en el terraplén, y la posible pérdida de la capacidad de soporte de carga - un fenómeno conocido como licuefacción - que podría ocurrir como resultado de tal aumento de la presión de poros. Estos fenómenos complejos no puede ser abarcado y anticipada por medio de análisis de pseudo-estático, por lo que es necesario aplicar métodos mucho más complejos.

El comportamiento favorable descrito anteriormente de arcilla en relación con el material de arena en el cuerpo de diques de contención durante los terremotos también se ha confirmado en ensayos de laboratorio con la carga cíclica. Los tipos de arcilla utilizados para la construcción de las presas no exhiben cambios considerables en la presión de poro durante la carga cíclica, que corresponde a la causada por un terremoto. Al mismo tiempo, la resistencia del material cambia poco durante estas pruebas. Un comportamiento similar se exhibe por las muestras de sandy gravel muy densa testedwith carga cíclica en condiciones no drenadas. A l a inversa, para arenas saturadas tomoderately compactados sueltos, un aumento en la presión de poro causada por laboratorio carga cíclica puede causar una reducción significativa en la fuerza y dar lugar a grandes deformaciones.

Particular interés se despertó por el hecho de que se percibe durante el terremoto Ojika, el fracaso de la presa se produjo un cierto tiempo después de que la ti erra dejó de temblar. Esto podría ser debido al desarrollo progresivo del proceso erosivo a través de fisuras causadas por el terremoto. También podría ser un resultado del tiempo necesario para llegar a una redistribución de la presión de poro con el fin de conseguir las condiciones para el fracaso. En cualquier caso, estabilidad de la presa durante el período post-terremoto es un factor que debe tenerse en cuenta al evaluar la estabilidad de los diques de contención durante los terremotos.

9.2 EVALUACIÓN DE sismo de diseño

9.2.1 Fuerza, atenuación, y la amplificación de los terremotos Durante un terremoto, se libera energía. El valor cuantitativo, que se irradia desde el epicentro de un terremoto se registra con sismógrafos y se llama


el magnitud del terremoto. Hay dos expresiones, es decir, medidas, por la magnitud. La magnitud local, asciende a: METRO L = I niciar sesión UN

(9,1)

dónde, A = a mplitud máxima sísmica de onda (en milésimas de milímetro), registrado por un sismógrafo estándar, a una distancia de 100 km del epicentro del terremoto. La otra expresión es:

METRO L = I niciar sesión UN - F( ) + k

(9,2)

dónde F( ) es una corrección de distancia, mientras k = constante de escala. Esto permite el cálculo de METRO L a diferentes distancias del epicentro de un terremoto. magnitud onda del cuerpo METRO segundo es:

METRO b = I niciar sesión V + 2.3 log

(9,3)

dónde V es el máximo inmicrons de velocidad de tierra / seg, registrado por el sismógrafo, mientras

es la distancia desde el epicentro. Los terremotos con una magnitud de menos del 3 por lo general no causan ningún efecto fieltro, mientras que aquellos con una magnitud inferior al 5 por lo general no causa ningún daño. El máximo-recordedmagnitude es 8,9. La escala no es lineal - cada paso en el aumento de la escala de magnitud representa un aumento de treinta veces en la energía liberada por el terremoto en comparación con el anterior. Por lo tanto, un terremoto de una magnitud de 5 libera 900 veces la energía de un terremoto de magnitud 3. La magnitud, la localización del epicentro, y hipocentro (profundidad focal) de un terremoto se determinan mediante un sismógrafo (detalles formore véase el capítulo onmonitoring de diques de contención). intensidad del terremoto es un valor cuantitativo basado en las respuestas de los objetos y las personas al terremoto. La intensidad depende de la distancia desde el epicentro del terremoto, las condiciones del terreno y la topografía; por lo tanto, habrá una gama de valores de intensidad para cualquier terremoto. La escala más utilizada para la determinación de la intensidad del terremoto es el E scala Mercalli Modificada, los cuales tiene XII grados.

De interés, donde las presas se refiere, es el rango de VII a IX grados, desde que un terremoto más débil que la VII grados no representa un peligro para una presa que ha sido bien diseñado para soportar cargas estáticas, mientras que para dimensionar una presa para un terremoto más fuerte de IX grados es extremadamente irracional. Tabla 9.1 representa la parte de la escala Mercalli en el intervalo de VI a X grados, con una descripción de los efectos causados por un terremoto de fuerza correspondiente (Fell et al., 1992; Newmark y Rosenblueth, 1971). En el diseño de presas, la horizontal y vertical aceleración, que es inducido por un terremoto en la base de la presa, se requiere generalmente. La información sobre la aceleración se obtiene mejor de un acelerógrafo, instalado en el sitio de la presa. Los registros de otros lugares con estructura geológica similar también deben mantenerse. registros Acelerógrafo típicos se pueden ver en las figuras 9.11, 9.17, y 9.23 y 9.27 a continuación. La aceleración se expresa con mayor frecuencia en relación con la aceleración de la gravedad, por ejemplo 0,15 g. La respuesta de la presa depende de la amplitud de aceleración del suelo, la duración del movimiento del suelo, y la frecuencia de ciclismo. No existen relaciones únicas entre magnitud, intensidad, y la aceleración, como valores citados


Tabla 9.1 Modificado Escala Mercalli (1956 versión), fromVI RANGE para X grados. Efectos de intensidad

VI

Sentida por todos, muchos de whomare asustan y corren al aire libre. Causas personas towalk vacilante; ventanas, platos y cristalería rota. Objetos de adorno, libros, etc. caen de los estantes, cuadros cae de las paredes y muebles se desplazan o se volcaron. yeso y mampostería débil D crack, campanillas fijados a sonar (iglesia, escuela), y los árboles y arbustos se dan de forma visible, o se oyen crujir - CFR. VII Difícil de soportar. Notado por los conductores de automóviles. Los objetos colgantes se estremecen, se rompe muebles. El daño a la albañilería D, incluyendo grietas, chimeneas débiles se rompen en la línea del techo. Yeso, ladrillos sueltos, piedras, tejas, cornisas (también parapetos sin soporte lateral y ornamentos arquitectónicos - CFR), caen. Algunas grietas en la albañilería C. Ondas en estanques, agua turbia con barro. Pequeños toboganes y ceder a lo largo de los bancos de arena o grava. Las grandes campanas ponen a sonar. El daño a las acequias de hormigón. VIII

De dirección de automóviles afectada. El daño a, y el colapso parcial de, albañilería C. Algunos daños a la albañilería B, ninguno de albañilería A. Estuco y algunas paredes de mampostería colapso. Chimeneas, chimeneas de las fábricas, monumentos, torres y tanques elevados giro y caída. casas enmarcadas mueven sobre cimientos, si no atornillado, paredes de paneles son expulsados. pilotes decaído rompe. Ramas de los árboles se rompen. Los cambios se producen en el flujo o la temperatura de manantiales y pozos. Las grietas se desarrollan en suelo mojado y en pendientes pronunciadas. IX

pánico general. Albañilería D es destruida; albañilería C sufre graves daños, a veces con colapso completo; mampostería B sufre daños graves. (Daño general a fundaciones - CFR). estructuras enmarcadas, si no atornillado, se desplazan fuera de las fundaciones. Los marcos se agrietan. graves daños a los depósitos, tuberías subterráneas se rompen. grietas visibles aparecen en tierra. En las zonas aluviales, la arena y el barro son expulsados, fuentes sísmicas y cráteres de arena. x La mayoría de las estructuras de mampostería y de madera son destruidos junto con sus bases. Algunas estructuras y puentes de madera de pozos construidos son destruidos. graves daños a las presas, diques y terraplenes. Grandes deslizamientos de tierra, el agua se desborda orillas de los canales, ríos, lagos, etc. arena y lodo desplazamiento horizontal sobre cabezas de playa y de llanura. Los rieles se doblan ligeramente. Nota: Una mampostería: Buena mano de obra, mortero y diseño; reforzado, especialmente lateralmente, y unidas entre sí mediante el uso de acero, hormigón, etc .; diseñada para resistir fuerzas laterales. M ampostería B: Buena mano de obra y el mortero, hormigón, pero no están diseñados para resistir fuerzas laterales. Albañilería C: mano de obra y mortero ordinario; debilidades no extremas tales como la no ligada en esquinas, pero mampostería ni se refuerza ni diseñado contra las fuerzas horizontales. Mampostería D: m ateriales débiles, tales como el adobe; mortero pobre; bajos niveles de la ejecución; débil horizontalmente. CFR indica adiciones a sistema de clasificación por Richter (1958).

dependerá de la energía liberada por el terremoto, la fuente mechanismof el terremoto, las condiciones geológicas en el espacio afectado por el terremoto, la distancia desde el epicentro, y las condiciones geológicas y la topografía en el sitio de la presa. Figura 9.1 representa un diagrama de aproximación para la relación entre la magnitud, lanzado energía, intensidad epicentral, y la aceleración, para un sitio de la presa con una base dura, no se ve afectado por la topografía del suelo local. La aceleración y la intensidad en el diagrama se refieren al epicentro del terremoto. El efecto de un terremoto se atenúa con un aumento de la distancia desde el epicentro. Sobre la base de terremotos registrados y mediciones realizadas, varias fórmulas se han derivado para la aceleración de suelo en el sitio de la presa anticipada. Uno de ellos es la fórmula por Esteva y Rozenbluet (1969):

A = 2000 mi 0 .8M R - 2

(9,4)

dónde, A = pico de aceleración como% de la aceleración de la gravedad g, R = l a distancia focal (la distancia del epicentro) en km, y M = m agnitud del sismo.


Figura 9.1 correlación entre la magnitud aproximada, energía liberada, la intensidad epicentral, y aceleración (después de Fell et al., 1992).

Hunt (1984) dio la siguiente relación de la intensidad de terremoto: yo s = do 1 + do 2 yo 0 - do 3 ln ( R + C)

(9,5)

dónde yo s = i ntensidad en el sitio previsto para la construcción de presas, de acuerdo con la Escala de Mercalli Modificado; R = l a distancia focal (distancia desde el epicentro) en km; C, C 1, do 2 y do 3 = c onstantes; y ln ( R + C) = t érmino de error para la corrección (Fell et al.,

1992). Las ecuaciones anteriores citados nos permiten estimar la intensidad y la aceleración pico en la roca de fondo de un sitio de la presa. sitios de presa en suelo rígido con una gruesa capa de material de la tierra incoherente tendrán aceleración de pico similar a la de la roca madre. represas ubicadas en arcilla blanda suave o media o en una capa superficial del suelo incoherente, experiencia máxima aceleración en la fundación que pueden desviarse significativamente de la de la roca madre. En tales casos, de acuerdo con algunos autores, a una aceleración de menos de 0,1 g, se puede producir la amplificación terremoto, mientras que a una aceleración mayor que 0,3 g, aceleración máxima se puede disminuir debido a la disipación de la energía. El 1985


terremoto de México, un buen ejemplo, es bien conocido. aceleraciones del lecho rocoso alcanzaron 0,03 g, con aceleraciones máximas de 0,17 g grabado en la superficie de las áreas de suelo blando. la topografía del suelo, a su vez, tiene una influencia en las aceleraciones. Un acelerógrafo situada en una cresta alta en un pilar de la presa, es probable que registrar aceleraciones significativamente más altos que uno se encuentra contigua al cauce del río. Más adelante, veremos qué resultados se obtienen a partir de la comparación de las aceleraciones, a partir de cálculos en la cresta de la presa, en las zonas bajas, y hacia abajo a la fundación.

9.2.2 Diseño terremoto Una cuestión importante en el análisis sísmico de presas es la selección de la sismo de diseño. Dos tipos principales de terremotos de diseño que se recomiendan en los análisis son:

Terremoto base de operación (OBE) y Terremoto creíble máximo (MCE). OBE es un terremoto que es probable que se produzca al menos una vez durante la vida de la operación esperada de una presa, que está a 100 años o más. Tiene una probabilidad de ocurrencia de un 50% durante una vida útil de 100 años. El período de retorno se toma como 145 años. En la práctica, no hay condiciones estrictamente definidas que deben ser cumplidas por un dique de contención expuestos a OBE. Generalmente, no se permite ningún daño estructural (grietas, deformaciones, etc. fuga) que afecta a la operación de la presa y el depósito. Los daños menores, puede reparar, se acepta. El objetivo de un análisis con OBE es evaluar los desplazamientos en el cuerpo de la presa dado el efecto de un terremoto tal, cuando dichos desplazamientos deben estar dentro de los límites aceptables, mientras que la estabilidad de la presa no debe ser puesta en duda.

Los parámetros de movimiento de tierra OBE se estiman por medio de análisis probabilístico de terremotos registrados en la zona del sitio de la presa. ICOLD recomienda el método de Cornell-McGuire, que consiste en el siguiente procedimiento (Fell et al., 1992): • •

Obtener los registros de la earthquake'smagnitude, ubicación del epicentro, y la profundidad;

Determinar leyes de atenuación del terremoto, con el fin de evaluar la aceleración pico en el sitio de la presa para cada terremoto registrado. Esto puede basarse en acelerogramas registrados o sobre la base de ecuaciones conocidas para la atenuación de movimiento terremoto combinado con la distancia desde el epicentro;

•

Dibuje aceleraciones pico evaluados para el período de registro y extrapolar el período de retorno requerida para OBE. Figura 9.2 muestra los resultados de tal análisis. En este caso, no hay registros therewere Acelerógrafo, se han utilizado

las ecuaciones de atenuación de modo publicados. Una amplia dispersión de los resultados es evidente y se debe a que las fórmulas publicadas más tarde predijeron aceleraciones más grandes. La importancia de poseer datos históricos precisos para la evaluación de los terremotos se hace hincapié cada vez más en los últimos tiempos.

TheMCE es el evento que produce la mayor groundmotion esperada en el sitio de la presa sobre la base de la historia sísmica y la configuración sismotectónico en la región. Se calcula sobre la base de escenarios de terremotos deterministas. Según ICOLD (2010) el movimiento del suelo parámetros de la MCE deben tomarse como los 84 percentiles (media más una desviación estándar).


Figura 9.2 aceleración lecho de roca de pico frente a la probabilidad de superar en una presa de terraplén.

Terremoto máximo creíble (MCE) representa el terremoto más fuerte que pueda concebirse que se produzca en un sitio de la presa sobre la base de la historia sísmica y la configuración sismotectónico en la región, teniendo también en cuenta las fallas activas en la vecindad. Un Dique de contención debe ser diseñado de tal manera que MCE no debería causar:

1.

El fracaso de la presa debido a la licuefacción de una cierta capa de cuerpo o de la fundación de la presa;

2.

El fracaso de la presa debido a la gran desplazamiento de una superficie por deslizamiento, en una de las pistas o en la base;

3. Pérdida de francobordo debido al asentamiento o deformación de la cresta;

4. Desarrollo de fuga incontrolada de agua a través de grietas o en las interfaces con las estructuras de hormigón o piedras de tope; 5. Aliviaderos y otras estructuras anexas a ser dañados en la medida en que la funcionalidad y la seguridad de la presa estarían en peligro.


Estimación ofMCE es similar a la estimación de probablemaximumprecipitation en hidrología y es mejor a cabo utilizando un determinista en lugar de un enfoque probabilístico (se utilizarán 84 valores de los percentiles de los parámetros de movimiento de tierra). Tal procedimiento implicará la siguiente:

• •

Identificación de las principales fallas en las cercanías del sitio de la presa, que puede abarcar un área de hasta varios cientos de kilómetros; Evaluación para determinar si los defectos son activos o potencialmente activos considerando si l os terremotos recientes se han registrado a lo largo de la falla. Para este propósito, los estudios geomorfológicas pueden ser necesarios (por ejemplo, excavación de zanjas a través de fallos para identificar la edad del desplazamiento);

•

ofMCE evaluación en cada caso de fallo identificado. Thismay ser determinada considerando la longitud de la avería sino también de la sismicidad general de la zona. terremotos Anteriormente monitorizados indican que la magnitud de un terremoto aumenta con la longitud de la avería;

•

La evaluación de la máxima aceleración en el sitio de la presa, que resulta de la MCE para cada una de las faltas y determinación del terremoto más crítico. Tomado en consideración debe ser la duración del sismo y el período de las oscilaciones, que dependen de la magnitud del sismo. El efecto de un terremoto en una presa también es dependiente de estos factores, así como en aceleraciones pico, y, a menudo, más de un terremoto puede tener que ser utilizado en el análisis.

