ESTUDIO DE MECANICA DE SUELOS Y ESTABILIDAD DE TALUDES PROYECTO PRESA DE COLAS “AGUAS CLARAS” BONANZA, RAAN
Por: Ing. Pedro Pablo Peralta Schoeneich. Consultor de Geotecnia, Mecánica de suelos y materiales de Construcción
Para: HEMCONIC S.A.
Managua 02 de Noviembre del 2006.
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
Estudio de Mecánica Mecáni ca de suelos y Estabilidad Estabil idad de taludes
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- INFORMACION GENERAL En este informe estamos presentando los resultados de las investigaciones llevadas a cabo el el proyecto: “Estudio Geotécnico de presa de colas agua clara” clara ” ubicado en la Región Autónoma del Atlántico Norte (RAAN). Estas investigaciones fueron solicitadas por la gerencia de la empresa HEMCO, en representación del dueño (HEMCONIC) al Ingeniero Abel Ortega, quien realizó en conjunto con los laborato laboratorios rios de IMS y del Ingeniero Ingeniero Pedro Pedro Pablo Peralta Peralta el estudio correspondiente. correspondiente. – Nombre del Proyecto:
El proyecto se denominara ““Estudio Geotécnico de presa de colas agua clara” clara” ubicado en la Región Autónoma del Atlántico Norte (RAAN). – Localización del Proyecto:
El lugar donde se llevo a efecto el estudio está ubicado en El Municipio de Bonanza conocida la zona como el triangulo minero en el Atlántico Norte del País. – Objetivos del Estudio:
El objetivo general del estudio es el de obtener los parámetros básicos necesarios del subsuelo para el diseño de los diques de tierra y mate materi rial al sele select cto, o, a fin fin de alca alcanz nzar ar el desa desarr rrol ollo lo exit exitos osoo del del proyecto, para lo cual debe determinarse determinarse lo siguiente:
Diseño del talud correspondiente. correspondiente. Granulometrías Granulometrías y Límites de consistencias. consistencias. Estratigrafía Estratigrafía del Subsuelo. Tipos de suelos existentes.
Estudio de Mecánica Mecáni ca de suelos y Estabilidad Estabil idad de taludes
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- INFORMACION GENERAL En este informe estamos presentando los resultados de las investigaciones llevadas a cabo el el proyecto: “Estudio Geotécnico de presa de colas agua clara” clara ” ubicado en la Región Autónoma del Atlántico Norte (RAAN). Estas investigaciones fueron solicitadas por la gerencia de la empresa HEMCO, en representación del dueño (HEMCONIC) al Ingeniero Abel Ortega, quien realizó en conjunto con los laborato laboratorios rios de IMS y del Ingeniero Ingeniero Pedro Pedro Pablo Peralta Peralta el estudio correspondiente. correspondiente. – Nombre del Proyecto:
El proyecto se denominara ““Estudio Geotécnico de presa de colas agua clara” clara” ubicado en la Región Autónoma del Atlántico Norte (RAAN). – Localización del Proyecto:
El lugar donde se llevo a efecto el estudio está ubicado en El Municipio de Bonanza conocida la zona como el triangulo minero en el Atlántico Norte del País. – Objetivos del Estudio:
El objetivo general del estudio es el de obtener los parámetros básicos necesarios del subsuelo para el diseño de los diques de tierra y mate materi rial al sele select cto, o, a fin fin de alca alcanz nzar ar el desa desarr rrol ollo lo exit exitos osoo del del proyecto, para lo cual debe determinarse determinarse lo siguiente:
Diseño del talud correspondiente. correspondiente. Granulometrías Granulometrías y Límites de consistencias. consistencias. Estratigrafía Estratigrafía del Subsuelo. Tipos de suelos existentes.
Propiedades físicas de los suelos
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2. - ESTUDIOS EFECTUADOS. Las investigaciones efectuadas se dividieron en tres fases principales: a) Estudio de Campo b) Estudio de Laboratorio c) Estudios de las soluciones de taludes. 2.1 – Estudio de Campo:
1. Los trabajos de campo consistieron en la ejecución de 5 sondeos manuales de 5.00 metros de profundidad y 1.00 m de estrato, para los perfiles estratigráficos, realizándose siete muestras por sondeo. Además se realizaron tres sondeos con diamantinas de al menos 30 metros de profundidad dos en los extremos del futuro dique y uno en el centro del futuro embalse. En el caso de los bancos de prestamos o materiales de relleno se seleccionarán los mas adecuados dentro de la obra, solo que algunos no se encuentren tendrán que traerse del sitio más cercano a la obra. El ensayo se realizó con toma de muestras inalteradas en forma continua de acuerdo a los procedimientos señalados en la A.A.S.H.T.O . y la ASTM. Las muestras obtenidas en el campo se identificaron debidamente y se trasladaron al laboratorio para su correspondiente análisis. El número y localización de los sondeos fueron definidos por el dueño de la obra sobre la base del tipo de obra a construirse. En los sondeos sobre los que se construirá la presa no se detecto el nivel freatico a las profundidades investigadas únicamente a los sondeos específicos para tal fin ( LOS CINCO CON DIAMANTINAS).
- Estudios de Laboratorio:
Las muestras obtenidas en el campo se reagruparon en el laboratorio de I.M.S para realizarle los ensayes básicos necesarios, para tal efecto se utilizaron los procedimientos establecidos por las Normas de la A.S..T.M, siendo los siguientes: Ensayes de Laboratorio. ENSAYE Granulometría de los suelos Limite liquido de los suelos Índice de plasticidad de los suelos Pesos Unitarios (*) Ensaye Proctor Estándar (*) Densidad Humedad Corte Directo
Especificaciones .A.S.T.M D- 4218-93 D- 4328-93 D- 4329-93 D- 4718-87 D- 1883-92 D-4564-93 D-4643-93 D-3390-92
Los suelos en estudio se clasificaron por el sistema S.U.C.S (SISTEMA UNICO DE CLASIFICSCION DE SUELOS) Los resultados de los ensayes y de clasificación se muestran en anexos a este informe. 2.3- Estudios de Soluciones:
Se indican más adelante en el acápite correspondiente a conclusiones y recomendaciones del presente informe.
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3. - ANALISIS DE RESULTADOS.
3.1. – Estratigrafía del Sub-suelo:
El deposito natural de suelo es de origen coluvial y se ha formado lentamente por deposición de materiales, sobre la capa anterior y la cual es de origen Terciario, el primer estrato presenta suelos limosos de origen orgánicos producto de la capa vegetal superficial, en las siguientes capas observamos los suelos limo-arcillosos los cuales son de aproximadamente 100 pie en los sondeos A y E , hasta llegar a la capa rocosa, los cuales corresponden a rocas meteorizadas la cual se comunica con la roca madre. Esta profundidad viene decreciendo en los sondeos B y D , hasta quedar a solo 20 pie en el sondeo C. 3.2 – CATAS EFECTUADAS: CATA A:
En esta cata se observa que se presentan tres capas de suelos ML (LIMOS ARENOSOS LIGERAMENTE PLASTICOS) luego aparece una capa de roca meteorizada que corresponde a un suelo SC (SEGMENTO O POLVO DE ROCA DE BAJA PLASTICIDAD)Estos suelos se proyectan los primeros 13 pie de profundidad , posteriormente le subyace una capa media de 10 pie de un suelo residual saprolita y al final una capa grande de 70 pie de Andesita Hematizada. CATA B:
Para esta cata se interpretan dos capas iniciales de suelos ML (LIMOS ARENOSOS LIGERAMENTE PLASTICOS) luego una capa de un material SC(ROCA METEORIZADA), esta capa de 11 pie corresponde a un suelo coluvial el cual descanza sobre una capa de 15 pie de suelo residual Saprolita descanzando finalmente esta sobre la roca de Andesita Hematizada. CATA C:
Esta cata se encuentra en la parte mas baja del perfil del terreno de la cual se interpretan dos capas de suelos una primera pequeñísima de ML (LIMOS ARENOSOS LIGERAMENTE PLASTICOS) y continúa la capa de SM ( ARENA LIMOSA ) la cual es de baja plasticidad, estas dos microcapas de 8 pie son suelos coluviales ,luego una capa que presenta una falla la cual se
divide por un lado la roca Andesita Hepatizada y por otro la Andesita cloritizada.
CATA D:
En esta cata se observa que primero aparece una capa de suelo MH (LIMOS DIATOMACEOS ELASTICOS ) Lugo esta la capa ML (LIMOS ARENOSOS LIGERAMENTE PLASTICOS), luego aparece una pequeña capa de SM ( ARENA LIMOSA ) y antes de llegar a la roca meteorizada está una pequeña capas de SC(POLVO DE ROCA DE BAJA PLASTICIDAD) Este estrato de 20 pies de suelo coluvial ,continua con el suelo Residual Saprolita por un promedio de 40 pie hasta llegar a la capa de la Andesita Cloritizada. CATA E:
En esta cata se inicia con tres capas de suelos del tipo MH (LIMOS DIATOMACEOS ELASTICOS), luego aparece una capa de suelo ML (LIMOS ARENOSOS LIGERAMENTE PLASTICOS), continúa el suelo del tipo SM (ARENA LIMOSA) y se concluye el sondeo con suelos SC (ARENA ARCILLOSA) este estrato de 18 pie subyace la siguiente capa de suelo residual saprolita la cual es de 40 pie hasta llegar a la capa de Andesita cloritizada. 3.3- Perforaciones con diamantinas:
DIAMANTINA “ A”:
En este pozo se encuentra el nivel freático a 18 pie de profundidad después de un suelo coluvial del tipo MH ((LIMOS DIATOMACEOS ELASTICOS), este continua hasta llegar a la roca de Andesita Hematitizada sin llegar al nivel freatico.
DIAMANTINA “ B”:
En este pozo se encuentra el nivel freático superficialmente a solo 2 pie de profundidad , la cual comprende una capa pequeña de suelo coluvial,luego le subyace un suelo residual saprofito de 20 pie posteriormente se encuentra una pequeña capa de Andesita Hematitizada de 5 pie y al final se ubica una capa de 55 pie de Andesita Cloritizada. DIAMANTINA “ C”:
El pozo C presenta una capa de 20 pie de suelo coluvial del tipo MH, a los 8 pie posteriores entre la capa de suelo residual saprolita se encuentra el nivel INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
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freatico. Luego la capa saprolita se profundiza hasta los 56 pie de profundidad sobre la capa de suelo coluvial y se encuentra con una pequeña capa de Andesita Cloritizada,pasando por una capa de 14 pie de Andesita Hematitizada, hasta llegar nuevamente a la capa de Andesita Cloritizada la cual tiene unos 100 pie aproximadamente. DIAMANTINA “ D”:
Llamaremos así al ultimo poza realizado en la cota 695.31 la cual inicia con un suelo coluvial del tipo MH, luego desaparece la capa de suelo residual saprolita , sustituyendola directamente la la roca Andesita cloritizada.