En el caso de que no sea posible estimar theMCE fromthe el procedimiento anterior, un enfoque probabilístico puede ser utilizado, pero con precaución. En tal caso, sería necesario averiguar en un período de retorno de 0,01%. Cuando un análisis dinámico se va a realizar para OBE o MCE, un sismograma apropiada del terremoto debe ser producido, utilizando la aceleración de pico calculada basado en los registros de los terremotos que han ocurrido en sitios con condiciones geológicas similares. Los diferentes movimientos sísmicos diseño se caracterizan por los siguientes parámetros sísmicos:

•

aceleración pico en tierra (PGA) de los componentes del terremoto horizontales y verticales.

•

espectros de respuesta de aceleración de los componentes del terremoto horizontales y verticales típicamente para 5% de amortiguamiento, es decir, espectros de peligro uniforme para OBE obtiene a partir del análisis probabilístico sísmica peligro (valores medios) y 84 valores de los percentiles de los espectros de aceleración para MCE obtenidos del análisis determinista utilizando diferentes modelos de atenuación .

•

historias de tiempo de aceleración compatible espectro para los componentes horizontal y vertical del movimiento del suelo MCE bien a partir de un proceso aleatorio o mediante el escalado de movimientos sísmicos registrados. Las historias de tiempo de aceleración generadas artificialmente de los componentes horizontal y vertical del terremoto serán estocásticamente independientes.


Además, los siguientes terremotos de diseño para el diseño sísmico de la presa y diferentes estructuras accesorias en el marco de un esquema hidráulico se pueden cumplir: •

Máxima Diseño Terremoto (MDE). Para las grandes presas el período de retorno de la MDE se toma como 10.000 años. Para presas potenciales con períodos de retorno más cortos daño pequeño o limitado se puede especificar. Los parámetros de movimiento de tierra MDE se estiman basándose en un análisis de riesgo sísmico probabilístico (PSHA).

•

Evaluación de la seguridad del terremoto (VER). En el nuevo Boletín 72 (ICOLD, 2010), la SEE sustituye el término de diseño máxima del terremoto (MDE) que se utiliza en la primera edición de este boletín. La evaluación de seguridad del terremoto (SEE) es el nivel máximo de movimiento de tierra para el que la presa se debe diseñar o analizar. Para presas cuyo fallo presentar un gran peligro social de la SEE normalmente se caracteriza por un nivel de movimiento igual a la esperada en el sitio de la presa de la ocurrencia de un sismo máximo creíble evaluado de manera determinista o del movimiento sísmico del suelo evaluado probabilísticamente-con un período de retorno muy largo, por ejemplo 10.000 años. terremotos evaluados determinista-pueden ser más apropiados en lugares con terremotos relativamente frecuentes que ocurren en fuentes bien identificados, por ejemplo cerca de los límites de placas. Este es un movimiento del suelo terremoto que una presa debe ser capaz de resistir sin liberación incontrolada del depósito. daños estructurales (grietas, deformaciones, etc. fuga) se acepta siempre que la estabilidad de la presa está asegurada y no hay grandes cantidades de agua se liberan desde el depósito causando inundaciones en la región aguas abajo de la presa. La SEE es la que rige el movimiento sísmico del suelo para la evaluación de la seguridad y el diseño sísmico de los componentes de la presa y relevantes para la seguridad, que tienen que estar funcionando después de la SEE. Donde no hay un gran riesgo para la vida humana la SEE puede ser elegido para tener un período de retorno inferior en función de las consecuencias de la rotura de la presa. ) Se acepta como el tiempo que se garantiza la estabilidad de la presa y no hay grandes cantidades de agua son liberados desde el depósito causando inundaciones en la región aguas abajo de la presa. La SEE es la que rige el movimiento sísmico del suelo para la evaluación de la seguridad y el diseño sísmico de los componentes de la presa y relevantes para la seguridad, que tienen que estar funcionando después de la SEE. Donde no hay un gran riesgo para la vida humana la SEE puede ser elegido para tener un período de retorno inferior en función de las consecuencias de la rotura de la presa. ) Se acepta como el tiempo que se garantiza la estabilidad de la presa y no hay grandes cantidades de agua son liberados desde el depósito causando inundaciones en la región aguas abajo de la presa. La SEE es la que rige el movimiento sísmico del suelo para la evaluación de la seguridad y el diseño sísmico de los componentes de la presa y relevantes para la seguridad, que tienen que estar funcionando después de la SEE. Donde no hay un gran riesgo para la vida humana la SEE puede ser elegido para tener un período de retorno inferior en función de la

•

Terremoto Base de Diseño (DBE). El DBE con un periodo de retorno de 475 años es el terremoto de diseño de referencia para estructuras accesorias. Los parámetros de movimiento de tierra DBE se estiman en base a un PSHA. Los valores medios de los parámetros groundmotion del DBE se pueden tomar.

•

Construcción del terremoto (CE). Este utiliza para el diseño de estructuras temporales como ataguías y tiene en cuenta la vida útil de la estructura temporal. Existen diferentes métodos para calcular el sismo de diseño. Para las instalaciones de desviación temporal del período de retorno de la CE se puede tomar como el de la avenida de diseño de la desviación del río.

9.3 LICUEFACCION Uno de los problemas más críticos relacionados con el efecto de los terremotos en diques de contención es si licuefacción en el cuerpo de la presa y / o su fundación pueda ocurrir. Si es así, entonces la principal preocupación es: ¿qué serían las consecuencias? El fenómeno de la licuefacción se produce en el material de tierra saturada incoherente cuando hay deformaciones excesivas y desplazamientos como resultado de la carga dinámica transitoria o repetidas.

Este fenómeno va acompañado de una aumento de la presión de poro y parcial o total pérdida de resistencia al corte, lo que habla a las claras de los riesgos de licuefacción oculta relacionados


Figura 9.3 curvas de límite de composición granulométrica de los materiales naturales de la tierra susceptibles a liq-

uefaction. (1) Los límites para la mayoría del material licuable; (2) límites para material potencialmente licuable.

a la estabilidad de diques de contención (Fell et al, 1992;.. Mansouri et al, 1983;. Roth et al, 1991;. Yegian et al, 1994; Youd y Bennett, 1983). Saturado, limosas y arenas con grava son susceptibles a la licuefacción. Figura 9.3 presenta los límites en las curvas de gradación de los materiales naturales de la tierra susceptibles a licuefacción (Fell et al., 1992). Muchos investigadores en el mundo con el fin de explicar el fenómeno de la licuefacción, se han realizado extensas pruebas de laboratorio. Resumido en breve, las conclusiones más importantes de esas investigaciones son los siguientes (Alarcón-Guzman et al, 1988;. Arulanandan et al, 1983;. Berrill & Davis, 1985; Boulanger & Seed, 1995; Charlie y col., 1995; Finn et al, 1991;. Georgiannou et al, 1990;. Goh, 1994; Hryciw et al, 1990;. Ishihara, 1996; Konrad, 1990a, b; Konrad y Watts, 1995; Lee y Foo, 1990; Martin & Clough , 1994; Seed, 1987; Stark y Olson, 1995; Takahi et al, 1991; Vaid & Thomas, 1995; Zeghal y Elgamal, 1994).:

1. carga cíclica provoca densificación de granular (tierra) seco, los materiales mediante transposición de partículas. Si el material de la tierra está saturado y no deja drenar durante la carga cíclica, no se puede producir una disminución en el volumen; por lo tanto, como una reacción a la tendencia de la disminución de volumen, hay una neutralización de un aumento en la presión de poro y una disminución de tensiones efectivas. presiones de poro se acumulan gradualmente con el número de ciclos de carga y, sólo si las presiones de poro se acumulan para igualar la tensión total σ ( la tensión efectiva σ '= 0), hace la condición inicial de licuefacción se produzca.

2. El número de ciclos necesario para alcanzar el σ '= 0 condición depende de la relación densidad tivo y la magnitud de la tensión cíclica en comparación con la tensión inicial τ dónde τ do es la tensión de cizallamiento cíclico, mientras σ '

do/ σ '

v es

la tensión vertical. arena suelta es más susceptible a la licuefacción de la arena densa. También hay indicios de que las cepas de cizallamiento cíclicos debe superar un valor umbral (aproximadamente 0,01%) antes de cualquier presión de poro acumulación puede ocurrir (Fig. 9.4).

v,


Figura 9.4 Ilustración de la cepa inicial requerida para provocar la generación de presiones de agua en exceso de poro (Después et Fell al., 1992).

Figura 9.5 Inestable (a) y estable (b) el comportamiento bajo carga estática y cíclica (Fell et al., 1992). τ = esfuerzo cortante; τ d = ( Conducción) la tensión de cizallamiento estático; γ = deformación por esfuerzo cortante; S n os = l a fuerza en estado estacionario sin escurrir.

3. materiales de la Tierra, durante la licuefacción todavía exhiben una resistencia no drenada residual, incluso si el σ '= 0 condición se desarrolla durante el ciclo. Una vez que la bicicleta se detiene, el suelo todavía retendrá una cierta resistencia a la cizalladura de modo que, por ejemplo para las arenas densas y densos medianas, la resistencia en estado estacionario sin drenaje no se ve afectada durante grandes deformaciones, tal como se muestra en la figura 9.5b. Y si, por arena suelta, las cepas de carga cíclica exceden el monotónica resistencia a la cizalladura (estática), la resistencia al cizallamiento restante no puede ser suficiente para sostener la carga estática τ re que conduce a la tensión adicional y la pérdida de resistencia a la cizalladura hasta S n os se alcanza (Fig. 9.5.a). Esto puede dar lugar a insuficiencia de flujo, una condición en la que la masa de tierra se deforma continuamente bajo el efecto de esfuerzos de cizallamiento igual a los esfuerzos de corte estáticas que actúan sobre ella. En este punto, inestabilidad de la pendiente o el fracaso


Figura 9.6 Casos potencialmente susceptibles a la licuefacción.

puede ocurrir seguido por la pérdida de toda la capacidad de carga. Figura 9.6 presenta esquemáticamente las situaciones en la que la fuerza de cizallamiento estático ( τ re) a ctos y, si hay ocurrirá Condiciones del tipo mostrado en la figura 9.5a, entonces el flujo fracaso seguirá. 4.

condiciones de estrés iniciales afectan el potencial de licuefacción. Los experimentos han demostrado que la presencia de una tensión inicial (o estática) de cizallamiento en la muestra de tierra aumenta la relación tensión cíclica requerida para aumentar la presión de poro, por ejemplo para llegar a la σ '= 0 condición, cuando se compara con las pruebas sin tensiones iniciales de cizallamiento. Por lo tanto, la peor condición es la capa de tierra (o casi horizontal) saturado horizontal. Ese efecto se ha estudiado el uso de la presa UN MODELO que las experiencias agitación en una centrífuga. La evaluación de la susceptibilidad del material de la tierra a la licuefacción es complejo y hay esfuerzos en goingworldwide que esperan para definir themost accuratemethods posible, a pesar de que, en la actualidad, hay una serie de métodos que se utilizan, los que están siendo principalmente empírica y semi- empírico. Cuando una capa de tierra horizontal es la cuestión, la más simple y más a menudo aplicado es el método semi-empírico, desarrollado por Bolton Semilla y sus co-investigadores. El método semi-empírica se basa en la aceleración máxima inducida por el terremoto creíble, en presión de la tierra, la magnitud del sismo creíble, μ m), y otros factores (Seed et al., 1983).

9.4 análisis de la estabilidad y deformaciones en EMBANKMENT DAMS INDUCIDA por terremotos El efecto sísmico a menudo causa grandes, sometimesmajor, teniendo en cuenta riskwhen el diseño de una gran presa. Para una calidad y análisis realista del comportamiento de una presa durante un terremoto, es necesario en primer lugar, la mayor precisión posible, determinar las condiciones estáticas que existen antes de un terremoto, así como el estado de carga durante un terremoto. Métodos para el análisis estático de diques de contención, tanto clásicos y contemporáneos, se describen en el Capítulo 8. El diseñador de una presa, dependiendo del método seleccionado para el análisis de las condiciones del terremoto, se habrá seleccionado previamente el método apropiado para el análisis del estado estático, que se ajusta mejor al análisis dinámico. Lo que sigue es una breve revisión de los métodos más conocidos para el análisis de los diques de contención durante los terremotos.

método 9.4.1 Pseudo-estático Hasta hace unos 30 años, este método era estándar cuando la evaluación de la seguridad de los diques de contención durante los terremotos fue cuestionada. El método pseudo-estático


Figura 9.7 Método convencional para el análisis de la estabilidad de la pendiente presa (después de Terzaghi, 1950).

se basa en el método clásico de equilibrio límite, en el que el efecto de un terremoto en una masa deslizante potencial está representado con una fuerza horizontal estática equivalente, determinado como un producto del coeficiente de sismicidad k do y el peso de la masa deslizante potencial. Si un terraplén tierra sin agua está implicado, un esquema simplificado del método se presenta en la Figura 9.7. Efectivo GRAMO y k do · GRAMO pasar a través del centroide de la gravedad O 1 de la rebanada una cama. La fuerza, debido al efecto sísmico k do · GRAMO actos relacionados con O en un brazo de palanca norte y se incrementa el momento en que tiene una tendencia a causar la rotación de la rebanada a B C alrededor del punto O. De esa manera, un terremoto disminuye el coeficiente de seguridad de la pendiente contra el deslizamiento, desde k s a k ' s:

k ' s =

do · L · RG · m + k do · norte

(9,6)

· GRAMO

La ecuación (9.6) se basa en la suposición de que la aceleración horizontal actúa de forma permanente y en una dirección, lo que simplifica considerablemente la consideración del problema. Debido a eso, la exactitud de tal análisis es limitado. En teoría, el valor k ' s = 1 podría significar deslizante, pero en la práctica, la pendiente puede permanecer estable, así en k ' s < 1 , dependiendo del carácter del material del que se forma la pendiente. A pesar de la pequeña l exactitud cede, este método ha sido empleado para la evaluación de la estabilidad sísmica de miles de presas, mediante el uso de valores relativamente bajos para el coeficiente de actividad sísmica. Por ejemplo, un rango típico de valores en los EE.UU. ha sido 0,05-0,15 (incluso para un área como la California, que es conocida por sus fuertes terremotos). En Japón, los valores inferiores a 0,2 se han utilizado. Valores similares también son habituales en otros países con actividad sísmica creíble. Los valores típicos, utilizados para el análisis de ciertas presas, se muestran en la Tabla 9.2.

Esta confianza en este extremadamente simple método es debido al hecho de que relativamente pocos diques de contención han sufrido durante los terremotos, e incluso en el caso de aquellas presas que han sufrido, existe una explicación sobre la edad de las madres y / o sus métodos inadecuados de construcción. Tras el fracaso de dos presas


Tabla 9.2 Los valores típicos de k do y k ' smin utilizado en la práctica. Presa

País

1. Aviemore 2. Bersemisnoi 3. Digma 4. Globochica 5. Karamauri 6. Kisenyama 7. Mica 8. Misakubo 9. Netzahualcoyote México 10. Oroville 11. Paloma

Nueva Zelanda 0,1

k c ( h orizontal) orizontal)

kk ' smin

Estados Unidos

0.1

1.5 1.25 1.15 1.0 1.2 1.15 1.25 1.36 1.2

Chile

0,12 a 0,2

01.25 a 01.01

12. Ramganga

India

0.12

13. Terkan

Turquía

0.15

14. Yeso

Chile

0.12

1.2 1.2 1.5

Canadá

0.1

Chile macedonia

0.1

Turquía

0.1

Japón

0.12

Canadá

0.1

Japón

0.12

0.1

0.15

Figura 9.8 Fuerzas sobre un bloque deslizante.

(Alto y Bajo San Fernando) en el terremoto de 1971 en California, la confianza en este método se perdió dando lugar a un extenso trabajo de investigación comenzado a desarrollar métodos de evaluación más precisos y complejos.

todavía se utiliza este método, sin embargo, en las etapas preliminares de diseño, pero con valores más altos para k do. P or ejemplo, en los EE.UU. un valor igual a 1/2 de la aceleración prevista en la base, se utiliza. Además, se recomienda que la fuerza de los materiales de relleno se reducirá en un 20%; el factor de seguridad admisible es de 1,0 (Seed, 1979).

9.4.2 métodos Pseudo-estáticas con un coeficiente no uniforme de aceleración Por medio de numerosos análisis y monitorización del comportamiento de presas durante los terremotos, se ha determinado que la aceleración se amplificó a partir de la base de la presa hacia arriba, lo que resulta aceleraciones en la cresta de la presa que puede ser varias veces mayor que en la base. Si dicha aceleración variable y amplificada se utiliza en el análisis por medio del método de equilibrio límite, se puede obtener una imagen más realista del coeficiente de seguridad de una presa.