) S A ) A O A N O D D R A O D A A U D Z Z T A T A J I N E C Z A T I L I A L A B T B L ) I T V I R A A E A I A R E S F R M T O L V U O I Y E E P U D L L I U E A L S O C H U E L O E R Q A Q D L C R A P T O O A A L T I O O A S I L F S B S M L L ( B ( E ( E E E E E D T D U U D N S S S N A I S A
4 6 8 7 1 8 1 . 5 0 9 5 8 6 . 2 0 0 0 . 5 5 0 2 . 5 7 6 0
9 6 9 . 0 0 5 0 7 0 . 0 5 0 2 . 0 5 6
9 8 1 . 0 0 4 0 7 0 . 0 5 0 2 . 5 2 6
1 9 4 . 9 0 2 0 7 0 . 0 5 0 2 . 0 0 6
1 4 8 . 9 0 1 0 7 0 . 0 5 0 2 . 5 7 5
4 3 6 . 2 0 1 0 7 0 . 0 5 0 2 . 0 5 5
8 6 6 . 5 0 0 0 7 0 . 0 5 0 2 . 5 2 5
7 9 0 . 8 0 9 0 6 0 . 0 5 0 2 . 0 0 5
2 0 3 . 2 0 9 0 6 0 . 0 5 0 2 . 5 7 4
3 8 3 . 4 0 8 0 6 0 . 0 5 0 2 . 0 5 4
6 4 1 . 3 0 7 0 6 0 . 0 5 0 2 . 5 2 4
8 1 8 . 2 0 6 0 6 0 . 0 5 0 2 . 0 0 4
5 1 3 . 4 0 5 0 6 0 . 0 5 0 2 . 5 7 3
1 5 6 . 4 0 4 0 6 0 . 0 5 0 2 . 0 5 3
6 3 9 . 5 0 3 0 6 0 . 0 5 0 2 . 5 2 3
A E U Q I D L A N I D U T I G N O L L I F R E P
9 5 3 . 1 0 3 0 6 0 . 0 5 0 2 . 0 0 3
4 2 9 . 1 0 4 0 6 0 . 0 5 0 2 . 5 7 2
1 2 1 . 6 0 5 0 6 0 . 0 5 0 2 . 0 5 2
4 3 0 . 4 0 6 0 6 0 . 0 5 0 2 . 5 2 2
6 7 4 . 1 0 7 0 6 0 . 0 5 0 2 . 0 0 2
6 2 9 . 2 0 8 0 6 0 . 0 5 0 2 . 5 7 1
0 7 0 . 4 0 9 0 6 0 . 0 5 0 2 . 0 5 1
2 3 3 . 8 0 0 0 7 0 . 0 5 0 2 . 5 2 1
2 1 3 . 2 0 2 0 7 0 . 0 5 0 2 . 0 0 1
9 6 7 . 6 0 3 0 7 0 . 0 5 0 2 0 . 5 7
4 4 1 . 1 0 5 0 7 0 . 0 5 0 2 0 . 0 5
4 7 9 . 8 0 5 0 7 0 . 0 5 0 2 0 . 5 2
1 0 1 . 0 6 0 7 0 0 . 0 0 0 0 . 0
0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 7 6 5 4 1 3 2 0 9 8 7 6 5 4 3 2 1 0 9 8 7 6 5 4 3 2 1 0 9 8 7 6 5 4 7 7 7 7 7 7 7 7 6 6 6 6 6 6 6 6 6 6 5 5 5 5 5 5 5 5 5 5 4 4 4 4 4 4
O N E R R N E S T E E L G E I A I R D C O S R A L A T A P O S S C A A I I C C N N A A T T S I S I D D
Figura 1. INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
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4. – ANALISIS GENERAL Y LOCAL DE TALUDES CRITICOS DE LOS DIQUES A y B
4.1 ESTABILIDAD LOCAL DEL TALUD A: No.
1 2 3 4 5 6 7 8
Secciones
333,25 x151/2 333,25x151/2 32 x 160 9 x 160 /2 9 x 160 /2 9x155,25+4,75 x9/2 9x155,25+4,75 x9/2 304x160
Área
peso especifico
Fuerza
Brazo
Momento
p2
lb/p3
lb
Pie
lb-pie
25160,4 25160,4 5120 720 720 720
90 90 90 90 90 90
2264436 2264436 460800 64800 64800 64800
395,33 202,67 320 342 157 342
895199483,9 458933244,1 147456000 22161600 10173600 22161600
720
90
64800
157
10173600
48640
90
4377600
100,67
440692992
9626472
2006952120 FACTOR DE SEGURIDAD AL VOLTEO = 9626472
2006952120
208
>2
2887941,6
4,64
FACTOR DE SEGURIDAD AL DESLIZAMIENTO =
>2
90X160X160X Ka
Tabla 1. 0,050p3 = 159,042.58 m 3 VT = 497,366.43m 3
160 A
9 7 2 . 1 0 3 0 6 0 . 5 7 5
1 8 8 . 8 0 3 0 6 0 . 0 5 5
A G E T R O . A . G N I : O D A S I V E R
3 8 4 . 6 0 4 0 6 0 . 5 2 5
8 7 6 . 3 7 2 9 6 9 . 9 9 4
A . D S
U L A A T A A L L T O
R U E P L C 6 G E O 0 L E B 0 D A 2 A D P E R R O B A R O U A D T S E Ñ C P E E C . O : I G R S N A I I H P N : C E A
9 7 2 . 1 0 3 0 6 0 . 5 7 4
8
1 8 8 . 8 0 3 0 6 0 . 0 5 4
D O F
O A T R O O C B C A E L Y E M O E R H P D
3 8 4 . 6 0 4 0 6 0 . 5 2 4 4 0 3
' 5 7
6 3 7 . 3 0 4 0 6 0 . 0 0 4
= " 1 : . C S E
2 3 2 . 0 0 4 0 6 0 . 5 7 3
7 2 7 . 6 0 3 0 6 0 . 0 5 3
2
2 2 2 . 3 0 3 0 6 0 . 5 2 3
8 6 8 . 3 0 3 0 6 0 . 0 0 3
8 9 5 . 4 0 3 0 6 0 . 5 7 2
7
5 0 4 6
3
0 1 2 . 5 0 3 0 6 0 . 0 5 2
9
4
6
8 7 9 . 5 0 3 0 6 0 . 5 2 2
1 1 5 45
A -
2 1 1 . 0 0 4 0 6 0 . 0 0 2
E U Q I
2 6 9 . 2 0 4 0 6 0 . 5 7 1 D
1
8 8 9 . 3 0 4 0 6 0 . 0 5 1
4 1 0 . 5 0 4 0 6 0 . 5 2 1
5 3 3 . 9 0 4 0 6 0 . 0 0 1
3 3 3 1 4
1 0 1 . 9 4 0 6 0 . 5 7 0
1 4 5 . 7 4 0 6 0 . 0 5 0
1 8 9 . 5 4 0 6 0 . 5 2 0
4 6 0 . 6 4 6 0 0 0 . 0
0 0 0 . 5 2 -
0 0 0 . 0 5 -
0 0 0 . 5 7 -
0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 6 8 7 6 5 4 3 2 1 0 9 8 7 5 4 3 2 7 7 7 7 7 7 7 7 7 6 6 6 6 6 6 6 6
O N E R R E T A V E I S D E S R A G T O O R C P
Figura 2. 4.2 ESTABILIDAD DEL TALUD A: METODO DE LAS DOVELAS (tabla 2)
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
Estudio de Mecánica de suelos y Estabilidad de taludes 1 DOVELA No.
2
3
ΔX
ΔW
Pie2 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
1783,00 5001,00 7220,00 7807,00 10376,00 9601,00 8630,00 9077,00 8961,00 7376,00
Lb 169385 475095 685900 741665 985720 912095 819850 862315 851295 700720
4
5 Α
Α
grados - 35 - 28 - 19 -9 11 21 30 40 51 67
- 12 6=3x5
senα
ΔT
cosα
radianes -0,61 -0,49 -0,33 -0,16 0,19 0,37 0,52 0,70 0,89 1,17
-0,574 -0,469 -0,326 -0,156 0,1908 0,3584 0,5000 0,64 0,7771 0,92
Σ =
-97155 -223044 -223308 -116022 188085 326866 409926 554286 661582 645017
2126232
1,94 >1 6
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
8
9= 2x8 C
Cl
10= 3x7
0,8192 0,8829 0,9455 0,9877 0,9816 0,9336 0,8660 0,77 0,63 0,39
14,50 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50
11
12
13= 10x12
φ
tanφ
Δntanφ
ΔN
Psi
13 FACTOR DE SEGURIDAD
7
grados 25853,50 7 2514,50 104690,00 1 13201,5 150452,0 1 39215 125135,0 131616,5 129935 106952
138751,93 4 19484 648531 7 32534 9 67609 851514 710010 660571 535736 273791
40 40 35 35 35 35 35 32 32 32
0,70 0,70 0,61 0,61 0,61 0,61 0,61 0,56 0,56 0,56
0,8391 0,8391 0,70021 0,70021 0,70021 0,70021 0,70021 0,62487 0,62487 0,62487
Σ =
116427 3 51990 454108 512927 677529 596238 497156 412772 334766 171084
4124998
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
Estudio de Mecánica de suelos y Estabilidad de taludes
- 14 -
Figura
" 0 " 1 ' 8 8 3 ' 2 3 ° 1 4
1 ° 30° 51'17" 1 - 3 2 - 2 5 40°41'26" ° 7 " - 4 1 ° 1 8° 5° 5 " - 9 ' 4 6 ' 7 ' 1 3 '3 5 ' 4 3 5 2 3 7 2 0 2 " " ' 1" 8 " 5 1 ° 7 ° 6 PROYECCION DEL NIVEL DE COLAS
NUCLEO
1 ' 2
770 760 750
RELLENO DE ARCILLA
RELLENO
9 6 3 = o i d a R
780
DE GRAVA
740 730 720 710 700 690 680 670 660 650 640 630 620
TERRENOEXISTENTENATURAL
T E R R E N OE X I S T E N T EN A T U R A L
COTAS DE TERRENO
PROGRESIVA
0 0 0 . 5 7 -
0 0 0 . 0 5 -
0 0 0 . 5 2 -
4 6 0 . 6 4 6
1 8 9 . 5 4 6
1 4 5 . 7 4 6
1 0 1 . 9 4 6
5 3 3 . 9 4 6
4 1 0 . 5 4 6
8 8 9 . 3 4 6
2 6 9 . 2 4 6
2 1 1 . 0 4 6
8 7 9 . 5 3 6
0 1 2 . 5 3 6
8 9 5 . 4 3 6
8 6 8 . 3 3 6
2 2 2 . 3 3 6
7 2 7 . 6 3 6
2 3 2 . 0 4 6
6 3 7 . 3 4 6
3 8 4 . 6 4 6
1 8 8 . 8 3 6
9 7 2 . 1 3 6
8 7 6 . 3 2 6
3 8 4 . 6 4 6
1 8 8 . 8 3 6
9 7 2 . 1 3 6
0 0 0 . 0
0 0 0 . 5 2
0 0 0 . 0 5
0 0 0 . 5 7
0 0 0 . 0 0 1
0 0 0 . 5 2 1
0 0 0 . 0 5 1
0 0 0 . 5 7 1
0 0 0 . 0 0 2
0 0 0 . 5 2 2
0 0 0 . 0 5 2
0 0 0 . 5 7 2
0 0 0 . 0 0 3
0 0 0 . 5 2 3
0 0 0 . 0 5 3
0 0 0 . 5 7 3
0 0 0 . 0 0 4
0 0 0 . 5 2 4
0 0 0 . 0 5 4
0 0 0 . 5 7 4
7 9 9 . 9 9 4
0 0 0 . 5 2 5
0 0 0 . 0 5 5
0 0 0 . 5 7 5
DIQUE - A
HEMCO NICARAGUA S.A PROYECTO PRESA DE COLA DISEÑO DEL TALUD ELABORADO : ING. PEDRO PABLO PERALTA ESC.: 1"= 75' FECHA :OCTUBRE 2006 REVISADO: ING. A. ORTEGA
3
Estudio de Mecánica de suelos y Estabilidad de taludes
- 14 -
Figura
" 0 " 1 ' 8 8 3 ' 2 3 ° 1 4
1 ° 30° 51'17" 1 - 3 2 - 2 5 40°41'26" ° 7 " - 4 1 ° 1 - 9 8° 5° 5 " ' 4 6 ' 7 ' 1 3 '3 5 ' 4 3 5 2 3 7 2 0 2 " " ' 1" 8 " 5 1 ° 7 ° 6 PROYECCION DEL NIVEL DE COLAS
NUCLEO
1 ' 2
760 750
RELLENO DE ARCILLA
RELLENO
9 6 3 = o i d a R
780 770
DE GRAVA
740 730 720 710 700 690 680 670 660 650 640 630 620
TERRENOEXISTENTENATURAL
T E R R E N OE X I S T E N T EN A T U R A L
COTAS DE TERRENO
PROGRESIVA
0 0 0 . 5 7 -
0 0 0 . 0 5 -
0 0 0 . 5 2 -
4 6 0 . 6 4 6
1 8 9 . 5 4 6
1 4 5 . 7 4 6
1 0 1 . 9 4 6
5 3 3 . 9 4 6
4 1 0 . 5 4 6
8 8 9 . 3 4 6
2 6 9 . 2 4 6
2 1 1 . 0 4 6
8 7 9 . 5 3 6
0 1 2 . 5 3 6
8 9 5 . 4 3 6
8 6 8 . 3 3 6
2 2 2 . 3 3 6
7 2 7 . 6 3 6
2 3 2 . 0 4 6
6 3 7 . 3 4 6
3 8 4 . 6 4 6
1 8 8 . 8 3 6
9 7 2 . 1 3 6
8 7 6 . 3 2 6
3 8 4 . 6 4 6
1 8 8 . 8 3 6
9 7 2 . 1 3 6
0 0 0 . 0
0 0 0 . 5 2
0 0 0 . 0 5
0 0 0 . 5 7
0 0 0 . 0 0 1
0 0 0 . 5 2 1
0 0 0 . 0 5 1
0 0 0 . 5 7 1
0 0 0 . 0 0 2
0 0 0 . 5 2 2
0 0 0 . 0 5 2
0 0 0 . 5 7 2
0 0 0 . 0 0 3
0 0 0 . 5 2 3
0 0 0 . 0 5 3
0 0 0 . 5 7 3
0 0 0 . 0 0 4
0 0 0 . 5 2 4
0 0 0 . 0 5 4
0 0 0 . 5 7 4
7 9 9 . 9 9 4
0 0 0 . 5 2 5
0 0 0 . 0 5 5
0 0 0 . 5 7 5
DIQUE - A
HEMCO NICARAGUA S.A PROYECTO PRESA DE COLA DISEÑO DEL TALUD ELABORADO : ING. PEDRO PABLO PERALTA ESC.: 1"= 75' FECHA :OCTUBRE 2006 REVISADO: ING. A. ORTEGA
" 0 " 1 ' 8 8 3 ' 2 ° 3 1 ° 4
30° 51'17" 1 1 - 3 2 - 2 5 4 0°41'26" ° 7 - 4 1 ° 1 5 4 6 " 8° 5 " - 9 7 2 ' 1 3 '3 ' 5 ' 4 3 5 ' 7 3 ° 0 2 " 2 " ' 1" 8 " 5 1 ° 7 ° 6 PROYECCION DEL NIVEL DE COLAS
NUCLEO
1 ' 2
RELLENO RELLENO
9 6 3 = o i d a R
780 770 760 750
DE ARCILLA
DE GRAVA
740 730 720 710 700 690 680 670 660 650 640 630 620
TERRENOEXISTENTENATURAL
T E R R E N OE X I S T E N T EN A T U R A L
COTAS DE TERRENO
PROGRESIVA
0 0 0 . 5 7 -
0 0 0 . 0 5 -
0 0 0 . 5 2 -
4 6 0 . 6 4 6
1 8 9 . 5 4 6
1 4 5 . 7 4 6
1 0 1 . 9 4 6
5 3 3 . 9 4 6
4 1 0 . 5 4 6
8 8 9 . 3 4 6
2 6 9 . 2 4 6
2 1 1 . 0 4 6
8 7 9 . 5 3 6
0 1 2 . 5 3 6
8 9 5 . 4 3 6
8 6 8 . 3 3 6
2 2 2 . 3 3 6
7 2 7 . 6 3 6
2 3 2 . 0 4 6
6 3 7 . 3 4 6
3 8 4 . 6 4 6
1 8 8 . 8 3 6
9 7 2 . 1 3 6
8 7 6 . 3 2 6
3 8 4 . 6 4 6
1 8 8 . 8 3 6
9 7 2 . 1 3 6
0 0 0 . 0
0 0 0 . 5 2
0 0 0 . 0 5
0 0 0 . 5 7
0 0 0 . 0 0 1
0 0 0 . 5 2 1
0 0 0 . 0 5 1
0 0 0 . 5 7 1
0 0 0 . 0 0 2
0 0 0 . 5 2 2
0 0 0 . 0 5 2
0 0 0 . 5 7 2
0 0 0 . 0 0 3
0 0 0 . 5 2 3
0 0 0 . 0 5 3
0 0 0 . 5 7 3
0 0 0 . 0 0 4
0 0 0 . 5 2 4
0 0 0 . 0 5 4
0 0 0 . 5 7 4
7 9 9 . 9 9 4
0 0 0 . 5 2 5
0 0 0 . 0 5 5
0 0 0 . 5 7 5
DI UE - A
.
EL EC.: "
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
:I
G.
F ' EC H : C TU
E E
L E VI
E : IG.
LT .
T EG
3
" 0 " 1 ' 8 8 3 ' 2 ° 3 1 ° 4
30° 51'17" 1 1 - 3 2 - 2 5 4 0°41'26" ° 7 - 4 1 ° 1 5 4 6 " 8° 5 " - 9 7 2 ' 1 3 '3 ' 5 ' 4 3 5 ' 7 3 ° 0 2 " 2 " ' 1" 8 " 5 1 ° 7 ° 6 PROYECCION DEL NIVEL DE COLAS
NUCLEO
1 ' 2
RELLENO RELLENO
9 6 3 = o i d a R
780 770 760 750
DE ARCILLA
DE GRAVA
740 730 720 710 700 690 680 670 660 650 640 630 620
TERRENOEXISTENTENATURAL
T E R R E N OE X I S T E N T EN A T U R A L
COTAS DE TERRENO
PROGRESIVA
0 0 0 . 5 7 -
0 0 0 . 0 5 -
0 0 0 . 5 2 -
4 6 0 . 6 4 6
1 8 9 . 5 4 6
1 4 5 . 7 4 6
1 0 1 . 9 4 6
5 3 3 . 9 4 6
4 1 0 . 5 4 6
8 8 9 . 3 4 6
2 6 9 . 2 4 6
2 1 1 . 0 4 6
8 7 9 . 5 3 6
0 1 2 . 5 3 6
8 9 5 . 4 3 6
8 6 8 . 3 3 6
2 2 2 . 3 3 6
7 2 7 . 6 3 6
2 3 2 . 0 4 6
6 3 7 . 3 4 6
3 8 4 . 6 4 6
1 8 8 . 8 3 6
9 7 2 . 1 3 6
8 7 6 . 3 2 6
3 8 4 . 6 4 6
1 8 8 . 8 3 6
9 7 2 . 1 3 6
0 0 0 . 0
0 0 0 .
0 0 0 .
0 0 0 .
0 0 0 . 0 0 1
0 0 0 . 5 2 1
0 0 0 . 0 5 1
0 0 0 . 5 7 1
0 0 0 . 0 0 2
0 0 0 . 5 2 2
0 0 0 . 0 5 2
0 0 0 . 5 7 2
0 0 0 . 0 0 3
0 0 0 . 5 2 3
0 0 0 . 0 5 3
0 0 0 . 5 7 3
0 0 0 . 0 0 4
0 0 0 . 5 2 4
0 0 0 . 0 5 4
0 0 0 . 5 7 4
7 9 9 . 9 9 4
0 0 0 . 5 2 5
0 0 0 . 0 5 5
0 0 0 . 5 7 5
5 2
0 5
5 7
DI UE - A
.
EL EC.: "
:I
G.
F ' EC H : C TU
E E
L E VI
E : IG.
LT .
T EG
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
Estudio de Mecánica de suelos y Estabilidad de taludes
- 16 -
4.3 ESTABILIDAD LOCAL DEL TALUD B:
No.
1 2 3 4 5 6 7 8
Secciones
122 x142 ,5 /2 122 x142 ,5 /2 24 x 70 3 x 70 /2 3 x 70 /2 3x68,25/2+1,7 5x3/2 3x68,25/2+1,7 5x3/2 125x70
Area
peso especifico
Fuerza
Brazo
Momento
p2
lb/p3
lb
pie
lb-pie
8692,5 8692,5 1680 105 105 105
90 90 90 90 90 90
782325 782325 151200 9450 9450 9450
192,67 81,33 137 138 124 151
150730557,8 63626492,25 20714400 1304100 1171800 1426950
105
90
9450
124
1171800
8750
90
787500
41,67
32815125
2541150
272961225
Estudio de Mecánica de suelos y Estabilidad de taludes
- 16 -
4.3 ESTABILIDAD LOCAL DEL TALUD B:
No.