Así, los métodos de pseudo-estática han evolucionado, que abarca un análisis coeficiente uniforme de aceleración. También, en este caso, consideramos solamente una inmediata


Figura 9.9 La integración de las aceleraciones eficaces relativas a la hora de la determinación de las velocidades y desplazamientos.

estado, por lo que se plantea la siguiente pregunta: ¿qué hace k ' s < 1 indican para la estabilidad de una presa? En teoría, esto significaría la inestabilidad de la presa; mientras que en la práctica, para una evaluación real, es necesario conocer los valores de las posibles deformaciones permanentes.

Newmark (1965) desarrolló un método simple para la evaluación de deformaciones, lo que sería un resultado del período terremoto acumulativo, cuando la aceleración excede el uno crítico, por encima del cual puede dar lugar a la aparición de deformaciones permanentes. Newmark supone que durante un terremoto, se iniciarían desplazamientos a lo largo de la pendiente de un dique de contención cuando las fuerzas inerciales de la masa deslizante potencial serían suficientemente grande como para exceder la resistencia del material, mientras que los desplazamientos se detendrían a causa de una dirección inversa de las fuerzas de inercia . Por lo tanto, mediante la determinación de la aceleración a la que las fuerzas de inercia se vuelven lo suficientemente grande como para causar inicio de desplazamiento (Fig. 9.8), y la integración de la aceleración efectiva de la masa deslizante, que supera aceleración crítica como una función del tiempo (Fig. 9.9),

La principal deficiencia de este método -, así como de todos los métodos de pseudo-estática - es que no toma en consideración la dependencia del comportamiento de los materiales de relleno en el estado de tensiones, y que la presión de poros, que puede ocurrir durante la carga cíclica , se descuida. Además, el supuesto de una cuña deslizante rígida es demasiado grande una simplificación para las construcciones que presentan propiedades dinámicas. Por eso, este método es aplicable sólo para presas construidas en materiales cuya resistencia no disminuye esencialmente bajo carga cíclica. Estos materiales serían arcilla, arena seca, y algunos materiales incoherentes muy bien compactado.


Figura 9.10 Variación del coeficiente sísmico k m áx con la profundidad de la base del bloque de deslizamiento potencial.

Seed considera que para diques de contención, para las que la aceleración en la cresta no exceda de 0,75 g, deformaciones calculadas según el método de Newmark son generalmente pequeñas. Sin embargo, esto sólo es válido para las presas que no son demasiado altos.

A través de extensas investigaciones de la respuesta dinámica de diques de contención, se ha concluido que la aceleración pico efectiva de la masa deslizante potencial disminuye con un aumento de la profundidad de la superficie de deslizamiento en el terraplén. De esta manera, el valor de la aceleración pico efectiva k máx a diferentes profundidades del terraplén, con suficiente precisión, puede determinarse usando las curvas mostradas en la figura 9.10, dados por Makdisi y Seed en 1978. 1. U na vez que estos valores se han determinado, junto con el valor de la aceleración causada por el movimiento de la masa de suelo k Y, a continuación, por medio de la doble integración, es una operación relativamente simple para determinar los desplazamientos que se desarrollarán durante un terremoto específico. Estos análisis, por un terremoto de magnitud 6,5, aproximadamente, han sido realizadas por varios autores, lo que resulta en una extraordinaria precisión resultados consenso.

el método de Newmark, a pesar de todas sus deficiencias y limitaciones relacionadas con el material sobre el que se puede aplicar, representa un gran paso adelante en la filosofía de la evaluación del comportamiento de diques de contención durante terremotos. Para los materiales y condiciones específicos, este método, que se basa en una evaluación del valor de los desplazamientos, representa bastante un procedimiento adecuado.

ás 1M

adelante, en la sección 9.4.4, se dará una explicación ofrecida sobre cómo la aceleración en el cuerpo de un dique de contención

puede ser más eficiente y determinarse con precisión utilizando el análisis de respuesta dinámica pura por medio del método de elementos finitos.


Figura 9.11 Acelerogramas del terremoto de Parkfield, que se utilizan en el análisis dinámico para la presa Gradec.

Mediante el uso de los resultados del análisis dinámico puro en un análisis estático método de elementos finitos, es posible determinar los desplazamientos permanentes en el cuerpo de una presa tras un método pseudo-estática mejorada. El autor de este libro, junto con sus compañeros de los operadores, se ha aplicado este procedimiento en el análisis estático 2 y en el análisis dinámico de las partes terraplén de la presa Gradec (Tancev et al., 1991). Con el análisis dinámico puro usando FEM, y la aplicación de la acelerograma del terremoto Parkfield, adaptado a las condiciones del sitio de la presa Gradec (Fig. 9.11), se determinaron las aceleraciones en el cuerpo de la presa. Las líneas de contorno de aceleraciones causadas por el componente horizontal de un terremoto en el instante de tiempo t = 3,8 s, cuando la aceleración tiene un valor máximo, se presentan en la Figura 9.12. La figura indica aceleraciones relativas - a fin de obtener aceleraciones absolutas, es necesario añadir a ellos una aceleración del terreno de 0,53 g. Estas aceleraciones absolutos obtenidos, reducidos por el coeficiente de amortiguación 4, que es usual para las estructuras de terraplén, se asignan en los centroides de los elementos finitos, cambiando el valor a lo largo de la altura - de 0,25 g cerca de la cresta, a 0.05 cerca del suelo. Mediante la aplicación de una fuerza inercial horizontal en el centro de gravedad de cada elemento, dirigida hacia la cara hacia abajo, un análisis no lineal pseudo-estática se ha realizado como una continuación del análisis estático incrementales, realizado en el caso de un depósito lleno.

2T ambién,

véase el capítulo 8, donde se presenta una sección transversal de la presa, junto con discretización por elementos finitos

y otros detalles.


Figura 9.12 Las líneas de contorno de las aceleraciones horizontales relativos para la Gradec presa, obtenidos con FEM

análisis dinámico.

Figura 9.13 Las líneas de contorno de los desplazamientos horizontales para la Gradec presa, inducidas por la Parkfield

terremoto.

los desplazamientos horizontales en la sección transversal principal de la presa Gradec, obtenido de acuerdo con el análisis descrito anteriormente, se muestran a través de la línea de contorno en la Figura 9.13. La distribución de desplazamientos es bastante lógico en que, desplazamiento máximo aparece en la cresta y su valor de 17,2 cm coincide con el tipo y la altura de la presa (24 m desde el suelo, 39,5 desde la fundación del núcleo). El carácter del terremoto, y la aceleración pico seleccionado de la base, que está en una correlación lógica con otros presas analizados en todo el mundo, también tiene sentido. Figura 9.14 muestra diagramas de las tensiones normales (a) y (b), así como de esfuerzos de corte (C), en el instante de tiempo con la aceleración de pico en el acelerograma del terremoto Parkfield, obtenidos con el análisis dinámico puro FEM de la Gradec presa. Aquí, aparecen tensiones de tracción; Sin embargo, duran sólo por un momento, y luego la imagen cambia abruptamente. Por lo tanto, los datos obtenidos pueden servir como base para una evaluación de la estabilidad de bymeans métodos contra el deslizamiento de laderas y la determinación de las deformaciones permanentes.

Aquí, en pocas palabras, hemos de mencionar también la método semi-empírica, así como la de Makdisi y Seed, en la que se estiman los efectos sísmicos a través de una correlación de las propiedades de la presa dado en comparación con los de presas similares, donde la respuesta y deformaciones permanentes han sido supervisados o establecidos previamente. Este método adolece de deficiencias similares a las del método de pseudo-estático, y sólo se puede utilizar en una medida limitada para la determinación de un cierto nivel de desplazamientos inducidos de un terremoto (Makdisi & Seed, 1978, 1979).

9.4.3 método lineal equivalente Al darse cuenta de las deficiencias y limitaciones en la aplicación del método de pseudo-estática, así como dificultades en la determinación del estado límite en el que llega sobre


Figura 9.14 Diagramas obtenidos con el análisis dinámico puro para la presa Gradec.

una separación del bloque de tierra desde el terraplén en la mayoría de los materiales incoherentes saturados, Seed (1966) desarrolló una alternativa método lineal equivalente. Más tarde, en varias ocasiones, este método fue mejorado por el autor y sus compañeros de trabajo mediante la introducción (en etapas particulares) cálculos por medio del método de elementos finitos, así como mediante la introducción de los resultados de los métodos actualizados para los materiales de prueba.

En este modelo, a fin de determinar la respuesta al terremoto, la construcción de la presa es idealizada como un sistema elástico equivalente. En la última versión del método, los efectos no lineales de la deformación permanente y la presión de poro inducida se calculan con los análisis adicional, separadas, bymeans de lo finito ElementMethod. El método lineal equivalente ha utilizado beenwidely para el análisis sísmico de newor diques de contención existentes. La idea básica del método es alcanzar propiedades equivalentes de los materiales utilizados en un análisis elástico, con las propiedades de thematerials obtenidos a partir de pruebas de laboratorio (Seed, 1979).

En la realización de este método, por lo general introduce sólo la prueba cíclica de materiales; en consecuencia, por esa razón, así como para otros, surgen una serie de problemas. Equivalente rigidez del material depende de la historia de deformaciones, de modo que un procedimiento iterativo tiene que ser llevado a cabo, resultando en la rigidez del material para obtener datos más precisos, calculados en el ciclo de iteración anterior. Los resultados del análisis lineal equivalente no producen datos directos para el comportamiento no lineal. Estos pueden ser extraídos por medio de la magnitud de equivalente calculado


deformaciones cíclicas, junto con los resultados relevantes de las investigaciones de esas deformaciones. Es posible obtener e introducir valores permanentes de la presión de poro inducida fácilmente, mientras que las deformaciones permanentes sólo pueden obtenerse por medio de algún tipo de técnica de integración que se basa en deformaciones axiales permanentes, observada en ensayos triaxiales cíclicos - un método que está abierto a discusión y revisión.

El método lineal equivalente ganó gran publicidad debido a su eficiente aplicación en los análisis de deslizamiento que tuvieron lugar en 1971 en el terremoto en las presas Inferior y Superior de San Fernando (California). Estas presas de relleno hidráulicos tienen una densidad relativa baja, a la que ha tenido lugar la licuefacción, que, en el análisis por este método después del fracaso, fue claramente demostrada. Sin embargo, los exámenes mencionados en el párrafo anterior indican dificultades en su ejecución y en la interpretación de sus resultados.

9.4.4 método de respuesta no lineal pura los método no lineal pura es una poderosa herramienta en manos de los ingenieros hidráulicos estructurales contemporáneas de diques de contención. Un análisis por este método requiere que el material puede representar por un elástico-plástico u otro modelo no lineal. Entonces, las ecuaciones de movimiento para sistemas no amortiguadas se resuelven en el dominio del tiempo, con un cálculo completo de la no linealidad, junto con el avance de la solución, como sigue. u} ¨+ [K] {u} = [ METRO]{

{ metro} ¨

y (t)

(9,7)

en el cual { u} y { ü} = E l punto de desplazamiento y aceleración vectores nodales, respectivamente; [ M ETRO] y { K} = La masa y la rigidez matrices; y y (t) = l a entrada dada la historia de tiempo de aceleración. amortiguamiento viscoso se incorpora en la formulación de la expresión módulo de cizallamiento complejo. El programa de ordenador resuelve la ecuación (9.7) en el dominio de la frecuencia. El cálculo del período natural está hecha con una solución del problema de valores propios: [ K] = w 2 { METRO}

(9,8)

en el cual [ K], {M} y w representar matriz de rigidez, vector de masas, y la frecuencia circular natural, respectivamente. La formulación de la matriz de rigidez se basa en módulos de cizallamiento que corresponden a la deformación media de cizallamiento experimentada durante la duración de movimiento de la base.

Este método se basa en la posibilidad de un comportamiento no lineal de los diferentes materiales beingmathematicallymodelled, dependiendo de sus deformaciones. El modelo matemático se incorpora en el programa pertinente de manera que se lleva a cabo un análisis conjunto. De esta manera, con parámetros únicos se resuelven las ecuaciones de movimiento completo, así como tensiones efectivas dependientes del tiempo, y la aparición de la presión de poro, junto con el (plástico) historia permanente de deformación. Si asumimos que este modelo representa adecuadamente el comportamiento de los materiales y que las ecuaciones se han resuelto correctamente, entonces la solución obtenida por medio de este método dará una representación precisa de la respuesta no lineal de un dique de contención. Además, un examen de la posible licuación implícitamente se puede insertar en el método.


Figura 9.15 La reducción módulos (A) y curvas de dumping (b) para los suelos Oroville Dam (después Mejia et al., mil novecientos ochenta y dos).

Una de las primeras aplicaciones de este método en una presa importante, utilizando el método de elementos finitos numérica, fue que en la presa de tierra-rockOroville 3 ( Vrymoed, 1981). En ese análisis los valores de moduli de cizalla para el material del núcleo se determinaron mediante el uso de la fuerza sin drenaje, mientras que el módulo de cizallamiento para el material de la cáscara, que tiene una influencia predominante en la respuesta análisis, se calculó por la siguiente relación:

GRAMO max = K 2 máx 1 000 √ σ '

metro

(9,9)

dónde GRAMO m ax = e l módulo de cizalla, en libras por pie cuadrado, en cepas de cizallamiento pequeñas (10 - 4%); K 2 máx = e l parámetro de módulo de cizallamiento en pequeñas deformaciones de cizallamiento (10 - 4%); y

σ 'm =l a presión de confinamiento media efectiva, en libras por pie cuadrado, calcula utilizando los resultados del análisis FEM estática. A la vista de los datos disponibles publicados en la literatura, una K 2 máx valor de 205 se adoptó como una razonable para el material de la cáscara presa Oroville. Un procedimiento, usando las propiedades del suelo, ajustada, se ha aplicado a tener en cuenta la respuesta tridimensional de una presa de tierra-rock usando técnicas de elementos finitos bidimensionales. Características dinámicas observadas durante la actividad sísmica que se produjo en 1975

éase 3V

también el Capítulo 8, sección 8.3.5, y en el capítulo 11, sección 11.3.


en las proximidades de la presa también se emplearon en el modelo FEM dinámica construida de Oroville presa. Sobre la base de la buena concordancia entre los movimientos observados y calculados producidos por dos eventos sísmicos El autor concluyó que el modelo era apropiado. Un año más tarde se presentó un análisis dinámico verdaderamente tridimensional de Oroville Dam (Mejía et al., 1982). módulos de corte para los materiales de la cubierta se calcularon de nuevo a partir de la ecuación (9.9). La reducción módulos y las curvas de dumping utilizados tanto para el núcleo y los materiales de la cubierta se muestran en la Figura 9.15. Los autores llegaron a la conclusión de que una K 2 máx valor de 170 es representativa de la en el lugar características dinámicas de las gravas y guijarros Oroville. Recibieron un acuerdo razonable entre estos valores y los valores medidos en el laboratorio en muestras a escala, así como entre el computarizada y la respuesta registrada de la presa.

Los análisis conjunto con un método de respuesta no lineal pura se llevan a cabo con la aplicación del método de elementos finitos numérica. Teniendo en cuenta el hecho de que el grado de saturación y el tipo de drenaje de materiales de relleno tienen un papel importante en relación con el estado de tensión-deformación, esos fenómenos, incluyendo también el modelado de materiales de tierras parcialmente saturados (Dungar, 1988a; Lewis & Schrefler , 1998), se debe incluir en los análisis de forma adecuada. Para materiales de relleno se dice que están ya sea drenados o sin drenaje, dependiendo del tiempo necesario para llegar al lapso de tiempo de la carga aplicada. El núcleo de una presa de tierra-rock tiene una baja permeabilidad y pueden pasar varios años antes de que la presión de poro alcanza el estado de equilibrio, si lo hace en absoluto. Gruesa tierra grado puede llegar a equilibriumwithin varios meses, mientras que la piedra triturada puede requerir sólo una fracción de un minuto. En condiciones de terremotos, la clasificación citado debe ser revisado ya que en tal caso, el tiempo de carga de acción es del orden de segundos. Por eso, la cáscara de aguas arriba en presas de tierra-rock y presas de escollera con un diafragma a menudo cae en la categoría saturado y sin escurrir.