1 2 3 4 5 6 7 8
Secciones
122 x142 ,5 /2 122 x142 ,5 /2 24 x 70 3 x 70 /2 3 x 70 /2 3x68,25/2+1,7 5x3/2 3x68,25/2+1,7 5x3/2 125x70
Area
peso especifico
Fuerza
Brazo
Momento
p2
lb/p3
lb
pie
lb-pie
8692,5 8692,5 1680 105 105 105
90 90 90 90 90 90
782325 782325 151200 9450 9450 9450
192,67 81,33 137 138 124 151
150730557,8 63626492,25 20714400 1304100 1171800 1426950
105
90
9450
124
1171800
8750
90
787500
41,67
32815125
2541150
272961225
272961225
107
FACTOR DE SEGURIDAD AL VOLTEO =
>2
2541150
762345
6,40
FACTOR DE SEGURIDAD AL DESLIZAMIENTO = 90X70X70X Ka
Tabla4.
>2
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
Estudio de Mecánica de suelos y Estabilidad de taludes
6 4 9 . 8 9 4 6 6 1 . 7 9 4
0 5 3 . 1 0 4 0 6 0 . 5 7 4 A G E T R O . A . G N I : O D A S I V E R
4 8 7 . 2 0 3 0 6 0 . 0 5 4
A . D S
U L A A T L A A L T A O R U E P C L 6 G O E 0 L E 0 B A D 2 A D
5 0 2 . 8 0 2 0 6 0 . 5 2 4
P E R R O A R B O U A D S T E Ñ P C E C O E . : I R G S N A I P I N H : C D E O F O D A O T R C O C B E A L Y E M O E R H P
70 1 6 9 . 1 0 2 0 6 0 . 0 0 4
' 0 5
9 5 1 . 0 0 1 0 6 0 . 5 7 3
= " 1 : . C S E
6 8 9 . 1 0 0 0 6 0 . 0 5 3 8
5 2 1
2 9 3 . 4 0 9 0 5 0 . 5 2 3
0 9 9 . 5 0 8 0 5 0 . 0 0 3 2
7 4 7 . 5 0 8 0 5 0 . 5 7 2
7
5
3
6
0 8 2 3
8 1 7 . 5 0 8 0 5 0 . 0 5 2
B -
4
1 6 84
6 9 0 . 6 0 8 0 5 0 . 5 2 2
E U Q I D
6 0 0 . 6 0 8 0 5 0 . 0 0 2 1
4 4 4 . 1 0 8 0 5 0 . 5 7 1 1 4 2 1 2 6 0 7 . 1 0 8 0 5 0 . 0 5 1
5 3 8 . 2 0 8 0 5 0 . 5 2 1
8 1 2 . 1 0 9 0 5 0 . 0 0 1
8 6 1 . 7 9 0 5 0 0 . 5 7 O N E R R A E T V I E S E D R S G A O T 6 2 8 . 7 9 0 5 0 0 . 0 5 R O P C
0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 . . . . . . . . 0 0 0 0 0 0 0 0 5 4 3 2 1 0 9 8 6 6 6 6 6 6 5 5
- 18 -
figura.4
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
Estudio de Mecánica de suelos y Estabilidad de taludes
- 20 -
4.4 ESTABILIDAD DEL TALUD B: METODO DE LAS DOVELAS (Tabla 4) 1 DOVELA No.
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
2
3
ΔX
ΔW
Pie2 Lb 334,00 31730 860,00 81700 1372,00 130340 1561,00 148295 2177,00 206815 2497,00 237215 1979,00 188005 1660,00 157700 1307,00 124165 632,00 60040
4
5 Α
Α
Grados
-35 -21 -19 -9 12 26 37 48 57 69
6=3x5
senα
ΔT
-0,574 -0,358 -0,326 -0,156 0,2079 0,4384 0,6018 0,74 0,8387 0,93
-18200 -29279 -42435 -23199 42999 103988 113144 117194 104134 56052
424401
13
1,89 >1 6
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
8
9= 2x8 C
0,8192 0,9336 0,9455 0,9877 0,9781 0,8988 0,7986 0,67 0,54 0,36
psi 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50 14,50
radianes
-0,61 -0,37 -0,33 -0,16 0,21 0,45 0,65 0,84 0,99 1,20
Σ =
FACTOR DE SEGURIDAD
7 cosα
Cl
10= 3x7 ΔN
11 φ g ra do s
4 843,00 1 2470,00 19894,00 2 2634,5 3 1566,5 3 6207 2 8695,5 24070,0 18952 9164
25991,67 76273 123239 146469 202296 213207 150147 105522 67625 21516
40 40 36 35 35 35 35 34 32 32
φ
12
13= 10x12
tanφ
Δntanφ
r ad ia ne s
0,70 0,70 0,63 0,61 0,61 0,61 0,61 0,59 0,56 0,56
0,8391 0,8391 0,72654 0,70021 0,70021 0,70021 0,70021 0,67451 0,62487 0,62487
Σ =
2 1810 64001 89539 102559 141649 149290 105135 71175 42257 13445
800860
FACTOR DE SEGURIDAD
1,89 >1 6
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
Estudio de Mecánica de suelos y Estabilidad de taludes
- 22 -
Figura 5
Estudio de Mecánica de suelos y Estabilidad de taludes
- 22 -
Figura 5
" 8 1 " ' 2 6 ' 4 3 2 ° 3 2 ° 37 °40'5" 1 6 2
NUCLEO
- 3 47°51'19" - 4 ° 2 " " 2 - 1 7 5 9 ' 4 4 9 R° E3 L9 L E- °N 2 O9 8 °'4 4 ° 3 7 '5 ' 6 D ' E2 G7 R A' V A8 2 3 5 7 ° 8 2 9 " " 7 " " 7 6
650.00
PROYECCION DEL NIVEL DE COLAS RELLENO DE ARCILLA
640.00 630.00 620.00 610.00 600.00 590.00 580.00 TERRENO EXISTENTE NATURAL
TERRENO EXISTENTE NATURAL
COTAS DE TERRENO 6 2 8 . 7 9 5
8 6 1 . 7 9 5
8 1 2 . 1 9 5
5 3 8 . 2 8 5
6 0 7 . 1 8 5
4 4 4 . 1 8 5
6 0 0 . 6 8 5
6 9 0 . 6 8 5
8 1 7 . 5 8 5
7 4 7 . 5 8 5
0 9 9 . 5 8 5
2 9 3 . 4 9 5
6 8 9 . 1 0 6
9 5 1 . 0 1 6
1 6 9 . 1 2 6
5 0 2 . 8 2 6
4 8 7 . 2 3 6
0 5 3 . 1 4 6
6 4 9 . 8 4 6
0 0 0 . 0 5
0 0 0 . 5 7
0 0 0 . 0 0 1
0 0 0 . 5 2 1
0 0 0 . 0 5 1
0 0 0 . 5 7 1
0 0 0 . 0 0 2
0 0 0 . 5 2 2
0 0 0 . 0 5 2
0 0 0 . 5 7 2
0 0 0 . 0 0 3
0 0 0 . 5 2 3
0 0 0 . 0 5 3
0 0 0 . 5 7 3
0 0 0 . 0 0 4
0 0 0 . 5 2 4
0 0 0 . 0 5 4
0 0 0 . 5 7 4
9 6 1 . 7 9 4
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
.
EL E C.:
" = FEC ' H
: I G. : C T
E E
L E I
E LT :I G . .
T EG
" 8 1 " ' 2 6 ' 4 3 2 ° 3 2 ° 37 °40'5" 1 6 2
NUCLEO
- 3 47°51'19" " - 4 ° 2 - ' 4 2 " 1 7 5 R° E3 L9 L E- °N 2 O9 3 9 ' 4 9 8 °'4 4 '5 7 ° 2 D ' E2 G7 R A' V A8 2 7 3 8 7 9 " 6" 5 7 ° " " 6
650.00
PROYECCION DEL NIVEL DE COLAS RELLENO DE ARCILLA
640.00 630.00 620.00 610.00 600.00 590.00 580.00 TERRENO EXISTENTE NATURAL
TERRENO EXISTENTE NATURAL
COTAS DE TERRENO 6 2 8 . 7 9 5
8 6 1 . 7 9 5
8 1 2 . 1 9 5
5 3 8 . 2 8 5
6 0 7 . 1 8 5
4 4 4 . 1 8 5
6 0 0 . 6 8 5
6 9 0 . 6 8 5
8 1 7 . 5 8 5
7 4 7 . 5 8 5
0 9 9 . 5 8 5
2 9 3 . 4 9 5
6 8 9 . 1 0 6
9 5 1 . 0 1 6
1 6 9 . 1 2 6
5 0 2 . 8 2 6
4 8 7 . 2 3 6
0 5 3 . 1 4 6
6 4 9 . 8 4 6
0 0 0 . 0 5
0 0 0 . 5 7
0 0 0 . 0 0 1
0 0 0 . 5 2 1
0 0 0 . 0 5 1
0 0 0 . 5 7 1
0 0 0 . 0 0 2
0 0 0 . 5 2 2
0 0 0 . 0 5 2
0 0 0 . 5 7 2
0 0 0 . 0 0 3
0 0 0 . 5 2 3
0 0 0 . 0 5 3
0 0 0 . 5 7 3
0 0 0 . 0 0 4
0 0 0 . 5 2 4
0 0 0 . 0 5 4
0 0 0 . 5 7 4
9 6 1 . 7 9 4
INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
.
EL E C.:
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" = FEC ' H
: I G. : C T
E E
L E I
E LT :I G . .
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T EG
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- 24 -
5. - CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES. 5.1 – Conclusiones:
a) Los materiales predominantes en toda el área investigada corresponden a limos arenosos ligeramente plásticos, así como otros limos ligeramente arcillosos y algunas arenas limosas de baja plasticidad. b) En ninguno de los cinco sondeos realizados a las catas se detectó el nivel freatico, aunque es importante señalar que el material se encontraba húmedo en los estratos superiores. c) En los sondeos con diamantinas se detectó el nivel freático en dos sondeos y en el mas
5. - CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES. 5.1 – Conclusiones:
a) Los materiales predominantes en toda el área investigada corresponden a limos arenosos ligeramente plásticos, así como otros limos ligeramente arcillosos y algunas arenas limosas de baja plasticidad. b) En ninguno de los cinco sondeos realizados a las catas se detectó el nivel freatico, aunque es importante señalar que el material se encontraba húmedo en los estratos superiores. c) En los sondeos con diamantinas se detectó el nivel freático en dos sondeos y en el mas superficial faltaron 10 pie para llegar a dicho nivel. d) Como fuentes de materiales para construir el filtro y las demás secciones de la presa se utilizarán materiales del mismo sitio cuando el material sea estable, o el adecuado en caso de requerir materiales arcillosos. De otra manera se utilizará el del banco de préstamo más cercano a la obra. e) En la figura 1. se ve el perfil longitudinal del dique A con los diferentes estratos que lo componen. f) En el dique A se proyecta almacenar 870,734 m3 de colas y según nuestro calculo conservador se deberá utilizar un volumen de 318,926 m3 de materiales para dicho dique de los cuales el 90% INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
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g) h)
i) j)
k)
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se obtendrá directamente del material que se deberá cortar para la construcción de dicho dique. El otro 10% se obtendrá del sector mismo donde estará realizándose la obra pero fuera del eje del dique. En el caso del dique B no hacemos ninguna propuesta porque aún no tenemos estudios geotécnicos ni muestreos de mecánica de suelos. La tabla 1. tiene una memoria de cálculo donde se cheque el factor de seguridad al deslizamiento y al volteo. Estas pruebas son de chequeo local y se puede ver el esquema de cuerpo libre en la figura 2. Tanto la tabla 1 como la figura 2. corresponde al dique A. La tabla2. corresponde al análisis de estabilidad del talud por el método de las Dovelas del dique A, el cual se representa en la figura 3. Estos mismos procedimientos se efectuaron para el dique B, donde la tabla 4 es la memoria de las fallas locales, reflejados en la figura 4 y la tabla 4 representa el análisis de talud por el método de las Dovelas representado en la figura5. El efecto sísmico no afecta la presa debido a que el calculo de la presa por lo que no se utilizó en la memoria general solo en los chequeos electrónicos dando resultados similares.
5.2 – Recomendaciones:
Sobre la base de los trabajos de campo, resultados de laboratorio y las conclusiones anteriores, se recomienda:
Recomendaciones de Orden General: El
equipo recomendado para la compactación de la base y sub-base debe ser rodillo neumático o liso vibratorio. Al presente estudio se recomienda las instrucciones generales del NIC-2000. Mantener en la obra durante la construcción de estas, tanto para las obras grises como para el movimiento de tierras un laboratorio en el proyecto.
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ANEXO 2 TABLA DE RESULTADOS
Resultados de laboratorios:
Según los resultados de laboratorios enviados por IMS se puede decir: tabla No. 1 e = 1.30 Gs = 2.90 P.V= 1750 KG/M3 No. 4 100 100 100 100 100 100 100
No. 10 90 99 99 99 100 99 99
No.40 74 97 99 93 97 98 99
No.200 59 92 97 86 88 95 96
Tabla No. 2 e = 1.20 No. 4 100 100 100 99 100 100 100
No. 10 100 99 80 97 99 99 96
No.40 99 93 36 87 87 98 89
No.200 96 79 17 77 66 97 80
Tabla No.3 e = 1.24 No. 4 100 100 99 100 100 100 100
No. 10 100 99 97 99 100 98 99
No.40 99 98 80 89 92 89 97
No.200 96 90 60 71 75 82 94
tabla No. 4 e = 1.20 No. 4 100 91 ROCA 71
No. 10 100 84
No.40 94 53
67
59
L.L 53 46 55 40 40 55 43
I.P 10 13 22 10 10 12 11
SUCS MH ML MH ML ML MH ML
W% 51 42 39 28 32 36 31
A.F 35 35 35 35 35 35 32
E.C 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 0.80
PROF. 1 2 4 5 6 3 7
No. 15651 15652 15654 15655 15656 15653 15657
E.C 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 0.80
PROF. 1 2 3 5 6 4 7
No. 15658 15659 15660 15662 15663 15661 15664
E.C 1.00 1.00 1.00 1.00 0.70 0.70 0.90
PROF. 1 2 3 6 7 4 5
No. 15665 15666 15667 15670 15671 15668 15669
PROF. 1 2 3 4
No. 15672 15673 15674 15675
Gs = 2.90 P.V = 1800KG/M3 L.L 44 40 41 48 35 54 52
I.P 10 4 5 12 7 22 16
SUCS ML ML SM ML ML MH MH
W% 35 35 35 31 29 38 38
A.F 35 35 35 35 35 35 34
Gs = 2.90 P.V = 1780KG/M3 L.L 46 42 37 38 31 51 59
I.P 10 7 7 13 11 17 24
SUCS ML ML ML ML CL MH MH
W% 40 44 30 28 14 40 40
A.F 32 32 32 32 37 25 37
Gs = 2.90 P.V = 1800KG/M3
No.200 79 33 45
L.L 32 26
I.P 10 9
SUCS CL SC
W% 14 11
A.F 35 35
E.C 0.70 0.70
28
7
SC
11
35
0.70
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CONSIDERACIONES DEL DISEÑO
CAPITULO I REQUISITOS PARA CONSTRUCCION DE DIQUES
1.1 REQUISITOS MÍNIMOS CONSTRUCCIÓN DE CORTINAS
PARA
ANCHO DE CORONA: Por razones constructivas y la necesidad de tener acceso a las estructuras de la presa, es recomendable que la corona tenga por lo menos 4 m de ancho. Esta parte de la obra debe de recubrirse con un material semejante al de los caminos, para proteger el secado al núcleo arcilloso, el espesor de dicha cubierta suele ser de 30 cm. o mayor y conviene proporcionarle bombeo transversal para facilitar el escurrimiento del agua de lluvia hacia el exterior. BORDO LIBRE ( HBL ) : En este concepto se incluye la amplitud del oleaje generado por viento ( Hv ), y altura de rodamiento de las olas sobre el talud ( Hr) asentamiento máximo de la corona ( D H ) y el margen de seguridad ( Hs ) , quedando : HBL = Hv + Hr + D H + Hs En ciertos casos el oleaje producido por efectos sísmicos ( Ht ) puede ser mayor que Hv; la probabilidad de que ambos efectos sean simultáneos es muy baja, y por ello, se utiliza la fórmula anterior y el más alto de los valores de Hv y Ht. El asentamiento máximo de la corona ( D H ) es función de la compresibilidad de la propia masa de la cimentación. PROTECCIÓN DE TALUDES: Los procedimientos más usuales para proteger el talud de aguas arriba son: a) chapa de enrocamiento; b) pavimento de concreto, y c) revestimiento asfáltico o de suelo cemento. La chapa de revestimiento se construye con fragmentos de enrocamientos de dimensiones mínimas, que depende principalmente de la amplitud máxima, debe tener un espesor apropiado. A fin de reducir el arrastre de finos a través del enrocamiento, producido por el reflujo, la roca se coloca sobre una capa material bien graduado que generalmente, se obtiene al explotar la cantera; por su espesor debe ser, por lo menos, igual a la chapa que soporta.
Para proteger el talud aguas abajo contra la erosión pluvial, se usa enrocamiento o césped; en esta última alternativa, debe planearse un buen sistema de drenaje superficial. FILTROS : Sus funciones son: a) imponer condisiones de frontera al flujo a través de la cortina y/o cimentación y b) retener partículas de suelo que confina, previniendo la erosión interna. En primer lugar es necesario que el material filtrante tenga permeabilidad de 50 a 100 veces mayor que el suelo por proteger. Otra parte, se ha encontrado que para evitar la erosión interna,se utiliza la tubificación del suelo. Por facilidad de construcción y para definir los efectos de la contaminación, no es recomendable, construir filtros de espesor inferior a 1 m. Pero debe verificarse que esta dimensión es adecuada por capacidad hidráulica del filtro, y su caso, incrementarla de acuerdo con los siguientes lineamientos. Se supondrá que el escurrimiento por ambos tramos del dren llena la sección y es paralelo a las paredes del mismo. Entonces, por la ley de Darcy, el espesor mínimo ( d1 ) del filtro vertical con permeabilidad k resulta. d1 = q/k donde: q es el gasto por unidad de longitud de la cortina, calculado a partir del de la red de la red de flujo y multiplicando por un factor de seguridad igual a 2. ESTABILIDAD DE TALUDES: Será conveniente realizar un mínimo de trabajo para verificar la estabilidad, mediante la determinación de la cohesión si los materiales arcillosos, usando especímenes compactados con las especificaciones de construcción, o bien, si son limos arenas o gravas, eligiendo el valor del ángulo de fricción interna, con cohesión nula en el caso de enrocamientos se recomienda de 40º< f < 50º ASENTAMIENTOS: Los asentamientos que ocurren en un terraplén de baja altura, suponiendo que los materiales de la sección se han compactado y la cimentación no es comprensible, son del orden de centímetros y no corresponde a un sistema que amerite consideración. Este problema es tan delicado que es imprescindible el uso de filtros en la sección para proteger el material de la erosión interna. Si en la cimentación existen arcillas o limos compresibles, es necesario estimar los asentamientos totales debido a la carga del terraplén. Interesaran estos datos para conocer el valor de ( D H ) que aparece en la expresión del bordo libre propuesta anteriormente y el posible desarrollo de grietas por extensión.