Para ilustrar la capacidad del método de respuesta no lineal puro, el procedimiento relativo al análisis de la 200 m de altura tierra-rock Conwap presa (Filipinas), y una pequeña parte de los resultados, será presentado. Un análisis de esta presa se llevó a cabo mediante el uso de la EFESYS programa de ordenador (Dungar, 1988a), que permite zonas de diferentes materiales que tengan diferentes condiciones de drenaje para los casos de carga dadas. En otras palabras, las condiciones de drenaje se pueden variar de un caso a otro caso de carga. Por ejemplo, el núcleo de arcilla en la etapa de análisis estático se puede tratar como no drenada en una simulación de la construcción de presas realizado en capas. condiciones tanto, drenados serían tomadas como el flujo de filtración estacionaria establecida, por asumir la presión de poro como la presión filtración, mientras fuerzas de filtración se añaden a las fuerzas debidas al peso, a fin de definir la carga total de la construcción.

Durante la etapa de carga sísmica, la presión de fil tración en flujo estacionario se toma como una presión inicial. Sobre la base del comportamiento no drenado del material, se puede entonces calcular los cambios en la presión de poro causados por la carga dinámica. El modelo constitutivo básico para el comportamiento de los materiales es el elástico-plástico, pero sólo como una posibilidad adicional. Es posible tomar en consideración el efecto debido a la elasticidad no lineal de thematerials. También, es posible en el análisis, para el tratamiento de materiales como parcialmente saturado con agua.

Los análisis se realizaron de acuerdo con el procedimiento de deformación plana del Método de los Elementos Finitos. sección de la presa se discretiza con 200 elementos de ocho nodales por que abarca el cuerpo de la presa, que se encuentra en la roca de sonido, así como en el fluido de la cara de aguas arriba (Fig. 9.16). El autor del modelo desarrollado un eficiente


Figura 9.16 Discretización de la sección transversal de la presa de tierra-rock Conwap.

Figura 9.17 Acelerogramas de terremotos máximo creíble, que se utiliza para la presa Conwap.

método de conexión del fluido con la estructura, en el que el dominio del fluido se considera como no compresible (Dungar, 1988a). Un terremoto creíble máximo (MCE) se supone, con una aceleración máxima de 3,9 m / s 2, l os cuales corresponde a un terremoto de magnitud 7 según la escala de Richter, a una distancia de 50-150 km de la presa. Dos registros se han seleccionado por examen - mce1 y MCE2 donde se muestran los componentes horizontales de aceleración (Fig 9.17.). El primer registro es de fecha 1966, con una magnitud de 6,5 y una aceleración máxima de 3.6m / s 2, mientras que el segundo, de febrero de 1971 (el terremoto de San Fernando), presenta una magnitud de 6,6 y una aceleración máxima de 12,5 millones / s 2. L os registros se han convertido usando una nueva escala, por lo que la aceleración máxima es de 3,9 m / s 2. C omo puede verse a partir de los registros, mce1 contiene sólo unas pocas pulsaciones que rebotan de distancia, mientras que MCE2 contiene una serie de pulsaciones de mayor tamaño, que duran por un período de tiempo más largo.


La historia de deformaciones surgido en el transcurso del tiempo se ilustra en la figura 9,18 para los puntos UN y B ( Fig. 9.16). Presentado son desplazamientos horizontales apropiadas para los dos terremotos en los primeros 20 segundos del tiempo de respuesta de la presa. Los desplazamientos horizontales (los positivos son hacia la cara aguas abajo) se ven afectadas principalmente por el cuasi-resonancia del modo horizontal de las vibraciones, junto con el efecto no lineal, los cuales se dirigen principalmente hacia la cara de aguas arriba. Los desplazamientos verticales (los negativos significan liquidación) Showa fuerte tendencia a no lineales asentamiento dirigida, con un efecto débil de cuasi-resonancia del modo vertical de vibración. La excitación de vibración vertical con un terremoto horizontal aplicada es debido al comportamiento plástico de los materiales en el cuerpo de la presa, en el que la respuesta en la dirección vertical se une el movimiento horizontal a través del modelo no lineal de los materiales. Al mismo tiempo, los diagramas de la Figura 9.18 gráficamente indican que, incluso a la aceleración pico igual, dos terremotos diferentes pueden causar una diferencia significativa en sus desplazamientos permanentes. A saber, una solución cresta permanente de 55 cm se obtiene debido al terremoto mce1, mientras que una solución de 135 cm se debe a MCE2.

La historia de tensiones normales, vertical normal, y de corte horizontal, en relación con el tiempo, está indicada para el punto C ( F ig. 9.16), y en los diagramas de la Figura 9.19 para los dos terremotos. La misma figura también muestra un diagrama de las variaciones en la presión de poro, la aparición de aumento de la presión de poros, y su disipación en el curso del terremoto. Figura 9.20 presenta las líneas de contorno de desplazamientos verticales totales causadas por todas las influencias, tomadas en el análisis: el peso propio en la simulación de la construcción en capas, llenar el depósito impounding, y el establecimiento de un flujo de filtración estacionaria, así como la influencia de MCE2 , presentada gráficamente en la Figura 9.21. Estos resultados facilitan la comprensión clara del comportamiento de la presa en condiciones estáticas y dinámicas. También ayudan en la construcción de la sección (por ejemplo, la determinación del valor del francobordo de la cresta de la presa, etc.). Este programa también permite la consecución de la estabilidad de la presa bajo excitación dinámica. En el caso de la presa Conwap, se obtuvo un coeficiente de seguridad 1 contra la aparición de desplazamientos de plástico no controlados, es decir, en situaciones críticas para la estabilidad, los desplazamientos han sido dentro de límites aceptables para las condiciones de MCE.

Otros modelos conocidos de análisis dinámico de diques de contención también se han desarrollado en todo el mundo. Muchos de ellos se han ajustado de acuerdo a las necesidades para la evaluación de la estabilidad dinámica de las presas tailing, cuya característica es la susceptibilidad a la licuefacción (Jeyapalan et al, 1983a, 1983b;. Seid-Karbasi y Byrne, 2004). los GEFDYN programa también es bien conocido, y se utiliza ampliamente en los EE.UU., Francia y en otros países. También se ha utilizado en el análisis de la conocida presa El Infiernillo (México). El análisis estático de este damwith el mismo modelo ha sido tratado en el Capítulo 8, mientras que la sección transversal de la presa se muestra y describe en el capítulo 11. La presa, desde su terminación en 1964, ha experimentado varias terremotos, de las cuales la más grave uno fue en 1979. Además de las capacidades principales ya presentados de los modelos para el análisis de respuesta dinámica pura no lineal, este modelo también permite una simulación de consolidación post-terremoto de la presión de poros en las zonas de material coherente (ICOLD, 1994d). Como se ha visto en el capítulo sobre el análisis estático de


Figura 9.18 Historia de los desplazamientos en los puntos A y B de los dos terremotos.

Figura 9.19 Historia de tensiones y la presión de poro en el punto C.


Figura 9.20 Las curvas de nivel de los desplazamientos verticales de la presa Conwap.

Figura 9.21 presión de los poros causada por MCE2, para la presa Conwap.

diques de contención, los resultados obtenidos con este y algunos otros modelos, por medio de la cual se ha analizado la presa El Infiernillo no están de acuerdo con en el lugar mediciones y debido a eso se deduce que la cantidad de trabajo adicional en el desarrollo de tales modelos, que hay que hacer.

También son significativas análisis dinámicos realizados en la antigua URSS en los más altos diques de contención en el mundo - Nurek y Rogun, en Tayikistán, sísmicamente un área muy activa (Goljdin y Rasskazov, 1987; Ljather et al, 1984; Savinov, et al.. , 1986). Los resultados y los conocimientos obtenidos a partir de estos análisis son muy útiles; Sin embargo, no se presentaron datos suficientes para la técnica de su modelado y ejecución. Además de presas de tierra y presas tierra-rock, últimamente publicados han sido resultados de los análisis de las presas de escollera con elementos impermeables al agua hechos de material artificial - núcleo asfáltico (Valstad et al, 1991;. Akhtarpour y Khodai, 2009; FeiziKhankandi et al ., 2008, 2009;. Nejad et al, 2010; Akhtarpour et al, 2011) y reforzado paramento de hormigón (Uddin y Gazetas, 1995;.. Matsumoto et al, 2000). El método de elementos finitos se estableció también en este campo, por lo que es posible obtener una impresión clara del comportamiento del elemento impermeable fina en condiciones de carga complejo con terremotos. Diferentes preguntas con respecto a la estabilidad sísmica de presas núcleo de hormigón asfáltico se discuten en el capítulo 14, sección 14.3. Junto con el desarrollo de métodos numéricos y la tecnología informática, se han creado condiciones para el desarrollo y aplicación de métodos tridimensionales para análisis dinámico de diques de contención. El modelo aplicado en Oroville presa ya se mencionó, otros se han desarrollado más tarde (Meijia & Seed, 1983 (Mejía et al., 1982); Dakoulas y Gazetas, 1987; Abdel-Ghaffar y Elgamal, 1987; Elgamal y Abdel-Ghaffar, 1987; Griffiths y Prevost, 1988; Boulanger et al, 1995).. De manera similar al caso de análisis estático, análisis tridimensional dinámica también es particularmente útil y necesaria si se trata de un caso de una presa en un sitio de la presa estrecho, en el que hay una influencia significativa de lados del valle, es decir, pilares Dam, en el la estabilidad de la presa. Aquí, además, la cuestión de la interacción de los pilares de la presa empinadas,


es decir lados del valle, con la base de la presa es también interesante, para la simulación de la que es necesario introducir elementos de unión espaciales especiales. Al tomar la tercera dimensión en cuenta, el problema de análisis dinámico de diques de contención se vuelve extremadamente torpe y complejo, especialmente para la realización de un análisis no lineal. Sin embargo, similar al caso de análisis estático, lo cierto es que el análisis antes o después de tres dimensiones se introducirá en la práctica diaria.

9.5 Estudios de casos de acontecimientos reales RECIENTES En los últimos años varias presas han sido fuertemente sacudida por terremotos con epicentro relativamente cerca del sitio de la presa. Todas estas presas han sido bien instrumentado y los resultados obtenidos de la respuesta de las presas a los batidos son de gran importancia para la evaluación del comportamiento de la presa, bajo tales cargas excepcionales. Dos estudios de caso de las presas afectadas por el terremoto Iwate-Miyagi (m = 6,9 en la escala de Richter) 4 ocurrido el 14 de junio de 2008 en Japón, y el terremoto de Sechuan (M = 7.2) que se produjo el 14 de junio de 2008 en China, se presentan en las siguientes secciones.

9.5.1 Estudio de caso de la presa Aratozawa (Japón, 2008) El terremoto de Iwate-Miyagi Nairiku (M = 7.2) se produjo a las 08 h 43' , el 14 de junio de 2008 en la prefectura de Iwate (Japón), con una profundidad focal de de 8 km. Varias presas en las proximidades de la earthquakewere fuertemente sacudidos por choque themain, aswell como bymany réplicas. Entre ellos se encontraba la presa Aratozawa, una estructura de tierra-rock 74.4m de altura, que se encuentra a sólo 15 km del epicentro del sismo principal. En el momento del choque principal, el nivel de agua del depósito estaba en 268.48m elevación, el nivel de agua alto estar en el.

274.4. Durante el terremoto extensos deslizamientos ocurrieron aguas arriba de la presa, y un volumen sustancial de suelo colapsaron en el depósito, lo que resulta en una repentina aumento de 2,4 m del nivel de agua del depósito, lo que equivale a un aumento en volumen de agua de 1.5 × 10 6 metro 3.

Durante el choque principal, fuertes acelerómetros de movimiento instalados en la presa Aratozawa registraron una aceleración máxima de 10.24m / s 2 en la galería inferior. A pesar de una alta aceleración tal, la presa se mantuvo en una condición segura y estable, con poco impacto en las funciones de reservorio. En la presa, la aceleración movimiento sísmico se registró no sólo durante el choque principal, sino también durante los terremotos más débiles antes y después del evento principal. Ohmachi (2011) ha analizado las características de respuesta terremoto de la damduring themain shock, especialmente desde el punto de viewof no linealidad dependiente de la cepa. Los registros de tres eventos del terremoto en 1996 se utilizan para estimar lineal y características iniciales a bajo tensión antes de que el choque principal, y los registros de 185 eventos después de la descarga principal se han utilizado para evaluar el proceso de decaimiento a largo plazo de la no linealidad producida por el choque principal.

Figura 9.22 muestra la sección transversal y la sección longitudinal de la presa Aratozawa. La presa de tierra-rock consta de núcleo, los filtros, las transiciones, de escollera interior y exterior

4O

7.2, utilizando la escala de la Agencia Meteorológica de Japón (JMA). Desde la década de 1970 los EE.UU. y otros países han

utilizado la llamada escala de magnitud de momento, que tiene valores similares a los de la escala de Richter.


Figura 9.22 Sección transversal (a) y la sección longitudinal (b) de la presa Aratozawa; la vibración comcomponentes en la corriente, dam-eje y vertical se denominan x-, y- y Z- c omponentes, respectivamente; las direcciones positivas de esos componentes también se indi- cado con flechas (después de Ohmachi, 2011). (1) núcleo de la Tierra; (2) los filtros; (3) las transiciones; (4) escollera interior; (5) escollera exterior; (6, 7, 8) fuertes acelerómetros de movimiento en cresta de la presa, en el mediados de presa y en la galería, respectivamente; (9) medidor de asentamiento.

escollera. La presa tiene una longitud de cresta de 413.7m, y una anchura de cresta de 10 m. La construcción del cuerpo de presa terraplén se terminó en 1991, pero se completó todo el esquema en 1998. Como resultado del choque principal del terremoto de 2008, la presa fue sometido a importantes desplazamientos permanentes. De acuerdo con las mediciones, el medidor de asentamiento superior (en el. 275m), mostró solución de 37,9 cm, como resultado del choque principal. Además, se observaron pequeñas grietas en el pavimento de asfalto en la esquina margen derecha de la cresta (Ohmachi, 2011). De tres componentes fuertes acelerómetros de movimiento se instalan en el cuerpo del dique en tres lugares: en la cresta de la presa, a mitad de núcleo y en la galería inferior (Fig 9.22.). Las historias de tiempo de aceleración en x ( s tream) dirección del choque principal y las aceleraciones pico observadas durante el choque principal del evento 2008 se muestra en la figura 9.23. Se puede observar que el pico de aceleración en la galería inferior fue el más grande (que también fue el caso en direcciones y y z). Esto parece inusual, debido a la aceleración terremoto es generalmente más alta en la cresta de la presa, debido a los efectos de amplificación del cuerpo de la presa. De la figura se puede concluir que la historia tiempo registrado en la galería está llena de componentes de periodo corto, en su mayoría atenuadas en la cresta de la presa y mediados de núcleo. Uno o dos grandes pulsos de período más largo se han registrado al comienzo de la fuerte movimiento sísmico en todas las historias de tiempo. Las historias de tiempo de aceleración se muestrearon a 100 Hz con un rango de frecuencia de 0.1-30Hz.

La velocidad de la onda sísmica entre un par de los acelerómetros se estimó a partir de los espectros de fase de Fourier de las historias de tiempo de aceleración. Cuando una onda sísmica observada a sismómetro A se propaga a sismómetro B, el tiempo de llegada al sismómetro B se retrasa de que al sismómetro A por t = l / v, dónde l es la distancia entre los dos sismómetros y v es la velocidad de la onda. Con la fase de Fourier θ UN en acelerómetro A y θ segundo en acelerómetro B, la diferencia de fase θ = θ segundo - θ UN se expresa como θ = 2 π l / λ, dónde λ es la longitud de onda expresada como λ = Vermont con un período

T. En consecuencia, con frecuencia f = 1 / T, se obtiene θ = 2 π LF / v. Por lo tanto, cuando la diferencia de fase θ se representa en función de la frecuencia f, la velocidad v puede estimarse a partir de la pendiente de las parcelas. Por lo tanto, la velocidad de la onda sísmica durante el choque principal se estimó a partir fases de Fourier de las historias de tiempo de aceleración. la obtenidos


Figura 9.23 Aceleraciones historias de tiempo del choque principal en x ( s tream) dirección (después de Ohmachi,

2011).

velocidades para los tres puntos de medición en el eje de la presa estaban en el rango de 130 a 550 m / s en x- d irección, y en el rango de 200 a 550 m / s en y- d irección. Las historias de tiempo de aceleración de la transversal ( x) d irección (Fig. 9.23) y en longitudinal ( y) d irección se han integrado dos veces para obtener historiales de desplazamiento. Todas las trayectorias de los desplazamientos horizontales eran casi idénticos durante los primeros 4 segundos, pero durante los siguientes 2 segundos el desplazamiento horizontal del cuerpo del dique se amplificó en la cresta de la presa en tanto x y y direcciones, y tenían una trayectoria elíptica. De las historias de tiempo de desplazamiento, y se dividieron por la distancia entre un par de instalaciones de desplazamientos relativos entre los dos extremos de cada sección, de manera que se calculó la deformación por esfuerzo cortante media de cada uno. La evolución temporal de la deformación de corte media de la x- c omponente de la sección cresta de la galería de la presa durante el choque principal se muestra en la figura 9.24, donde la línea gruesa es una envolvente de la deformación por esfuerzo cortante media en cualquier momento dado. La cepa cortante máximo absoluto es 1,5 × 10

- 3.