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Como es muy probable que se cuente con medios y tiempo para obtener muestras inalteradas y ensayarlas en compresión confinada se recomienda la gráfica de la figura II.4 para elegir el índice de compresibilidad a partir del contenido del agua, o el limite líquido, en el supuesto de que el limo o la arcilla en cuestión se encuentren normalmente consolidados. Otros datos básicos como la humedad natural, espesor, profundidad y las características de los estratos abajo y arriba de la formación compresible, se han determinado durante la fase de exploración de la boquilla. Los incrementos de esfuerzos verticales producidos por la carga del terraplén, en diferentes secciones del mismo, se evalúan como Bussinesq lo establece. CONSTRUCCIÓN: El rápido progreso de los conocimientos sobre la mecánica de los suelos, se ha traducido en un gran adelanto en el conocimiento de los factores que influyen en la transformación de la tierra suelta y el material estructural. Los progresos futuros en el campo de las terracerias, dependen no solamente de la mecánica de suelos y de la ingeniería de la cimentación, sino también de los buenos métodos de construcción. CAPITULO II MATERIALES DISPONIBLES PARA CONSTRUIR DIQUES
2.1 MATERIALES DISPONIBLES: Los materiales para presas son de varios tipos, y son: 1 . - Suelos para los terraplenes. 2 . - Rocas para terraplenes y para enrocamiento. 3 . - Agregados para concreto. La eliminación o reducción de los gastos de acarreo de los materiales de construcción, especialmente de los que se utilizan en grandes cantidades, reducirán considerablemente el costo de la obra. El tipo más económico de presa será con frecuencia aquel para el que se encuentren materiales en suficiente cantidad y dentro de distancias razonables del lugar. 2.2 ENROCAMIENTO Y LOS TERRAPLENES DE ROCA: El enrocamiento es una capa de fragmentos grandes de roca durable. Su objeto es preservar la forma del talud o de la estructura que cubre, evitando la erosión debida al oleaje o a las corrientes. Estos son
construidos con fragmentos de roca en porciones de las presas de tierra o de enrocamiento. 2.3 AGREGADOS PARA EL CONCRETO: La mayor parte de los factores que influyen en la bondad de los depósitos de agregados se relacionan a la historia geológica de la región. Estos factores incluyen el tamaño, forma y ubicación del depósito, espesor y carácter de despalme; tipos y condiciones de la roca; granulometría, grado de redondez y uniformidad de las partículas de los agregados, y el nivel freático. Deben explorarse los depósitos más prometedores y tomarse muestras por medio de sondeos, pozos de prueba o zanjas y determinarse la bondad de los agregados. Si el banco de tierra tiene humedad natural menor que la óptima determinada con la energía por unidad de volumen adecuada al equipo de compactación especificado o disponible, es necesario incrementarla mediante riego de inundación o de aspersión. El primero es aplicable, previo arado a la superficie si ésta es prácticamente horizontal; el segundo sistema puede realizarse en terrenos de ladera, despalmados y roturados. 2.4 PRIMER LLENADO: Durante el llenado inicial y el primer año de operación, es necesario hacer visitas periódicas para observar posibles filtraciones a través del bordo y la cimentación, así como realizar mediciones de asentamiento y desplazamiento. Si las fugas de agua son importantes, deben encausarse y aforarlas con vertedores triangulares, llevando un registro de caudales, color del agua y arrastre de finos. Si la obra no muestra un funcionamiento imprevisto después del llenado inicial y durante el primer año de vida deben realizarse por lo menos dos visitas al año: una, al terminar el período de sequía o cuando el vaso está vacío y la otra a embalse lleno y, si es posible cuando se derrame el vertedor. En la visitas se efectuaran nivelaciones y medidas de colimación, inspeccionándose la corona y los taludes para localizar grietas, movimientos de la protección de aguas arriba y erosiones a pie de vertedor. CAPITULO III CORTINAS DE TIERRA 3.1 ORIGEN Y EVOLUCIÓN: Las cortinas de tierra para el almacenamiento de agua se han usado desde los principios de la civilización. Algunas de las estructuras construidas en la antigüedad eran de enorme tamaño. Hasta en los tiempos modernos todas las presas de tierra se proyectan con procedimientos empíricos y la literatura de ingeniería está repleta
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de los relatos de las fallas. El rápido avance de la mecánica de suelos, había dado por resultado el desarrollo de procedimientos de proyectos muy mejorados para las cortinas de tierra Estos procedimientos constan de investigaciones previas de las cementaciones y del estudio de los materiales de construcción; aplicación de los conocimientos y técnicas de la ingeniería al proyecto; y métodos de construcción cuidadosamente proyectados y controlados. Como resultado las cortinas de tierra se construían en 1958, hasta alturas que sobrepasaban los 150 m. arriba de sus cimentaciones. El proyecto de una presa de tierra debe de apegarse a la realidad, por que se construyeron en los últimos 30 años sin haberse registrado ninguna falla. Debe acusar las condiciones reales del emplazamiento en que se construye y los materiales de construcción que se disponen, y no debe de ser igual el proyecto, cundo se sabe que cada condición de lugar es diferente aunque haya tenido éxito en otro lugar. Esto se limita a los procedimientos de un proyecto para pequeñas presas de tierra que son del tipo compactado. Este tipo de construcción es el que se usa para presas pequeñas, con exclusión de los terraplenes que son construidos por el procedimiento hidráulico y minihidráulico. Para efectos del diseño de las cortinas le llamaremos presas pequeñas aquellas que no excedan los 15 m. de altura de cauce y su volumen no es de gran magnitud. Una presa no se considera pequeña si su volumen excede de 1 millón de yardas cúbicas. Seleccion del Tipo de Cortina de Tierra 3.2 SELECCIÓN DEL TIPO DE CORTINA DE TIERRA: a) Generalidades: En este tipo se construye la principal parte del terraplén en capas sucesivas, compactadas mecánicamente. El material se utiliza en el terraplén, generalmente con camiones o escrepas. Se extiende con motoconformadora y se humedece. b) Presas del tipo diafragma: Se construye un diafragma delgado de material impermeable para que constituya la barrera hidráulica. El diafragma puede ser de tierra, concreto de cemento Portland, de concreto bituminoso, de otro material. Si el núcleo es de tierra, se considera que es un "diafragma" si su espesor en el sentido horizontal a cualquier altura es menor de 3.0 m. o menor que la distancia a la corona de la presa en ese punto. La construcción de un diafragma interno de tierra, con los filtros necesarios, requiere un mayor grado de precisión y control más riguroso del que es posible obtener en las presas pequeñas. Las pantallas de tierra en el paramento de aguas arriba de una presa, que por otra parte sea permeable, no se recomiendan debido al gasto y a la
dificultad para construir filtros adecuados. Se recomienda para las presas pequeñas un diafragma de material manufacturado colocado en el paramento de aguas arriba, que de otra manera fuera permeable. c) Cortinas de material homogéneo : Están compuestas de un solo material. El material debe ser suficientemente impermeable para formar una barrera efectiva para el agua, y para estabilidad de los taludes deben de ser relativamente tendidos. Para evitar la licuación el talud de aguas arriba debe ser relativamente tendido, se prevén rápidos desembalses del vaso después de un largo almacenamiento. El talud de aguas abajo debe ser suficientemente estable para resistir la licuación cundo se sature el nivel elevado. En una sección completamente homogénea es inevitable que las filtraciones emerjan en el talud de aguas abajo, cualquiera que sea este y la impermeabilidad del suelo, si el nivel del vaso se mantiene elevado por un tiempo suficientemente largo, el talud de aguas abajo eventualmente lo afectarán las filtraciones a la altura aproximada de un tercio del vaso. d ) Cortinas de tierra de sección compuesta: El tipo más común consta de un núcleo central impermeable confinado por zonas de materiales considerablemente más permeables. Las zonas permeables confinan, soportan y protegen el núcleo impermeable; la zona permeable de aguas arriba proporciona estabilidad contra los rápidos desembalses, y la zona permeable aguas abajo actúa como dren para controlar el límite superior de filtración. Para controlar con mayor eficacia las filtraciones transversales y las producidas por los desembalses, la sección debe tener, en lo posible, una permeabilidad creciente del centro hacia los taludes. La zona permeable en general puede ser de arena, grava, cantos o roca. La anchura máxima de la zona impermeable se controlará con respecto a la estabilidad y a las filtraciones y también con respecto a los materiales disponibles. Una cortina de núcleo impermeable compuesta de material resistente y de faldones exteriores permeables, puede tener taludes exteriores relativamente inclinados, limitados solamente por la resistencia de la cimentación, la estabilidad del terraplén y las consideraciones sobre su conservación.
3.3 DATOS PARA EL PROYECTO: INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
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Los datos necesarios para una presa de tierra describen los estudios de las cimentaciones y las fuentes de materiales de construcción. El detalle necesario y la precisión de los datos estarán gobernados por la naturaleza del proyecto y su propósito inmediato. Estos estarán también relacionados con la complejidad de la situación. 3.4 BASES PARA EL PROYECTO: El principio básico es construir una estructura satisfactoria y funcional a bajo costo. Se debe dar una notable consideración para el mantenimiento, para que el costo inicial de construcción no resulte excesivo. Las presas de tierra deben de ser seguras y estables durante todas las fases de la construcción y de la operación del vaso. Para lograrlo se deben de cumplir los siguientes requisitos: 1 . - El terraplén debe estar asegurado contra el rebajamiento durante las avenidas de proyecto, disponiendo suficiente capacidad en el vertedor de demasías y en las obras de toma. 2 . - Los taludes de los terraplenes deben de ser estables durante su construcción y en todas las condiciones que se presenten durante la operación del vaso, incluyendo su rápido desembalse en caso de las presas de almacenamiento. 3 . - El terraplén deberá proyectarse de manera que no produzca esfuerzos excesivos en la cimentación. 4 . - Se deben controlar filtraciones a través del terraplén, de la cimentación y de los estribos, para que no se produzca la erosión interna y por lo mismo no haya derrumbes en el área donde las filtraciones emergen. 5 . - El terraplén debe estar diseñado el efecto de reembalsamiento por oleaje. 6 . - El talud de aguas arriba debe de estar protegido contra la erosión producida por el oleaje, y la corona y el talud aguas abajo debe de estar protegido por la erosión del viento y la lluvia. Las cortinas de tierra proyectadas para satisfacer las anteriores condiciones serán permanentemente seguras, siempre que se empleen los métodos de construcción y de control correctos. Estabilidad de Taludes 3.5 ESTABILIDAD DE TALUDES: Se han propuesto varios métodos para calcular la estabilidad de las presas de tierra. Estos métodos se basan en la resistencia de corte del
suelo y en algunas suposiciones con respecto al carácter de una falla del terraplén. El método sueco o del " circulo de deslizamiento ", el cual supone que la superficie de ruptura es cilíndrica, es un método relativamente sencillo de analizar la estabilidad de un terraplén. Aunque se han elaborado otras soluciones estrictamente matemáticas, el método de circulo de deslizamiento para analizar la estabilidad es el más aceptado. En este método, el factor de seguridad contra el deslizamiento se define como la relación del promedio de la resistencia al esfuerzo cortante, al promedio del esfuerzo cortante determinado por medio de la estática de una superficie potencial de deslizamiento. La fuerza ejercida por cualquier segmento dentro del circulo de deslizamiento es igual al peso del segmento y actúa verticalmente hacia abajo desde su centro de gravedad. Los componentes de este peso actúan en una porción del circulo y son, la fuerza normal del arco, determinada completando el triángulo de las fuerzas con líneas en las direcciones radiales y tangenciales. Las presiones intersticiales actuando sobre el arco dan por resultado una fuerza de subpresión que reduce la componente normal del peso del segmento. El factor de seguridad contra deslizamiento de un círculo supuesto se puede calcular con la ecuación: S = Resistencia al corte por unidad de área. U = Suma de fuerzas de subpresión de la presión intersticial del agua a lo largo del arco. f = Ángulo de fricción C = Según la humedad del suelo. Se usan varios centros de radio, repitiendo los cálculos hasta que se encuentra el arco que tenga un factor de seguridad mínimo. Para determinar el factor de seguridad es necesario determinar la cohesión y el ángulo de fricción interna del suelo, y la magnitud de las presiones intersticiales para la construcción en régimen estable, y las condiciones después del desembalse. Se debe de determinar las propiedades de resistencia de la cimentación donde el material que cubre la roca es limo o arcilla, por que la experiencia ha demostrado que el circulo crítico se prolongará dentro de la cimentación. Por lo tanto, es aparente que el método de análisis se adapta mejor al proyecto de estructuras mayores, en las que el costo de operación y de las pruebas de laboratorio de los materiales de la cimentación y del terraplén para determinar su resistencia media está justificado por las
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economías que se pueden obtener con el uso de taludes determinados con mayor precisión. Proyectos de Terraplen 3.6 PROYECTOS DE TERRAPLEN: a) Utilización de materiales de la excavación para las estructuras: En la discusión de los sistemas, se indica que para que el costo sea mínimo, la cortina debe de proyectarse para utilizar al máximo los materiales más económicos que se disponga, incluyendo el material que debe de excavarse para su cimentación y para las estructuras auxiliares. Cuando el volumen de estos conceptos constituye una porción apreciable del volumen total, puede influir considerablemente en el proyecto de la cortina. Al escoger la mejor opción se debe de considerar el conjunto de bancos y las excavaciones de las estructuras. La porción de la excavación para el dentellón que queda arriba del nivel freático puede producir cantidades limitadas de material para el núcleo impermeable de la cortina. La distribución de los materiales en la sección del terraplén debe de estar basada en el aprovechamiento más económico de los materiales que deban proyectarse. Una aplicación importante de los materiales obtenidos de las excavaciones de las estructuras en su utilización en proporción de terraplén donde la permeabilidad no tiene una importancia crítica y en donde, el peso y el volumen son los requisitos principales. Se puede utilizar las diferentes zonas de terraplén y la contracción y abundamiento que sufran los materiales. Se ha encontrado de útil el diagrama de distribución de los materiales. b ) Taludes de los terraplenes: Pueden variar mucho según el carácter de los materiales disponibles para su construcción, las condiciones de la cimentación y la altura de la estructura. Los taludes de los terraplenes son los necesarios para dar la estabilidad sobre una cimentación resistente a los esfuerzos que en ella actúan. Los taludes para las cortinas de tierra dependen del tipo de presa y la naturaleza de los materiales de construcción. De especial importancia es la naturaleza del suelo que se va a usar en la construcción de las presas homogéneas modificadas o en el núcleo de una presa de sección compuesta. En este caso, la relación del tamaño del núcleo al tamaño de la cubierta es también importante. Los taludes ordinarios de aguas abajo de las cortinas de tierra pequeñas son de 2:1 cuando la presa lleva una zona impermeable en este lado, y de 2 1/2:1 cuando el terraplén es impermeable. Estos taludes son estables para los productos son comúnmente usados, cuando se proyecta drenaje, de manera que el talud aguas abajo nunca se satura de las filtraciones.
c) Tipos de diafragma : Se recomienda para las pequeñas solamente cuando las existencias de suelos impermeables son tan limitadas que no se pueden construir del tipo de terraplén de sección compuesta. En este caso se recomienda que se coloque un diafragma en las presas de material fabricado en el paramento mojado de los terraplenes, que de otro modo serian permeables, en lugar del colchón de tierra. Si el material permeable es roca, la presa se clasifica como cortina de terraplén de roca. El material permeable para la construcción de una presa de tierra de diafragma debe ser tal que puedan compactarse para formar un terraplén estable que está sujeto a pequeños asentamientos. Después de construidos las arenas mal graduadas no se pueden compactar bien; las mezclas bien graduadas de arena y grava forman buenos terraplenes. d ) Terraplenes tipo homogéneo : Se recomienda sólo cuando los materiales de fácil drenaje hace que la construcción de una cortina de sección compuesta sea antieconómica, y con la salvedad de que para las presas homogéneas de almacenamiento debe de modificarse deben instalarse dispositivos para que drene interiormente. Para efectuar su función de abatir la línea freática de estabilizar la porción de aguas abajo de la presa, el filtro debe prolongarse desde el talud de aguas abajo de la presa hasta muy adentro del cuerpo del terraplén. Es conveniente que el filtro de drenaje tenga longitud mínima. Para las presas pequeñas se recomienda que el filtro de drenaje comience en el talón de aguas abajo del terraplén y se extienda aguas arriba hasta una distancia igual a la altura de la cortina más 1.5 m de la línea central de la presa. Con esto se tendrá un dren de extensión suficiente y que al mismo tiempo no reduzca la longitud de recorrido de las filtraciones más allá de los límites convenientes. e) Terraplenes de sección compuesta: Este tipo de cortina puede construirse siempre que se pueda conseguir los suelos de varias clases con facilidad, por que sus ventajas inherentes producirán economías en el costo de su construcción. Este tipo de proyecto es de construcción económica, por que permite el uso de taludes más inclinados con la consecuente reducción del volumen total del material de terraplén por que también permite el uso de una gran variedad de materiales. Los taludes que se requieren la estabilidad de un terraplén compuesto con función de los tamaños relativos del núcleo impermeable y de los faldones permeables. Los taludes que se requieren para la estabilidad de un terraplén compuesto son función de los tamaños relativos al núcleo
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impermeable. La fig. III.4 muestra los faldones permeables, el núcleo mínimo para una cortina construida sobre una cimentación impermeable, o sobre una cimentación permeable atravesada completamente por dentellón de tierra; el núcleo no está completamente atravesada por un dentellón de tierra y el tamaño " máximo " de núcleo para presas compuestas. El núcleo mínimo de una presa sobre cimentación permeable, como se muestra anteriormente, se basa en la consideración de las presiones de filtración en la cimentación. Las elevaciones, dimensiones y taludes se han expuesto con base a datos hidráulicos, topográficos y geológicos. Se efectuará el análisis de estabilidad, para encontrar los esfuerzos y condiciones a los que trabajará la cortina y de acuerdo a los resultados que se obtengan, para determinar si se acepta la sección.
3.7 CONSIDERACIONES GENERALES: a) Fuerzas que actúan sobre la cortina a.1) El peso propio de la cortina. a.2 ) La relación del terreno a.3 ) La posición del agua Interna ( subpresión ) Externa ( presión hidrostática ) a.4 ) Presión de azolves a.5 ) Presión del hielo a.6 ) Sismos En el agua En la estructura a ) Presión del viento
No todas las fuerzas intervienen en los cálculos, unas se desprecian por tener efecto mínimo y otras por que en nuestro medio no los hay, como la presión del hielo. 3.8 MÉTODO DE CÁLCULO: El problema consiste en ordenar los cálculos de tal manera que se puede seguir una secuencia lógica de los mismos, para poder analizar en cualquier plano horizontal y obtener los esfuerzos de los puntos en donde se considere necesario. Este problema se ha resuelto formando una tabla de cálculo que satisface los requisitos deseados. El método es el siguiente: a ) Elegir la sección por analizar.
b ) Determinar las condiciones del análisis . c ) Considerar las fuerzas que intervienen en el cálculo. d ) Determinar datos del proyecto, constantes e hipótesis e ) Efectuar los cálculos por medio de la tabla. 3.9 CONDICIONES GENERALES DEL DISEÑO: Para que el diseño de una cortina sea optimo en términos generales debe cumplir con las condiciones siguientes: 1 . - Que la obra sea funcional, económica y de poco mantenimiento. 2 . - Que tenga la seguridad requerida. Debido a la complejidad y al número de factores que intervienen en una cortina, se hace por etapas el proyecto para definir el proyecto de etapa por etapa, que son las siguientes. 1 . - Explotación de la cimentación y de los bancos de material. 2 . - Estudio de los factores del diseño. 3 . - Selección de las alternativas viables. 4 . - Análisis de seguridad de todas las alternativas 5 . - Selección de programas de construcción adecuados. 6 . - Preparación de costos de las alternativas. 7 . - Selección final del diseño.
3.11 CRITERIOS DE DISEÑO: Hay dos condiciones que debe de satisfacer un filtro, y son: a ) . - Debe ser de material mucho más permeable que el suelo por proteger. b ) . - Debe de ser suficientemente fino con el objeto de impedir el paso através de sus poros de las partículas del suelo protegido. Se han hecho pruebas con suelos de varios tipos protegidos por filtros de varias graduaciones sujetos a los diferentes gradientes hidráulicos que se encuentran en una presa. De estas pruebas se evaluarán y sacarán muestras cuantitativas para el diseño de filtros, de las cuales las más importantes son las siguientes: 1 . - El D15 del filtro ( siendo D15 : tamaño tal , que el 15% en peso igual o menor ) debe de ser mayor de 5 veces el D15 del suelo protegido. En otras palabras : D15 ( filtro ) >> 5D15 ( suelo protegido ). 2 . - El D15 del filtro debe de ser menor que 5 veces el D85 del suelo protegido, o sea:
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D15 (filtro) << 5 D85 ( suelo protegido ). 3 . - Cuando el suelo protegido contiene un gran porcentaje de grava, el filtro debe de ser diseñado con base a la curva granulométrica de la porción del material que pasa la malla de una pulgada. 4 . - Los filtros no deben de tener más del 5 % de finos que pasan por la malla No. 200 y los finos que deben ser poco cohesivos. De las normas anteriores se puede decir que las dos condiciones deben de cumplir un filtro atendiendo sus relaciones granulométricas con las del suelo por proteger se reducen a: D15 (filtro)/ D85 (suelo) < 5 < D15 (filtro) / D15 (suelo) Estas normas son conservadoras y adecuadas para cualquier tipo de suelo. En las reglas anteriores D15 es el tamaño a partir del cual el 15% del total de las partículas de suelo son menores; el porcentaje es por el peso y se determina por medio de un análisis mecánico. El tamaño D85 es aquel que el 85% de las partículas que son menores. Si para el filtro se requiere más de una capa, se sigue el mismo criterio; el filtro más fino se considera como material de base para la selección de granulometría del material más grueso.
CAPITULO IV TIPOS DE PRESAS 4.1 PRESAS SOBRE CIMENTACIÓN DE ROCA: La intensidad de la subpresión debajo de una presa de concreto sobre una cimentación de roca es difícil de determinar. Generalmente , se supone que las presiones intersticiales en la roca o en el concreto son efectivas sobre toda la base de la sección. Es evidente que bajo el efecto de una carga sostenida, la intensidad en la subpresión en el paramento de aguas arriba es igual a la presión total del vaso y varia en forma aproximada a la línea recta desde este punto a la presión del agua de descarga, o cero, en el paramento de aguas abajo, si no hay agua de descarga. Las subpresiones pueden reducir construyendo drenes a través del concreto de la presa y perforando agujeros de drenaje en la roca de la cimentación. Estos drenes se colocan generalmente en el paramento de aguas arriba de la cortina , aunque debe de asegurarse que no se producirán tubificaciones directas del vaso. En todas las presas se construyen drenes de este tipo cuando son de altura considerable , y medidas reales de la subpresión tomada debajo de la presa. Si la roca fuera absolutamente homogénea se podría ver la eficacia de los drenes.