De los resultados obtenidos de la relación de módulo de cizallamiento G / G 0 para ambos componentes horizontales en las tres secciones de medición se estimaron y se resume con seis líneas finas (Fig. 9.25). Se puede observar que con el aumento en la deformación por esfuerzo cortante a más de 10 - 4, l a relación de módulo de cizallamiento G / G 0 muestra una disminución repentina, lo que es consistente con estudios previamente publicados. Independientemente de la profundidad de la sección y la dirección horizontal, la disminución repentina tiene lugar de una manera similar hasta que la relación G / G 0

alcanza su valor mínimo. En cuanto a los valores mínimos de la relación G / G 0, c uanto mayor sea la sección es, cuanto menor es el valor mínimo se convierte. Al final de la intensa entrada movimiento del suelo en la galería, la r elación de módulo de cizallamiento G / G 0 comenzó a aumentar gradualmente con la disminución de la deformación de corte hacia el final del choque principal. En la figura 9.25, las seis líneas finas asociadas con el aumento gradual de las tres secciones y dos componentes son casi paralelas entre sí. Como resultado del aumento paralelo en la relación G / G 0,


Figura 9.24 La evolución temporal de la deformación de corte media de la x- c omponente de la sección cresta de la galería de la presa

durante el choque principal (después de Ohmachi, 2011).

Figura 9.25 Strain dependiente de módulo de cizallamiento de la Aratazawa presa, la presa Changheba y la Liyutan presa (Ohmachi, 2011).

el módulo GRAMO en el núcleo se convirtió anisotrópica durante el proceso de aumento, incluyendo el estado final. Es preferible que el módulo de corte dependiente de la cepa durante el choque principal se compara con los datos de pruebas de laboratorio utilizando el mismo suelo. Sin embargo, ya que dichos datos no estaban disponibles para la presa Aratozawa, se ha comparado con el material de núcleo módulos de cizalladura de la Changheba presa (240m-presa alta escollera), y la presa Liyutan (96m-alta presa de tierras). Las seis líneas finas asociadas con el módulo de cizalla evaluado para el Aratozawa mentira presa entre las dos líneas generales asociadas con los módulos de cizallamiento de los otros dos presas, y parecen compatibles entre sí al menos dentro del intervalo de deformación observada durante el choque principal.


A partir del estudio de caso presentado las siguientes conclusiones principales se han elaborado (Ohmachi, 2011):

•

•

•

Durante el choque principal del terremoto terremoto de de 2008, 2008, la aceleración aceleración de de la la componente componente transversal transversal(en (en x- d irección) superó 10 m / s 2 en la galería, que es casi dos veces themaximumvalue alcanzado en la damcrest (5,3 m / s 2). Se observó el mismo tipo de atenuación en la respuesta de aceleración en los tres componentes (en x, y, y Z- d irección), que es bastante inusual. La intensa agitación del choque principal principal indujo indujo grandes grandes tensiones tensiones de de cizallamiento cizallamiento (mayor (mayorque que10 10 - 3) e n la dirección transversal, y un poco menos de 10 - 3 en el longitudinal ( y) dirección. Debido a las grandes tensiones en las direcciones horizontal, el módulo de cizalla GRAMO exhibido una notable disminución en comparación con el módulo de cizallamiento inicial GRAMO 0: e n un 90% en la parte superior y 60% en la parte inferior del núcleo, respectivamente.

•

Como resultado de la disminución de la GRAMO, la velocidad de la onda de cizalla V en el núcleo de la presa se redujo significativamente, lo que dio lugar a la atenuación de la respuesta al terremoto de la presa.

•

Hacia el final de la descarga principal, el módulo GRAMO en el núcleo presa mostró un aumento gradual, pero permaneció por debajo GRAMO 0 y fue anisotrópico.

•

La disminución de la velocidad de onda de corte continuó recuperándose y la anisotropía disminuyó con el paso del tiempo después de la descarga principal, y se encontró que la recuperación total de la velocidad de la onda a la inicial de isotropía para tomar casi un año.

Los datos obtenidos por las mediciones en Aratozawa Damduring el terremoto de 2008, así como los resultados y conclusiones del caso-studywould citada ser muy útil para el diseño y análisis de otras presas de tierra y rocas.

9.5.2 Caso de estudio de Zipingpu presa (China, 2008) La provincia de Sichuan, situada en la parte suroeste de China, es una zona rica en recursos hídricos y en particular los recursos de energía hidroeléctrica. En realidad, es la base de la energía hidroeléctrica más importante de China. Muchas presas hidroeléctricas y proyectos se han construido o están en fase de construcción en esta zona. El 12 de mayo de 2008, a las 14:28 horas, el distrito de Wenchuan en la provincia de Sichuan, fue golpeado por un fuerte terremoto de magnitud 8,0 (escala de Richter). Más de 60.000 personas murieron, y un enorme daño fue infligido.

Hay cuatro grandes presas, superior a 100m, cerca del epicentro del terremoto de Wenchuan: la presa de escollera de hormigón Zipingpu enfrentado ( H = 156m); la presa de hormigón compactado con rodillo Shapai ( H = 132m), el núcleo central presa de tierra-rock Bikou ( H = 102m); y la gravedad de hormigón Baozhushi presa ( H = 1 32m). El más alto es la presa Zipingpu, situado a 17 km del epicentro del terremoto. El Zipingpu CFRD se encuentra a unos 60 km al noroeste de Chengdu, la capital de la provincia de Sichuan. Los principales objetivos del proyecto son el abastecimiento de agua y generación de energía eléctrica. La capacidad total de almacenamiento del depósito es 1,1 × 10 9 metro 3 y la capacidad instalada de la planta de energía hidroeléctrica es 760MW. La presa de Zipingpu se completó en 2006 y representó la última tecnología aplicada CFRD en China. Como tiene


Figura 9.26 Sección transversal típica de Zipingpu presa (después de Zeping, 2009). (1) Losa de hormigón; (2) plinto;

(3) la cortina de la lechada; (4) fundación roca; (1A, 2A, 3A, 3B, 3C, 3D) de diferentes zonas de la presa de escollera (para detalles de las diferentes zonas del hormigón presas de escollera enfrentan véase el capítulo 12).

ya se ha mencionado, la presa es de 156 de altura, con inclinación de la pendiente ascendente de 1: 1,4. La pendiente descendente está diseñado con dos inclinaciones diferentes para asegurar la estabilidad de la cresta de la presa durante el terremoto: la parte superior de la pendiente es 1: 1.5 y la parte inferior es de 1: 1,4. Una sección presa típico se muestra en la Figura 9.26.

De acuerdo con el mapa original intensidad del terremoto, la intensidad del terremoto básica del área sitio de la presa es VII. La intensidad terremoto diseñado era VIII (escala chino), con una aceleración pico de 0,26 g. Figura 9.27 muestra la acelerograma registrado en el centro de cresta de la presa durante el terremoto. Se puede observar que la aceleración en la cresta alcanza 2 g. Teniendo en cuenta el factor de amplificación normal, la aceleración del suelo debe ser mayor que 0,5 g, que es mucho más allá del valor de la aceleración máxima del terreno adoptada para el diseño. Una inspección cuidadosa de la madre inmediatamente después del terremoto encontró que Zipingpu presa era estructuralmente estable y seguro. Sin embargo, la presa hizo sostener diversas formas de daño durante el terremoto, incluyendo la rotura de la losa de hormigón cara y desprendimiento de la pared del parapeto. La presa fue bien instrumentada con fines de supervisión, y aunque algunos instrumentos fueron dañadas por el terremoto, la mayoría de los instrumentos se mantuvo en buen estado de funcionamiento, y han proporcionado una valiosa información sobre la realización de la presa durante y después del terremoto. deformaciones significativas causadas por el terremoto se produjo en la presa. Inmediatamente después del sismo principal, se identificó la liquidación de la coronación de la presa en la sección lecho del río, incluso a simple vista. El asentamiento máximo medido se encuentra en la sección transversal central, con un valor de 68,4 cm. Después del choque principal, numerosas réplicas ocurrieron, y el cuerpo del dique continuaron a asentarse, pero la tasa de asentamiento disminuyeron rápidamente. Cinco días después del sismo principal del asentamiento máximo de la cresta de la presa alcanzó 74,4 cm. En el décimo día después del sismo principal del asentamiento cresta básicamente se había estabilizado. El desplazamiento máximo de la cresta en la dirección aguas abajo fue de 20 cm. En la dirección del eje de la cresta de la presa (dirección longitudinal), la escollera en las zonas de apoyo tiende a moverse hacia el centro del río, alcanzando el valor de 22.


Figura 9.27 Acelerogramas registró en el centro de la coronación de la presa (después Zeping, 2009).

Liquidación causada por el terremoto también se registró dentro del cuerpo de la presa. Se fue mayor en elevaciones más altas, con valores de: 10.6 cm, 32,2 cm y 81 cm en las elevaciones de 760m, 820m, 850m y, respectivamente (las mediciones se tomaron en el eje de la sección transversal central de la presa).

La parte aguas abajo del cuerpo del dique experimentó relativamente mayor desplazamiento horizontal en comparación con la parte central. En las elevaciones de 766m, 795m, 824m y 854 m, el desplazamiento horizontal observado hacia la dirección aguas abajo fue de 7 cm, 16,7 cm, 26 cm y 27,4 cm, respectivamente. El elemento más sensible de CFRDs - la prueba de agua de revestimiento de hormigón armado losa-experimentó algún daño durante el terremoto, incluyendo grietas y rupturas de la losa (Fig 9.28.). Los daños principales fueron: •

En el. 845m, donde se encuentra la junta de construcción de la segunda y tercera losa cara etapa, se superponen las losas. La altura de la superposición era 15- 17 cm y el refuerzo a través de la articulación se ha convertido doblada en Z '' forma”.

•

A lo largo de la articulación vertical de la losa cara 5 y 6 (en el tope de la izquierda) y la cara de losa 23 y 24 (en el lecho del río), las placas se rompieron mediante la acción de gran esfuerzo de compresión a lo largo de eje de la presa.

•

Grandes áreas de la parte superior de la losa se separaron de la escollera. El valor máximo de la brecha entre la losa de cara y de escollera en la parte superior de la tercera losa cara escenario en el estribo izquierdo era de 23 cm. El valor correspondiente de la brecha en la parte superior de la segunda losa de cara escenario en el estribo derecho fue de 7 cm. Esta conclusión se basa en trabajos de investigación que implican la perforación.


Figura 9.28 Una ilustración de los daños a una losa de hormigón armado de la presa Zipingpu en horizontal

dirección.

•

Muchas grietas y roturas aparecieron en el parapeto. Cerca del pilar, se abrieron las juntas originalmente cerrados. En la sección lecho del río, la pared parapeto se rompió por el mayor esfuerzo de compresión.

Como consecuencia del terremoto relativamente grandes desplazamientos aparecieron en las juntas perimetrales. Una parte de los instrumentos instalados fueron dañados. En algunos puntos, los desplazamientos exceden el rango de medición de los instrumentos. Los desplazamientos medidos de la junta perimetral en el estribo izquierdo (833m elevación) fueron: 9,3 CMOF asentamiento, 5,8 cm de desplazamiento abertura de la junta y 1,3 cm de desplazamiento de cizalladura. Como comparación, los desplazamientos en la misma posición, medidos antes del terremoto, fueron: 1,6 cm (Solución), 1,2 cm (de apertura) y 0,5 cm (de corte). Durante el terremoto el nivel del depósito fue baja (830m elevación, ver Fig. 9.26) y su volumen fue de 0,3 × 10 9 metro 3,m ientras

que bajo condiciones de operación normales, el volumen del depósito es de 1,1 × 10 9 metro 3. L a observación de

las fugas de la presa se muestra en la figura

9.29. Se puede observar que la fuga ha estado estrechamente relacionada con el nivel del depósito. Antes del terremoto, la fuga se mide a las 10.38 damwas l / s (10 de mayo). Desde el terremoto, la fuga ha aumentado a 19 l / s. Durante los dos primeros días después del terremoto, el agua de infiltración era turbia, pero posteriormente se hizo evidente. Zipingpu presa fue reparado con éxito y seis meses después del terremoto fue una vez más en condiciones de operación. Como regla general, los CFRDs se han considerado intrínsecamente resistentes a la carga sísmica, principalmente debido a las siguientes razones: (a) la escollera está seca; por lo tanto, los temblores no puede generar presiones de exceso de agua de los poros y degradación de la resistencia al cizallamiento, y (b) la presión del agua del depósito actúa externamente en la cara upstreamwaterproof y por lo tanto toda la masa de escollera actúa para proporcionar estabilidad.

El estudio de caso presentado del comportamiento de una alta CFRD sometido a terremotos muy fuertes han confirmado la estabilidad de este tipo de damunder tan extrema


Figura 9.29 Fuga medida en un determinado período antes y después del terremoto el 12 de mayo 2008 (Después de Zeping, 2009).

cargando. Sin embargo, hay ciertas características con estas presas, que no deben pasarse por alto, como: el desarrollo de grietas en la losa de hormigón cara, la vulnerabilidad de gran asentamiento conjunta y posible en el perímetro de escollera. Para mejorar el rendimiento y la seguridad sísmica de las CFR Ds, Wieland (2010) ha recomendado los siguientes: designmeasures más plano pendientes (para reducir las deformaciones sísmicas); generoso f rancobordo (cuentas para deformaciones sísmicas y ondas de impulso en el depósito); cresta más ancha (mejora la seguridad de la región de la cresta de la presa y aumenta la resistencia contra el desbordamiento de ondas de impulso); la selección del material adecuado en cuerpo del dique con una adecuada zonificación (escollera deberá permitir el drenaje libre de agua que se escapa a través de la cara de hormigón); provisión de geomalla y otras técnicas para el fortalecimiento de la parte superior de la pendiente descendente; provisión de un bottomoutlet (para bajar el depósito si la cara o impermeabilización sistema concreto está dañado); panel de losa de hormigón con menor anchura para tener en cuenta las deformaciones no uniformes de la cara de hormigón; disposición de refuerzo de la losa de cara a mejorar su comportamiento de soporte de carga en el plano y outof-avión y para mejorar su ductilidad; disposición de sistema de unión adecuado, incluyendo juntas horizontales y la selección de la anchura de la junta para dar cuenta de la naturaleza reversible de la respuesta sísmica; sistema de losa de cara y la articulación de zócalo para dar cuenta de los movimientos articulares estáticas y sísmicas a prueba de agua, y de escollera bien compactado.

capítulo 10

presas earthfill

10.1 CLASIFICACIÓN Y CONSTRUCCIÓN DE PRESAS earthfill

presas earthfill son una forma de Dique de contención de los cuales más de la mitad de las secciones transversales se construyen de material de tierra. De acuerdo con su estructura, earthfill presas se dividen en las siguientes categorías básicas:

Homogéneo presas, que se construyen de un tipo de tierra bajo permeable de material (Fig. 10.1a); zonificado presas earthfill, una sección transversal de los cuales está lleno de diferentes materiales que

están dispuestos en suchmanner para que permeabilidad al agua aumenta hacia la cara corriente abajo (Fig. 10.1b), o el material más impermeable se coloca en la parte central (Fig. 10.1c). Presas con una cara a la corriente de material de tierra de baja permeabilidad, con o sin una

manta horizontal (Fig 10.1d, e.); Presas con un núcleo de earthmaterial de baja permeabilidad, p or lo general en posición central, con

o sin una manta horizontal (Fig 10.1f, g.); y presas earthfill con un elemento impermeable al agua de material artificial ( hormigón, refuerza forzado hormigón, asfalto, acero, geosintéticos, etc.), llevado a cabo como una cara a la corriente (Fig. 10.1h), o una pared diafragma interno (Fig. 10.1i).

Además de los elementos mencionados en la presentación esquemática, presas de tierra también contienen otros elementos estructurales que contribuyen a su funcionamiento normal y seguro. Por lo tanto, en el cuerpo de las presas homogéneas es obligatorio disponer de drenaje con el fin de rechazar la línea de la filtración y para capturar agua de filtración (3 en la Fig. 10.2).

Construcción de protección se lleva a cabo para asegurar la resistencia local del material tierra de las pendientes. La pendiente de aguas arriba está protegido contra la acción mecánica de las olas y el hielo, mientras que la pendiente de aguas abajo está protegido contra la lluvia atmosférica y nevadas, así como contra agua de descarga, en su caso. En la presa de una fundación zanja de corte ( 4 ) con frecuencia se construye, que corta la base del suelo hasta una cierta profundidad con el fin de reducir la permeabilidad al agua y para lograr una mejor unión entre la presa y los cimientos. A veces, bermas se construyen, una práctica que se elaboró en en la cláusula sobre los elementos de diques de contención (Capítulo 6).


Figura 10.1 Presentación esquemática de los tipos básicos de earthfill presa. (1) de la marga; (2) de arena; (3) de grava; (4) orientada hacia la tierra; (5) manta; (6) núcleo de la Tierra; (7) enfrentada de material artificial; (8) la pared de diafragma de material artificial.

Figura 10.2 Sección transversal de la presa de tierras. (1) protección de taludes; (2) berma; (3) de drenaje; (4) de corte

zanja; (5) fundación no roca.

En la mayoría de tipos de earthfill presas, una parte considerable del cuerpo de l a presa se somete a la influencia permanente de flujo de filtración, lo que impone la necesidad de construcción cuidadosa y la compactación con el fin de evitar el peligro de crear rutas de filtración concentradas. Debido a la presencia de agua, las condiciones generales de funcionamiento estático de presa de tierras se agravan, por lo que se construyen, sobre todo, de pequeña a mediana altura. presas earthfill son más raramente construyen sobre una base de roca, en comparación con los otros dos tipos de diques de contención. Desde hace algún tiempo, una serie de pequeñas presas y embalses incautación se han construido sobre una fundación sin ánimo de roca; Por lo tanto, aumentando rápidamente la representación de pequeñas presas.

10.2 DETALLES ESTRUCTURALES earthfill DAMS estructura de cresta. La coronación de la presa está formada estructuralmente dependiendo del tipo y categoría de la carretera que pasa por encima. Aceras se construyen generalmente en cada extremo, separada de los bordes de la cresta por medio de una barrera de protección, que está montado en los postes (Fig. 10.3). En el caso de las presas intransitables, es suficiente para proteger la cresta a través de la plantación de hierba.

presas earthfill 299

Figura 10.3 Detalle de la cresta de la presa.

Figura 10.4 Esquema para el revestimiento de protección. (1) capa de revestimiento; (2) capa de drenaje; (3) capa de filtro; (4) protectora

capa; (5) el cuerpo de la presa.

10.2.1 Protección de pendiente pistas Dam están protegidos con revestimientos que tienen que ser resistentes a la onda efectos y el lavado debido a que el agua externa (Tørum, 1994), el flujo de filtración corriendo de la presa, efectos mecánicos debido al hielo, las aguas de lluvia, el efecto del viento, fisuración de los materiales de arcilla durante el período de invierno o en verano, cuando la parte de la presa que se encuentra sobre el agua, debido a la desecación, puede fissurate, etc. En general, el revestimiento de protección se compone de los siguientes elementos (Fig 10.4.):

1. capa de revestimiento, que protege la pendiente contra los efectos mecánicos externos;

2. Capa de drenaje;

capa de filtro, que está construida de material que es más fina que la del drenaje; 4. Capa protectora, que se encuentra entre el material y la arcilla del terraplén 3.

capa filtrante y está hecha de arena o material de tierra más gruesa con características de resistencia al menos igual al del material en el cuerpo de la presa de que se ha formado la pendiente. Es habitual para el drenaje, el filtro, y capas protectoras para compartir un nombre común - una base. Dependiendo de las condiciones específicas, las capas de base individuales pueden ser eliminados.

Los siguientes tipos de revestimientos de protección se construyen para la pendiente ascendente: (1) Escollera. La protección con escollera es simple y, al mismo tiempo, muy eficaz y seguro, ya que no puede ser dañado durante la deformación del cuerpo de la presa. Este tipo de revestimiento consiste en una capa de escollera colocado sobre una o más capas de filtro. El espesor de las capas de filtro no debe ser inferior a 15 cm. revestimientos de escollera se utilizan para una altura de olas de hasta 2,5 m. Roca para este fin debe tener una resistencia a la compresión de 50 MPa, ser resistentes al hielo, y tienen un peso unitario de γ> 24 kN / m 3.


Figura 10.5 protección de taludes con escollera. (1) El cuerpo de la presa; (2) capa de filtro; (3) capa de grava (30 cm); (4) de escollera.

Con el fin de ser estable durante la acción del oleaje, las piezas individuales de roca deben tener un cierto peso mínimo, lo que, por inclinaciones de pendiente m = 1 -3, se puede calcular por medio de la siguiente fórmula (de acuerdo con las regulaciones ruso):

Q =

μγ r marido 2w λ w

(

(10.1)

γ r γ w

- 1) 3 √ 1 + metro 3

dónde Q es el peso de piedras; μ es el coeficiente que es 0,025 para escollera; Si se utilizan bloques de hormigón, a continuación, μ = 0,021; γ r, γ w son unidad de peso de la piedra, resp. de agua; y m arido w, λ w son la altura y la longitud de las ondas, respectivamente.

La transición de peso de las piezas de piedra para el diámetro de las piezas esféricas re

puede ser realizada por medio de la fórmula: √ Q = D 3

0,524 γ r

(10.2)

re aproximadamente puede ser calculada a partir de la expresión: = D ε marido w

(10.3)

donde el coeficiente ε = 0,25-0,35, en el que el mayor valor se refiere a un relativamente pequeño unidad de peso de piedra (hasta 25 kN / m 2).

En la capa de escollera, más del 50% de las piezas debe tener el peso mínimo calculado. El espesor del revestimiento debe ser mínimamente (2,5-3,0) RE. La figura 10.5 ilustra un ejemplo de protección de taludes con escollera, que no está presente hasta el final de la presa, pero termina más que eso. Si la protección se extiende al pie de la presa, a continuación, la construcción de material compuesto con la base se puede construir como se muestra en la figura 10.6. En lugar de utilizar escollera, el revestimiento protector también puede ser construido en forma de piedra de pavimentación, con un espesor de capa de 20-25 cm y el peso de piedras individuales 20-40 kg. Esta construcción ha dado resultados satisfactorios para una altura de olas de hasta 1 m. A pesar del ahorro de material, pavimento de piedra rara vez se utiliza hoy como lo requiere el empleo de una mano de obra costosa.


Figura 10.6 Construcción mixta entre la protección de escollera y fundamento. (A) Con una escollera prisma; (B) con el respaldo de piedra; (C) con estacas (o tablestacas).

Figura 10.7 Elevar debajo de las losas de hormigón. (1) Losa de hormigón; (2) capa de drenaje continuo.

(2) Hormigón y losas de hormigón armado. Estos se construyen como losas monolíticas o prefabricadas. El hormigonado directamente sobre la pendiente se hace utilizando losas de hormigón monolíticas, de 15 a 50 cm de espesor. Durante su ejecución, que se dividen en bahías con dimensiones de 5 × 5 hasta 20 × 20m (incluso los más grandes, en casos raros), separados con juntas temperaturedeformation, con sobresalientes obligatoria de refuerzo a través de las articulaciones. Las articulaciones pueden ser de una anchura pequeña y no lleno (permeable al agua), o llenado. Por debajo de las losas, es necesario construir o bien una capa continua de drenaje (protegido con capas de filtro, Fig. 10.7), o drenaje tira, también protegido con capas de filtro (Fig. 10.8). Si no hay aberturas de filtración en las losas y en la existencia de una capa de drenaje continuo, las condiciones desfavorables pueden ocurrir que consiste en una rápida reducción del nivel de agua o durante implique de la onda a lo largo de la pendiente (Fig. 10.7). En tal caso, el nivel de agua en la capa de drenaje puede ser más alto que el nivel del depósito por el valor de MARIDO, d e manera que la elevación causado por el agua, que es en los huecos de la capa de drenaje, puede causar insuficiencia de las losas.

La resistencia a la losa se examinó de acuerdo con el momento máximo de flexión causado por la acción dinámica de ondas (se analiza una losa sobre una base elástica), según la cual el refuerzo se determina por consiguiente, que por lo general asciende a 0,4-0,6%. El espesor de las losas monolíticas δ pag se determina a partir de la condición contra el aumento hacia arriba de la placa, bajo el efecto de levantamiento, y que asciende a: √ metro 2 + 1 δ p = 0 .07 k s m arido w

γ w γ do - γ w

√ λ w 3

metro

(10.4) segundo

dónde segundo es la longitud de la losa a lo largo de la normal del contacto del agua y la pendiente presa, mientras k s es el coeficiente de seguridad, igual a 1,25-1,50.


Figura 10.8 Protección del talud de aguas arriba con losas de hormigón. (A) alternativa para la conformación de cresta;

(B, c) posibles soluciones para la articulación entre la protección de hormigón y la base. (1) de cemento; (2) parapeto; (3) capa de grava compactada de 10 cm de espesor; (4) La zona de drenaje debajo de la junta; (5) material de piedra de vertido de arena; (6) 20 de grava cm; (7) embetunados tableros,

δ = 2,5 cm.

Figura 10.9 Construcción de protección con losas de hormigón armado prefabricadas. (A) Sección a través de construcción; (B) conexión de bisagra de losas; (C) de conexión de las losas con taco especial barras de refuerzo; (D) hormigonado de las articulaciones de las pequeñas losas. (1) Losas; (2) relleno conjunta con masa de asfalto; (3) de soldadura; (4) de refuerzo de acero; (5) de retención de prisma.


Figura 10.10 Protección con una mezcla de sandy gravel, cemento y agua. (1) revestimiento de protección; (2) la El cuerpo de la presa.

losas prefabricadas se fabrican con un espesor de 8-20 cm con unas dimensiones de 1,5 × 1,5 m hasta 5 × 5 m, dependiendo de la disponibilidad de instalaciones y equipos para su levantamiento. Las losas se colocan sobre una capa de filtro continuo con una conexión de bisagra entre ellos. Durante la colocación, las losas prefabricadas pueden ser conectados, es decir, montado, en unidades más grandes (10 × 10 m hasta 20 × 20m) por el hormigonado de las articulaciones, de modo que se obtienen losas monolíticas prefabricadas (Fig. 10.9d). Llenado themwith masa de asfalto cierra las juntas entre las losas más grandes, de modo que la construcción protectora gana cierta elasticidad, necesarios para la adaptación a posibles deformaciones que pueden aparecer como resultado de la liquidación de la estructura (Grishin et al., 1979).

losas monolíticas tienen una aplicación más amplia que las losas prefabricadas, a pesar de que son más susceptibles a la colonización del terraplén por debajo de las pistas. Una serie de factores influyen en la selección del tipo de estructura de revestimiento, un plazo de ejecución de las obras, así como las capacidades del contratista. (3) revestimiento de asfalto. Asfalto revestimientos protectores encontrar más y más aplicación en expansión en el mundo debido a sus características de deformación adecuadas, la mecanización completa del proceso de construcción, la ausencia de articulaciones, etc. En contraste con los revestimientos, revestimientos desempeñan el papel de un elemento impermeable al agua; revestimientos de asfalto de protección también puede ser permeable al agua.

Se utilizan para olas de hasta 3,0 m de altura, y también llevan a cabo con éxito en condiciones en una cubierta de hielo de hasta 1 millón de formas gruesas en el lago de almacenamiento. Si los revestimientos de asfalto se hacen impermeable al agua, pueden requerir una base de drenaje y la capa de filtro con el fin de evitar el levantamiento. Espesor de las capas de asfalto varía de 5-10 cm, y, dependiendo de las condiciones de base, puede contener uno, dos o más capas (Zdanov,

1984). (4) Otras formas de protección. En los EE.UU., la protección se utiliza a menudo que consiste en una mezcla de grava y arena aditivos de 7-14% de cemento y agua, aplicado en capas con un espesor de alrededor de 15 cm, compactado con rodillos (Fig. 10,10). El espesor de un revestimiento tal, normal a la pendiente, debe ser un mínimo de 0,6 m y se utiliza para alturas de olas de hasta 2,5 m. Desventajas de tal construcción son el peligro de levantamiento, la posibilidad de fisuración en congelación, así como el costo relativamente alto (Golze, 1977).

Varias presas en la República Checa tienen revestimientos de protección compuestas de una mezcla de arena y betún (18-23% en relación a la masa), con un espesor de 60-80 cm, que ha demostrado ser eficaz y económico (Rozanov, 1983). En algunos casos es más económico de construir más bien ligeras pendientes, mientras que dejar caer la construcción protectora. Este es el caso cuando se prueba que protectora


Figura 10.11 Gráfico para la determinación de inclinación de una pendiente ascendente estable. (1) arcilla; (2) loess;

(3) arcilla; (4) arena fina; de arena (5) de grano medio; (6) marga con piedras; (7) arena gruesa; (8) de grava; (9) grava gruesa (líneas de puntos se extrapolan).

Figura 10.12 Berma.

revestimientos de escollera, losas de hormigón, etc., parecen ser demasiado caro. Por medio de la gráfica de la figura 10.11, que se obtuvo sobre la base de los datos de observación de los efectos de las olas en los bancos de la tierra, es posible determinar la inclinación de la pendiente de un material determinado para una altura dada de las olas, en el que la pendiente será estable y sin protección. Multiplicando que la inclinación por un cierto coeficiente de seguridad (1.2 a 1.4), se puede obtener un dato práctico para el diseño de presas bajas (Grishin et al., 1979). La berma aguas abajo es más a menudo protegido por medio de Grassing, donde se pone en posición a través de la superficie de una capa de tierra vegetal de 20-30 cm de espesor. A veces la protección se consigue con una capa de grava (10 cm), junto con la interceptación obligatoria y el escurrimiento de las aguas superficiales. Si se construyen bermas (Fig. 10,12), la anchura b ' no debería


ser inferior a 1,5 m, mientras que se crea un pequeño canal para la reunión y la escorrentía de aguas atmosféricas en el borde interno. El canal puede ser linedwith piedra, y en la práctica de hoy en día, se utiliza con mayor frecuencia revestimiento de hormigón. El canal cae desde el centro hacia los extremos con el fin de ser capaz de ejecutar el agua a los canales perimetrales en el contacto entre la presa y de las pistas en el sit io de la presa, que, después, la evacuación de las hacia abajo de agua de la presa.

elementos 10.2.2 Water-impermeables De los anteriores presentaciones es evidente que los elementos especiales impermeables al agua para earthfill presas se construyen sólo en casos particulares, con el objetivo de: (. Brauns et al, 1988) (1) Reducción de la cantidad de agua de infiltración a través de la presa; (2) Reducir el gradiente piezométrico de flujo de filtración en el cuerpo de la presa y aumentando así la resistencia normal y casual filtración; (3) La reducción de la línea de la filtración a través de la presa y aumentando así la estabilidad de la pendiente de bajada y de la presa como un todo.

Construcción de un elemento impermeable al agua es esencial si el material en la presa es susceptible a la erosión, o si hay contactos de diferentes materiales de los que se ha hecho el cuerpo de la presa. Los siguientes elementos impermeables al agua se utilizan para earthfill presas: (1) Orientación y manta de materiales arcillosos. Los revestimientos (en combinación con una zanja de corte y manta) están más frecuentemente construidos de elementos impermeables para earthfill presas, especialmente bajas presas. En contraste con el núcleo interno, el revestimiento tiene la ventaja de ser construido en el extremo de la pendiente del cuerpo de la presa, que facilita y acelera la construcción.

Espesor del revestimiento tierra se determina como una constante, o aumenta hacia el extremo inferior (Fig. 10,13). El espesor mínimo en la parte superior debe ser δ v = 0.8-1.0m, mientras que en el fundamento δ N min = H / J k, dónde J k es el gradiente piezométrico, a la que se ha conservado la fuerza filtración ocasional del paramento. Para materiales arcillosos,

J k = 6-10 (Chugaev, 1985). La parte superior del revestimiento debe ser construido a un nivel tal que, después de la liquidación de la presa, no será menor que el nivel máximo de agua. El revestimiento está hecho como una construcción de material compuesto con la base por medio de una zanja de corte, la profundidad de los cuales depende de la calidad de la fundación. En el lado superior se cubre con una capa protectora, lo más a menudo de material local (arena o grava). En el caso de considerable la permeabilidad de la fundación, el revestimiento se extiende en frente de la presa para formar una manta (2, Fig. 10,13), lo que contribuye a una disminución en la línea de la filtración de la presa detrás del paramento. En este, el camino de filtración se alarga mientras que la elevación frente después de depósito de nivel de agua en descenso, se reduce. La longitud de la manta se determina por las condiciones para la preservación de la fuerza de la filtración ocasional de la fundación de la presa. El espesor de la manta debe ser tal que el gradiente piezométrico del flujo de filtración vertical en que no es mayor que 12 a 15. El espesor estructural mínimo de las cantidades manta tierra a 0,7 m.

Si la parte de aguas arriba del cuerpo de la presa está hecho de material de la tierra de grano grueso, a continuación, debajo del revestimiento debería haber una capa de transición con una composición granulométrica determinada por medio de las reglas de filtrado. Un procedimiento análogo se utiliza también para la manta.


Figura 10.13 Presa con revestimiento (1) de la Tierra; (2) manta; (3) capa de protección; (4) zanja de corte.

(2) revestimientos de asfalto. Estos revestimientos se clasifican en el orden de los más seguros y los elementos más posibles impermeables al agua; Sin embargo, rara vez se utilizan para earthfill presas, debido al peligro de levantamiento durante una rápida reducción del nivel de agua del embalse. Sin embargo, su aplicación está muy extendida en las presas de escollera.

(3) Los revestimientos de geomembrana. En la práctica mundial, durante los últimos 30 años, geomembranas han sido ampliamente utilizado como un revestimiento impermeable al agua para presas que, como regla general, no son superiores a 30-35 m. El término 'geomembrana' en la ingeniería hidráulica denota un material elástico impermeable al agua, con un espesor de 0,5 a varios mm, hecho a partir de polímeros sintéticos (compuestos químicos con una masa molecular elevada). Además de los comunes, r eforzado también se utilizan geomembranas, que tienen una mayor resistencia. Se considera que una geomembrana que ser reforzada si el material que se ha utilizado para el refuerzo se distribuye uniformemente a través de toda su superficie. El refuerzo puede ser construido con un geotextil no tejido o tejido de poliéster, polipropileno, o una geomalla de fibras de poliéster y de vidrio.

Las geomembranas se fabrican normalmente en una fábrica en forma de rollos. Su colocación se realiza con mayor frecuencia en dos etapas. La base se coloca primero, que se fabrica en una fábrica o en el lugar de la construcción, y luego la geomembrana. No es inusual para geomembranas para ser construidos junto con geotextil, que sirve como una base para el elemento de lechada. De esta manera, la geomembrana y geotextil puede ser simplemente consecutivamente interior ya en el lugar, o ser articulado, siendo esta última una fábrica conjunto o compuesto geomembrana. Estos geomembranas son más fuertes y más resistentes al daño. El geotextil incrustado en ellos actúa como una capa de drenaje y reduce la posibilidad de la aparición de la presión de poro por debajo de paramento. Calidad de geomembranas estrictamente debe ser controlado. De acuerdo con la práctica internacional, las pruebas se dividen en tres grupos:

1. Las pruebas de control de los materiales constituyentes duringmanufacture de la geomembrana en la fábrica; 2. Las pruebas de aceptación de los resultados de rendimiento de geomembrana, que, en la práctica, son su tarjeta de identidad. Básicamente, se incluyen las pruebas de los componentes individuales (análisis químicos, análisis espectral con rayos infrarrojos, etc.), determinación de las propiedades reológicas (alargamiento relativo, la resistencia a la exfoliación) y propiedades térmicas; 3. Las pruebas de las características de trabajo de la geomembrana - permeabilidad al agua, de alargamiento, de fricción, de ruptura, resistencia a entallar, resistencia al impacto (resistencia dinámica), la defoliación de las articulaciones, la resistencia al cizallamiento a lo largo de capas.


Figura 10.14 Revestimiento con geomembrana. (1) capa de soporte de cargas; (2) capa de base; (3) geomembrana; (4) capa de protección; (5) el cuerpo de la presa.

Además, las geomembranas se someten a pruebas adicionales con el fin de determinar la influencia del entorno de trabajo sobre ella. Estos prueba para los efectos sobre la geomembrana de un ambiente agresivo, materia química y el ozono, los rayos ultravioleta, radiación, diversos microorganismos, y altas temperaturas. Como cualquier otro material artificial, geomembranas también son susceptibles al envejecimiento, que se manifiesta en una alteración de sus propiedades en el transcurso del tiempo bajo el efecto del medio ambiente (Giroud, 1989). Los datos sobre el envejecimiento se obtienen por medio de pruebas de laboratorio acelerado, según el cual la calidad especificada está garantizada durante 50-60 años. La observación de las presas construidas indica que, después de 20-30 años de servicio, la calidad de las geomembranas es bastante satisfactoria. En este sentido, hay que tener en cuenta que la calidad de las geomembranas, fabricado hace 30 años, fue menor que la calidad de hoy en día.

En la aplicación de las geomembranas como revestimiento para earthfill presas, se debe prestar atención al peligro de la presión de elevación por debajo del revestimiento, por lo que es necesario examinar la estabilidad de taludes en todas las condiciones de uso. inclinaciones de pendiente varían dentro de los siguientes límites aproximados: para la arcilla 1: (2.5 a 3.5); para marga y arcilla arenosa 1: (2-3); y para la arena 1: 2. Como regla general, la estructura de revestimiento, con la geomembrana como un elemento impermeable, se compone de los siguientes elementos (Fig 10.14.):

(1) capa portante de carga, que está construida de material que es más grueso que el material en el cuerpo de la presa de tierras (5), con una composición granulométrica determinada de acuerdo con las reglas de filtrado. (2) Capa base, que sirve al mismo tiempo como un drenaje, para la cual el material propósito tierra con un coeficiente de permeabilidad de k = 10 - 2 -10 - 3 se utiliza m / s. El espesor de la capa de base depende de la altura de la presa. La articulación de la base con la capa de soporte de carga se trata con herbicidas con el fin de evitar daños a las plantas al paramento. Esta capa también puede ser construido de geotextil colocado directamente sobre la capa de soporte de carga.

(3) geomembrana, el tipo y espesor se seleccionan de tal manera que corresponden a todas las condiciones y los requisitos locales. Rolls se establecen desde la cresta hacia abajo y se interjoined por medio de soldadura, encolado, vulcanización, aire caliente, o betún caliente. Es ventajoso que las tiras se ejecutan desde la cresta a la camilla de la pendiente - juntas horizontales no son deseables ya que son susceptibles a la elongación en el


Figura 10.15 Anclado (a) y no anclado (b) geomembrana en la cresta. (1) Geomembrana; (2) relleno de tierra; (3) capa de drenaje (capa de base); (4) geomembrana sólo en la parte superior, separado de (l); (5) capa protectora.

Figura 10.16 El anclaje de la pendiente en la punta de la presa. fundación (1) Agua-impermeable; (2) compactada earthfill; (3) geomembrana; (4) el cuerpo de la presa; (5) geotextil; (6) capa de drenaje (capa de base); (7) línea de tierra.

proceso de montaje y funcionamiento. Una capa protectora de arena (no hay más delgada de 50 cm, con granos de 1-6mm) se coloca sobre la membrana, asfalto poroso, o losas de hormigón prefabricadas. A la luz de esto, se debe prestar atención a la influencia de esta capa en la geomembrana durante las condiciones de construcción y de servicios (peligro de elongación, impracticabilidad de revisión y reacondicionamiento, etc.). Existen ejemplos de presas earthfill construidos que contienen las geomembranas sin una capa protectora, donde el revestimiento es generalmente fija por medio de vigas de hormigón a distancias definidas, desde la cresta hacia abajo a lo largo de la pendiente. En tales casos, la geomembrana se hace generalmente de un cloruro de polivinilo.

La articulación de la geomembrana con la cresta de la presa se puede hacer con el anclaje (Fig. 10.15a) o sin anclaje (Fig. 10.15b), los detalles son como se muestra en dibujos. El método de anclaje geomembrana en el dedo del pie de la pendiente se muestra en la figura 10.16. Si se coloca un zócalo de hormigón, a continuación, las posibles formas de unión se muestran en la figura 10.17.

Como una ilustración de la aplicación de las geomembranas en earthfill presas, la figura 10.18 presenta una sección transversal de la valencia d'Alby Dam, 15 metros de altura y construido en Francia en 1989. La geomembrana de esta presa moderno está hecho de polímero sobre una base de betún y es de 4 mm de espesor. Las tiras se unen por medio de aire caliente. Una capa gruesa de arena se colocó como la protección (Radchenko y Semenkov, 1993). (4) núcleos de la Tierra. Estos están hechos del mismo material como revestimientos de tierra. Un núcleo de la tierra es por lo general en posición vertical (Fig. 10.19a), con el eje coincidiendo con el eje de la presa, y en algunos casos poco frecuentes, que se inclina hacia la cara corriente arriba (Fig. 10.19b). En contraste con presas de escollera, la posición central en earthfill presas no lo hace


Figura 10.17 Conjunto de geomembrana con zócalo de hormigón (a) con el encolado; (B) con anclaje. (1) geomembrana; (2) capa de material elástico; (3) zócalo de hormigón; (4) Placa de acero; (5) del perno; (6) pegada junta.

Figura 10.18 Valence d'Alby Presa (Francia). (1) zanja alrededor de corte de hormigón; (2) zanja de drenaje; (3) de drenaje; (4) tubo de drenaje; (5) aguas arriba shell; (6) de drenaje vertical; (7) extracción de drenaje; (8) de corte de hormigón; (9) geomembrana; (10) membrana de recubrimiento adicional; (11) capa protectora de arena; (12) de escollera.

Figura 10.19 Earthfill presa con (a) y pendiente (b) núcleo vertical. (1) Core; (2) de corte; (3) de transición capas.

afectar a la inclinación del talud de aguas abajo de la presa. Al mismo tiempo, los principios establecidos en el capítulo sobre presas de tierra-roca será válido para las dimensiones básicas, conjuntos con fundamento, la anticipación de capas de transición en los contactos con el material del cuerpo de la presa, y otros detalles. (5) núcleos de lechada. núcleos de lechada se construyen por medio de la intrusión de la presión de la mezcla de lechada en los poros del material de tierra. En un coeficiente de filtración del


Figura 10.20 Presa con pared moldeada de hormigón. (1) Bedrock; (2) material de la tierra; (3) arcilla; (4) tubos de drenaje; (5) capa de drenaje; (6) extracción de agua; (7) de drenaje y de inspección galerías; (8) de drenaje de aguas abajo; (9) galería lechada; (10) de la cortina de lechada.

Figura 10.21 Ejemplo de llenado de la deformación de unión vertical de diaphragmwall hormigón. (1) Hoja de acero, 2-4 mm de espesor; (2) relleno de resina; (3) de enchufe de hormigón; (4) la cara aguas abajo de la pared de diafragma; (5) llenura asfalto fundido.

el material en el cuerpo de la presa mayor que 0,1 cm / s, una solución de arcilla-cemento se utiliza como el groutingmixture, con la cantidad de cemento aminimumof 20% (en peso), mientras que en

k < 0,1 cm / s, solución de arcilla de silicato se puede utilizar. Espesor del núcleo lechada se incrementa hacia abajo y asciende a aproximadamente 1 / 8-1 / 10 de la altura de la presa. núcleos de lechada son relativamente nuevos elementos, impermeables al agua y tienen una aplicación limitada en los casos donde no hay material arcilloso en la zona del sitio de la presa, así como en regiones con condiciones climáticas severas. (6) muros pantalla de hormigón. Estos están hechos de hormigón con una calificación mínima de 20 MPa. En una sección transversal, el eje por lo general pasa a través del borde de aguas arriba de la cresta de la presa (Fig. 10,20). Espesor del diafragma, en las cantidades de la cresta a

0.5-0.7m, mientras que la inclinación de las caras oscila alrededor de 20: 1. Para deformaciones aceptar, la pared del diafragma se divide por medio de juntas verticales, que están llenos de una manera apropiada (Fig. 10,21). En la articulación con la base, la pared de diafragma está conectado con una articulación, que permite pequeños desplazamientos de la pared de membrana ( Fig. 10,22). Para la mejora de la impermeabilidad al agua de la cara de aguas arriba, una capa de arcilla (3, Fig. 10.20) puede estar construido en la pared del diafragma, o algún otro


Figura 10.22 Las soluciones alternativas en la unión entre la pared de diafragma de hormigón y el fundamento. (1) Horizontal conjunta; (2) inclinada conjunta; (3) cilíndrica conjunta; (4) la cortina de la lechada; (5) de chapa de acero.

forma de impermeabilización. Para captación y control del agua, lo que posiblemente percolar a través de la pared de membrana, una capa de drenaje de material de grano grueso (5) se construye en la cara corriente abajo de la pared de diafragma. muros pantalla más altas están provistos de drenaje vertical en forma de tubos, así como con galerías de drenaje y de inspección horizontales (4, 7). Por lo tanto, la pared del diafragma de hormigón se convierte en una estructura compleja con dimensiones relativamente grandes (Chugaev, 1985).

Además de muros pantalla del hormigón armado muros pantalla de hormigón son a veces, aunque raramente, construido. Estos se caracterizan por un espesor considerablemente más pequeño y pueden ser diaphragmwalls monolíticos o-prefabricados monolítico. (7) paredes de asfalto diafragma. Esta forma de elemento impermeable al agua apareció más tarde de paramentos, y se ha utilizado durante los últimos 30 años. La idea es mantener las características positivas que ofrece el asfalto y hormigón como un material muy adecuado para la construcción del cuerpo impermeable al agua para los diques de contención, evitando al mismo tiempo las deficiencias causadas por la posición del paramento en pendiente de la presa aguas arriba. Las principales ventajas que se obtienen con la reubicación del paramento partir de la pendiente de aguas arriba al interior de la presa son:

1. La pared de diafragma en el cuerpo de la presa no se somete a las influencias externas, especialmente a variaciones significativas de temperatura, a la que el asfalto es muy sensible; y 2. El diaphragmwall se articula de una manera más simple con el fundamento, y la articulación está menos expuesta a los daños resultantes de la liquidación, mientras que la fundación tiene una longitud más corta.

Las principales ventajas de muros pantalla de asfalto y hormigón, junto con su alto grado de impermeabilidad, y la fabricación de planta y equipo para sencilla colocación de la masa de asfalto, han conducido a su aplicación más intensiva. Entre unas 40 presas conocidas con este elemento impermeable formade, también hay unos pocos earthfill. Dado que la mayoría de ellos son presas de escollera, las paredes de diafragma de asfalto serán consideradas con más detalle en el capítulo sobre las presas de escollera.

(8) Otras formas de muros pantalla. paredes de membrana de diafragma se construyen como en pendiente o las verticales. Empalme y el campo de las aplicaciones son similares a la


revestimientos de geomembrana, pero una desventaja es su más difícil ejecución y la inaccesibilidad de revisión y reparación. paredes diafragma de metal pueden llevarse a cabo como una barrera tablestacas, o bien como una barrera formada de chapa de acero soldada. Las articulaciones deben estar cerrados y, debido a su duración limitada y caro protección anti-corrosión, raramente se emplean.

10.2.3 Drenajes Drenajes se llevan a cabo en el cuerpo y el fundamento de earthfill presas para el cumplimiento de los siguientes objetivos: 1. La aceptación y el drenaje de las aguas de infiltración hacia la cara aguas abajo con el fin de evitar deformaciones por infiltración en el cuerpo de la presa y la fundación por debajo;

2. Reducción de la zona en la que actúa el flujo de filtración, lo que aumenta la estabilidad del talud de aguas abajo; 3. Disminución de la línea de la filtración y, por tanto, la eliminación del peligro de congelación del material de la tierra; y

4. La aceleración del proceso de consolidación de los materiales arcillosos y reducción de la presión de poros en las zonas individuales de la presa y su fundación. Como regla general, los drenajes se componen de una parte de admisión y una parte offlet. La parte de admisión por lo general consiste en capas de arena, grava, o un material de piedra apretando, se establece de acuerdo con las reglas de filtrado. La parte offlet está hecho de más material permeable al agua (por ejemplo, de escollera), o hay tuberías de drenaje. En algunos casos, tanto la admisión y las partes offlet pueden construirse del mismo material (por ejemplo, arena de grano grueso).

Drenajes en el dedo del pie de aguas abajo de una presa se construyen de materiales de tierra y roca con la calidad necesaria para tales fines. Tubos de hormigón o de amianto-cemento se utilizan para pipesand drenaje son ya sea perforada o contienen juntas no selladas. Perforaciones y juntas abiertas deben ser protegidas con capas de filtro. Los siguientes tipos de drenajes se construyen en el extremo aguas abajo:

(1) prisma de drenaje ( F ig. 10.23a) está construido de escollera, con la protección del filtro. La parte superior del prisma debe tener un valor de francobordo re 0, sobre el nivel del agua de descarga, que asciende a un mínimo de 0.5-1.0m. Anchura del prisma en su parte superior depende del método de ejecución, pero no debe ser inferior a 1,0 m. Inclinación de la pendiente interior del prisma debería ser igual al ángulo de reposo del material en la capa de filtro. El prisma de drenaje debe ser diseñado de tal manera que la línea de la filtración debe caer por un valor un debajo de la pendiente descendente, que satisface la condición:

un ≥ marido m + marido cr

(10.5)

dónde marido metro es la profundidad máxima de suelo congelación en cierta región, y marido cr es la altura del máximo capilar creciente para un material de tierra dado.

(2) drenaje retenida ( Fig. 10.23b) se utiliza cuando no hay material adecuado para la construcción de prisma en la zona del sitio de la presa. drenaje retenido no baja la línea de nivel freático en el cuerpo de la presa; sin embargo, sí que evita que cualquier levantamiento del material de la tierra en la pendiente descendente. El espesor de la drenaje retenido no debe ser menor que (2,5-3,0) D + δ f, dónde re es el diámetro medio del material de piedra, y


Figura 10.23 construcciones drenaje en el extremo aguas abajo de la presa. (1) La línea de Seepage; (2) capas de filtro; (3) prisma; (4) de tubería; (5) tira de drenaje; (6) de tubo extracción; (7) canal de drenaje.

δ F es el espesor de la capa de filtro. Valores de un y re 0 se determinan de manera similar como para el prisma drenaje.

(3) tubería de drenaje ( F ig. 10.23c) es accomplishedwith hormigón perforado, tubos de cemento o de plástico amianto, establecido paralela al extremo de la presa, con una cierta inclinación. Diámetro del tubo se determina por cálculos hidráulicos, pero se supone que es no menos de 20 cm. Velocidad de flujo debe ser idealmente dentro de los límites de 0,25 ≤ V ≥ 0.75. El valor de un se determina de acuerdo a la fórmula (10.5).

pozos de inspección se llevan a cabo a lo largo de la tubería de drenaje en cada 50-200m y el tubo deben ser protegidas con capas de filtro. Anchura del drenaje, junto con el filtro, debe satisfacer la condición segundo ≥ 0.5 q / k, d ónde k es el coeficiente de permeabilidad del material de la tierra en el cuerpo de la presa, mientras q es la cantidad de agua de infiltración por unidad de longitud de la presa (donde la base es impermeable). A veces, esta construcción de drenaje se ejecuta sin un tubo, utilizando únicamente material de roca de grano grueso y, en tal caso, se le llama tira de drenaje longitudinal horizontal. (4) drenaje horizontal ( F ig. 10.23d) se lleva a cabo en el formade una capa de drenaje plana, hecha de grueso grainedmaterial, protectedwith un filtro. Se utiliza para la disminución considerable de la línea de la filtración. Un tubo de extracción (6) y un canal de drenaje (7) se utilizan para el escurrimiento de agua. tiras de drenaje horizontal se hacen con un espesor mínimo, es decir, la profundidad, de 1 m. (5) d renajes combinados ( F ig. 10.23e, f y g) representan una combinación de las construcciones de drenaje descritas anteriormente, lo que aumenta su eficiencia. Drenajes en el cuerpo de la presa en la forma de tiras horizontales, verticales o inclinadas (Fig. 10,24) se construyen para la mejora de la estabilidad de la pendiente en earthfill presas (construida de material de baja permeable), para la reducción de la zona en la que la filtración de toma


Figura 10.24 tiras de drenaje en el cuerpo de earthfill presas. (1) protección de taludes; (2) tiras de drenaje; (3) prisma de drenaje; (4) el cuerpo de la presa, hecho de material de baja permeable; (5) núcleo de arcilla.

lugar, para reducir la presión de poro, y para la aceleración del proceso de consolidación, así como para la prevención de deformaciones de infiltración en las fisuras de las presas hechas de materiales de arcilla. tiras de drenaje vertical son particularmente eficaces en condiciones de suelo anisotrópicas, cuando la permeabilidad horizontal es considerablemente mayor que el vertical. La construcción del ejemplo (b), figura 10.24, se utiliza especialmente con frecuencia, en la que el drenaje vertical también puede ser ligeramente inclinado. La posición del elemento de drenaje vertical se selecciona de entre la condición de que asegura la estabilidad presa, así como un tiempo suficientemente largo camino del agua de infiltración en el material aguas arriba, bajo permeable, con el fin de evitar altos gradientes hidráulicos del flujo.

Al igual que toda construcción de drenaje, éste debe estar correctamente dimensionada y llevó a cabo con el fin de ser capaz de correcto cumplimiento de su función, como en la figura 10.25a, donde las intersecciones de drenaje todo el agua de infiltración y la línea de la filtración pasa por el interior, en el drenaje (Cedergren, 1973). Si el drenaje es de capacidad insuficiente, una situación desfavorable se produciría tal como en el caso (b), en el que la zona sombreada de la carcasa aguas abajo, estará bajo la influencia de la presión de poros, y esto puede poner en peligro la estabilidad de la pendiente descendente .

La tasa de flujo del drenaje horizontal, sin que se produzca en ella la presión, se puede determinar a partir de la expresión dada por Cedergren (Fell et al., 1992):

q = k m arido re 2 2 L marido

(10.6)

dónde q es la tasa de flujo del drenaje horizontal por 1 m de anchura de drenaje; k marido es el coeficiente de filtración de material de drenaje; re es el espesor de capa de drenaje; y L marido es la longitud del drenaje horizontal (Fig. 10,26).

La velocidad de flujo q v del drenaje vertical casi nunca representa un elemento crítico, y por lo que su espesor se rige regularmente por restricciones estructurales. Su tasa de flujo se puede comprobar con la expresión:

q v = k v m arido v t

L

(10.7)


Figura 10.25 Earthfill presa con drenaje interno correctamente (a) e impropiamente (b) dimensionada y partes verticales y horizontales combinadas. (1) terraplén-Low permeable tierra; (2) zona de aguas abajo, menos permeable que el drenaje; (3) parte vertical; (4) parte horizontal de la construcción de drenaje; (5) zona de escollera; (6) La línea de la filtración.

Figura 10.26 Esquema para el cálculo de drenaje combinado.

dónde k v es la permeabilidad de un drenaje vertical con una altura (hasta el agua) de marido v, mientras L y t se muestra en la figura 10.26. En los ejemplos mostrados en la figura 10.24, tiras de drenaje tienen un espesor de 1 m, que es un valor típico para estas construcciones. Espesor de las capas de drenaje verticales y horizontales de hasta 2 m puede ser encontrado. El agua de los bancos también se derrama hacia el lado aguas abajo del dedo del pie de la presa, de modo que la parte de acabado de la capa de drenaje horizontal debe ser reforzado con un prisma de drenaje. (6) pozos de alivio de presión. En el caso de las presas con bases materiales permeables tierra baja, que descansan sobre una capa de material permeable, existe el peligro de desarrollo de la fuerza de levantamiento por debajo de la presa. Además de la capa de drenaje horizontal en la parte aguas abajo debajo de la presa, drenajes verticales construidos en forma de pozos (Fig. 10,27) o zanjas llenas de arena, son muy útiles para reducir la presión de elevación. En los EE.UU., los pozos de alivio de presión con tubos perforados internos se utilizan a menudo, con un diámetro de 15 cm (6 pulgadas), que es mucho más eficiente que los pozos de alivio de presión rellenos de grava (USBR, 1977a). Los diferentes tipos de tubos de éxito han sido juzgados, y la mayoría de los de madera con frecuencia se han utilizado los cuales, en condiciones de saturación permanente con el agua, han demostrado ser más duraderos que otros. Más recientemente, las tuberías de metal se han utilizado, galvanizado o saturada en masa de aislamiento betún.


Figura 10.27 Aplicación de verticales pozos, zanjas, pozos o (1) para la reducción de la presión de elevación; (2) capa impermeable; (3) capa permeable.

A systemof pozos de alivio de presión debe cumplir principalmente los requisitos siguientes: 1. Wells debe extenderse en la capa permeable a una profundidad tal que permita una reducción de la presión, de modo que el espesor total de la capa impermeable y el material drenado es suficiente para asegurar la estabilidad bajo la influencia de la presión restante. Por lo general es suficiente que la profundidad del pozo sea igual a la altura de la presa. Wells también puede extenderse a través de toda la capa permeable.

2. Wells deben ser posicionados suficientemente cerca uno del otro como para ser capaz de capturar el agua de filtración y para reducir la presión de elevación entre los pozos a un nivel aceptable. Por lo general están situados a una distancia mutua de 15 a 30 m, y, cuando surge la necesidad, adicional en-entre los pozos se puede añadir más tarde. 3. Wells deben ser diseñados de una manera tal como para exhibir resistencia mínima a la infiltración del agua de filtración, sin un peligro de que sean arrojados fuera de servicio debido a la obstrucción o corrosión de las tuberías. Figura 10.28 ilustra un tipo de pozo de alivio de presión, empleado para la reducción de la elevación de infiltración en el Willow presa de Red en Nebraska, EE.UU.. El tubo, con un diámetro de alrededor de 10 cm, está hecho de acero inoxidable (14) y está rodeado de al menos 15 cm de material de filtro compactado (13), y cerrado en el lado superior con una mezcla impermeable de arcilla y limo (10) con el fin de evitar que el agua se eleve a lo largo del exterior de la tubería. La inspección también (1), que consta de un tubo de hormigón prefabricado con un diámetro de 106 cm, permite un fácil control de la operación del pozo y proporciona un espacio de trabajo para el mantenimiento. Agua, que se ha drenado en el pozo, se quita a través de un tubo (7), que tiene un diámetro de 20 cm, en el drenaje colección, construido longitudinalmente en el extremo aguas abajo de la presa.

Figura 10.29 ilustra la relajación de la presión bien utilizado en el aluvión debajo de los diques en el río Mississippi. El pozo consiste en una pantalla, tubo ascendente de madera, filtro de grava, relleno de arena, y un sello de relleno de hormigón cerca de la superficie del suelo. Diámetro interior de la tubería de madera es de aproximadamente 20 cm y las aberturas de tubería se llevan a cabo en forma de muescas, con dimensiones de 0,5 × 8.3 cm. La parte inferior del tubo está cerrado con un tapón de madera (USBR, 1977a).

pozos de alivio de presión, así como otros sistemas de drenaje, tienen ciertas limitaciones y desventajas. Cuando la cantidad de agua de infiltración es significativa, puede ser necesario construir un número de pozos, whichmay demostrar irracional. En tal caso, es posible utilizar una manta aguas arriba para reducir la cantidad de agua de infiltración.

Las principales desventajas de los pozos de alivio de presión son: (1) reducen la trayectoria media filtración y aumentar la cantidad de agua de filtración; (2) su diseño y construcción


Figura 10.28 Reducción de la presión bien con tubos de acero y la inspección bien (después de USBR, 1977a). (1) Inspección bien; (2) cubrir; (3) de hormigón prefabricado; (4) existente superficie del suelo; (5) volver llenar; (6) de goma ized compuesto de sellado; (7) del tubo de salida (2% de pendiente); (8) recubierto de goma compuesto de sellado; (9) arena y grava; (10) arcilla y limo sello; tubo ascendente (11) de acero; (12) superior de la pantalla así; (13) Material de paquete; (14) de pantalla bien de acero inoxidable de 10 cm; (15) de enchufe.

requieren conocimientos especiales, experiencia y equipos; (3) que requieren un control permanente y el mantenimiento en el curso de su uso. Por lo tanto, los pozos de alivio de presión se recomienda sobre todo en los casos en que no es razonable utilizar otras formas de construcciones de drenaje. Drenaje juega un papel muy importante para garantizar la estabilidad y el buen funcionamiento de la presa de tierras. Todas las etapas de la realización de drenaje, independientemente de la forma - la selección del tipo, la estructura y la ejecución - deben llevarse a cabo con el máximo cuidado, la atención, y la profundidad. Existen numerosos ejemplos en los que se cometieron errores durante el diseño y construcción de drenajes para earthfill presas, que, como consecuencia, han tenido dificultades y complicaciones considerables durante el funcionamiento de la estructura, lo que resulta en la inversión de fondos considerables para las medidas correctivas tales como la construcción de drenaje adicional.

Mavrovo presa es un ejemplo interesante - que era la primera Dique de contención construido en Macedonia (la construcción comenzó en 1948, tiempo durante el cual potentes plantas y equipos que no estaban disponibles, el esquema hidráulico fue comisionado para su uso


Figura 10.29 bien de alivio de presión con un tubo de madera (después de USBR, 1977a). (1) bien de metal corrugado Guardia; (2) de tubo vertical de plástico; (3) la válvula de retención; (4) la junta de goma; (5) de la espiga de hierro fundido; (6) de malla de alambre; (7) de tubo ascendente de la madera; (8) pantalla de madera con ranuras; (9) del relleno de hormigón; (10) de relleno de arena; (11) superior de filtro de grava; (12) superior de la pantalla así; (13) de tubo en blanco a través de estratos de arena muy fina; (14) de filtro de grava.

10 años después). Esta presa se encuentra al comienzo de la parte escarpada del río Mavrovo, es decir, inmediatamente cerca de su salida de la Llanura Mavrovo, a 25 km de Gostivar. Se confisca una capacidad de almacenamiento de 357 millionsm 3. L a presa Mavrovo es la más importante y la estructura más grande dentro del esquema hidráulico antes mencionado, y está destinado a la producción de energía eléctrica. De acuerdo a su construcción, es una presa de tierras dividido en zonas, (Figs 10.30, 10.31.), Con las siguientes dimensiones básicas:

1. La altura máxima de la presa sobre el suelo 2. altura estructural (de fundación de la base a la cresta) 3. anchura Crest 4. anchura de la presa en su fundación

5. Longitud de cresta

56,0 m 62,0 m 6,0 m 286,0 m 210,0 m


Figura 10.30 Sección transversal de la mavrovo presa. (1, 1a, 1b) de la arcill a y degradado esquisto; (2) aguas arriba

cáscara de esquisto; (3) shell aguas abajo de esquisto ordinario; (4) frente de roca triturada; (5) la cortina de la lechada; (6) manta de drenaje horizontal; (7) de sedimentos de grava aluvial; (8, 9) drenajes horizontales longitudinales.

6. inclinaciones de pendiente:

- río arriba - río abajo 7. La elevación de la cresta de la presa

1: 2,50 1: 2,96 1: 1,83 1: 2,50 1236 MWL

8. La elevación del nivel máximo del agua en el lago de almacenamiento 1233 MWL

El cuerpo de la presa se compone de diferentes materiales, que están ubicados de acuerdo a su propósito (Fig. 10,30). materiales de la tierra bajo permeables se han incorporado en la parte central, de la siguiente manera:

• • •

arcilla y esquisto resistido, zona (1), con un 5.0m base integrada en la roca, en el que se construye una galería de control de inspección; zona (1a), hacia abajo del núcleo, aproximadamente en posición central, también está hecho de arcilla y degradado esquisto, con el coeficiente de permeabilidad más baja; zona (1b), con idéntica composición y propiedades como zona (1a). Los depósitos están construidos de: Shell aguas arriba de esquisto (2), protegido en la superficie contra los efectos de onda por medio de un revestimiento de piedra triturada, con una concha de aguas abajo de esquisto de grano grueso (3).

En el contacto entre el tope aguas abajo y la base de la roca de toba volcánica, una capa de filtro de drenaje horizontal de arena fina y grava gruesa (6) ha sido construido. Debajo de la cáscara de aguas arriba y aguas abajo, así como debajo de la zona (1b), la capa de sedimento de grava aluviones (7) permanece. El fundamento en el sitio de la presa consta de andesita y toba volcánica dacite. Hay una cortina de lechada por debajo de la presa y en sus pilares. En el curso de la construcción de la presa, el material en el depósito de aguas abajo (3) tenía una menor permeabilidad al agua que el previsto en el diseño. A fin de que - en tales condiciones agravadas - la línea de la filtración a disminuir hacia el principio de la drenaje horizontal, es decir, no a emerger fuera de la zona (1b), dos drenajes horizontales adicionales (8) y (9) se construyeron, en paralelo a el eje de la presa longitudinal.

1-200.en.es.pdf

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