Sin embargo , por la presencia de hendiduras y fisuras y la incertidumbre de interceptarlas con los drenes , el procedimiento más seguro es suponer que la carga varia en línea recta hasta las presiones del agua de descarga como una medida de la subpresión. Otros métodos que se usan para reducir la subpresión en el contacto de la presa con la cimentación incluyen la construcción de dentellones debajo del paramento aguas arriba , la construcción de canales de drenaje entre la presa y la cimentación y la inyección a presión de la cimentación. 4.2 PRESAS SOBRE CIMENTACIONES PERMEABLES : Cuando en una corriente lleva limos y se construye una presa de concreto sobre la cimentación permeable están relacionadas a las filtraciones por material permeable. El agua al filtrarse por los materiales la retardan las resistencias debidas a los razonamientos , como le sucede a la misma agua cuando pasa por un tubo. La intensidad de la subpresión se puede controlar con zampeados debidamente colocados , dentellones y otros dispositivos. 4.3 PRESIÓN DEL AZOLVE : Cuando en una corriente que lleva limos se construye una presa , eventualmente entrará el vaso y se depositarán en el agua tranquila , aguas arriba de la presa. En algunas veces se construyen en la presa canales de descarga para evitar que se acumule limo en el vaso. Se deberá de dar mayor importancia a los azolves cuando el objeto principal es la detención del limo. En este caso no se considerara una cantidad arbitraria. Se pueden hacer cálculos más precisos sobre la carga del limo combinando la presión hidrostática con la componente horizontal del limo , que esta determinada por la fórmula de Rankine. 4.4 REQUISITOS DE ESTABILIDAD Las presas de concreto de gravedad deben de proyectarse para que resistan un amplio factor de seguridad, estas tres causas de destrucción : El volteo , el deslizamiento y esfuerzos excesivos. 4.4.1 EL VOLTEO : Existe una tendencia de las presas de gravedad al volcarse girando alrededor del talón de aguas abajo en la cimentación o alrededor de la arista de aguas abajo de cada sección horizontal. Si el esfuerzo vertical en la arista de aguas abajo que se calcule en cualquier sección
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horizontal, sin la subpresión , excede a la subpresión en ese punto , se considera la presa es segura contra el vuelco con un amplio factor de seguridad. Si la subpresión en el paramento de aguas arriba excede al esfuerzo vertical en cualquier sección horizontal, calculando sin subpresión , las fuerzas de subpresión a lo largo de la grieta horizontal supuesta aumenta mucho la tendencia a la presa a volcarse con relación al paramento de aguas abajo , si la reacción es menor que el esfuerzo tolerado de la cimentación, se considera presa segura contra el vuelco. 4.4.2 DESLIZAMIENTO : La fuerza horizontal tiende a desalojar la presa en una dirección horizontal. Esta tendencia contrarrestan las resistencias producidas por la fricción y por la resistencia al corte del concreto o de la cimentación. El factor de fricción del corte de un sistema que normalmente se emplea en las presas altas, que no se recomienda usarse en el proyecto de las presas que quedan dentro del campo de esta tesis, aunque se recomienda en el proceso económico de las rocas de concreto sobre una buena roca sufrirá con esto. Las características cohesivas del concreto o de la roca que afectan mucho al factor de fricción de corte, deben de determinarse por medio de pruebas especiales de laboratorio o estimarse por algún ingeniero especialista que haya tenido casos semejantes. El factor de deslizamiento permisible es el coeficiente de fricción estática entre dos superficies de deslizamiento, reducido por un factor de seguridad conveniente. Una presa se considera segura cuando el deslizamiento : es igual o menor que f f = coeficiente de deslizamiento Los valores de exactos del coeficiente de fricción estática no se puedan determinar sin auxilio de las pruebas de laboratorio, pero los valores de los factores de deslizamiento que se dan enseguida, que tienen amplios factores de seguridad para el concreto para el deslizamiento sobre varios materiales de cimentación pueden usarse con guía general. MATERIAL f Roca sana con superficie limpia y regular 0.8 Roca con algunas fisuras y laminaciones 0.7 Grava y arena gruesa 0.4 Arena 0.3 Arcilla laminar 0.3
Con frecuencia se construyen dentellones en estructuras construidas en cimentaciones que no son de rocas. El dentellón si se le da dimensiones adecuadas y si lleva el esfuerzo conveniente, evita el desalojamiento de la estructura por su resistencia interna al esfuerzo cortante del mismo dentellón y del volumen adicional de suelo que debe moverse antes de que la estructura se pueda deslizar, para alcanzar este objetivo se puede proyectar como viga volada cargada con una fuerza horizontal igual a la diferencia en exceso de la resistencia del deslizamiento. 4.4.3 ESFUERZOS EXCESIVOS: Normalmente , el esfuerzo en el concreto de las presas de gravedad , será tan pequeño , que las mezclas de concreto proyectada para satisfacer requisitos como durabilidad y la manejabilidad , alcanzará suficiente resistencia para asegurar un coeficiente de seguridad de cuando menos 4 contra el exceso de trabajo de los materiales. Las presas de gravedad para almacenamiento de más de 18 m de altura sobre cementaciones permeables generalmente requieren extensas investigaciones de campo y de laboratorio. El control de la erosión producida por las filtraciones, y subpresión debajo de las presas construidas sobre cimentaciones permeables requieren el uso de algunas de varias combinaciones de las siguientes construcciones: 1 . - Zampeado del lado de aguas arriba con o sin dentellones y el extremo de aguas arriba. 2 . - Zampeado del lado de aguas abajo con o sin dentellones en el extremo de aguas abajo, y con o sin filtros y drenes de bajo del zampeado. 3 . - Dentellones en el lado de aguas arriba, o en el de aguas abajo, o en ambos extremos del vertedor , con o sin filtros o drenes debajo de la sección. La función del zampeado es aumentar la longitud de recorrido de las filtraciones con objeto de reducir la subpresión debajo de porción principal de la cortina. Generalmente el zampeado se une a la presa y a un cabezal de concreto sobre la ataguía con cierres flexibles que permiten movimientos diferenciales sin producir un agrietamiento perjudicial. Los zampedos de concreto de aguas abajo tienen dos funciones. Alargan la trayectoria de filtración en las cimentaciones y al mismo tiempo forman un estanque en el que se puede disipar con seguridad la energía vertida. La disipación de la energía en el concreto ayuda a evitar erosiones peligrosas en el talón de la cortina.
CAPITULO V CORTINAS DE ENROCAMIENTO INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
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5.1 INTRODUCCIÓN: Generalmente se acepta que las cortinas de enrocamiento tuvieron su origen hace aproximadamente 200 años . El periodo más activo de las presas de enrocamiento fue a fines de 1800. 5.2 DEFINICIÓN: Las presas de enrocamiento son terraplenes formados por fragmentos de roca de varios tamaños cuya función de estabilidad y por una membrana que es la que proporciona impermeabilidad. Aunque se han construido presas que han tenido éxito con diafragmas interiores, no se recomiendan este tipo de construcción para las estructuras dentro del campo. La construcción de diafragmas internos de tierra con los filtros necesarios requiere un elevado grado de precisión y control más riguroso y el que es posible obtener para presas pequeñas. Los diafragmas interiores de material rígido como el concreto tienen la desventaja de que no se pueden inspeccionar fácilmente ni hacer reparaciones de emergencia si se rompen por el asentamiento de la presa o sus cimientos. No se recomienda un colchón de tierra en el talud de aguas arriba de una presa que de otra manera seria permeable, debido al costo y a la dificultad de construir los filtros adecuados. Además, el colchón de tierra debe protegerse de la erosión por el oleaje, por lo tanto, queda enterrado en donde no es fácil su inspección ni su reparación. La membrana impermeable de una presa de enrocamiento debe de construirse en el talud de aguas arriba donde se puede observar su condición cuando se vacía, y cuando es necesaria hacer reparaciones. Generalmente la membrana consistirá de concreto de cemento Portland, aunque se han usado con éxito placas de acero o tablones, de acuerdo a la vida limitada de esos materiales. Recientemente se han usado revestimientos de concreto asfáltico, pero no existen registros sobre el funcionamiento de este tipo de construcción de presas de enrocamiento. Cualquiera que sea el tipo de membrana usada, no se recomienda las presas de enrocamiento cuando la operación normal del vaso no permita la inspección periódica de la membrana y su reparación si es necesario. 5.3 CIMENTACIÓN: Los requisitos son menos exigentes que los necesarios para las presas de gravedad de concreto, pero más que los necesarios para las presas de tierra. Las presas de enrocamiento requieren cimentaciones en las que se produzcan los asentamientos mínimos. En las cimentaciones que no sean de roca, se deberá consultar un especialista respecto a su bondad. Las cimentaciones de roca deben consistir en roca resistente y durable
que no se pueda ablandar especialmente con el agua que se filtre del vaso. 5.4 PROYECCIÓN DE LA CIMENTACIÓN : Deberá estar libre de fallas, zonas de corte y de otras zonas de debilidad estructural. El limo, la arcilla, la arena y materia orgánica deben quitarse del área de cimentación antes de la construcción del terraplén. DENTELLÓN : Se debe de construir un cierre hermético a lo largo del contacto de la membrana impermeable de la cimentación y los estribos, en el talón de aguas arriba de la presa, para evitar las filtraciones por debajo de la presa. En las presas, este cierre tiene la forma de un dentellón de concreto que se extiende del talón de aguas arriba de la presa hasta la roca fija. La anchura del dentellón esta generalmente gobernada por condiciones impuestas por la construcción. La profundidad de penetración del dentellón en la roca fija, depende del carácter de la roca de cimentación. Si la roca es sana el dentellón debe de prolongarse dentro de la roca de la cimentación no menos de 1 m. Si la roca no está sana, se puede ser necesario un dentellón más profundo o un tratamiento especial, como inyecciones, o si existen fisuras abiertas o si la roca está fracturada. Las inyecciones deben de incluirse en el proyecto, sin tomar en cuenta la aparente buena calidad de la roca, hasta que se hayan hecho suficientes sondeos con las que se demuestra que no existen hendiduras, juntas, fallas o fisuras en la roca fija para las que se puedan producir escapes por debajo del dentellón.
5.5 PROYECCIÓN DE UN TERRAPLÉN:
De principal importancia para el éxito de una presa de enrocamiento es del tipo de roca que se use en la zona de enrocamiento. Por economía, la roca debe de estar situada cerca del emplazamiento de la presa; se puede tener mediante explotación de canteras o de los depósitos formados por los taludes geológicos. La roca debe de ser maciza, durable que resiste la ruptura durante el acarreo durante las operaciones de su colocación. La roca debe de soportar la desintegración por el efecto de la congelación y fusión. Sobre todo no debe de contener materiales inestables que se interpericen mecánica o químicamente, que desintegren la roca. Las rocas que formen lajas no se deben de usar por que tienden a formar grandes huecos. Al aumentar carga por la construcción de la presa, las rocas que quedan salvando claros pueden romperse, produciéndose un asentamiento excesivo.
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5.6 SECCIÓN DE LA CORTINA : Las primeras presas se construyeron con taludes empinados aguas arriba y aguas abajo para disminuir los volúmenes de enrocamiento. En proyectos posteriores se eliminó la mampostería del talud aguas arriba , teniendo al talud al ángulo de reposo de la roca , pero se conservo el talud muy inclinado del lado de aguas arriba. En las presas pequeñas de enrocamiento, el talud aguas abajo debe de ser igual al ángulo de reposo de la roca colocada al volteo y el talud aguas arriba debe de ser 2:1 para facilitar la construcción del paramento impermeable de aguas arriba.
5.7 ZONA DE ENROCAMIENTO:
La construcción del enrocamiento es de una de las operaciones más importantes en la construcción de una presa de este tipo , por que es indispensable disminuir el asentamiento total y la posibilidad de perjudicar la membrana impermeable. El asentamiento de los terraplenes de rocas se produce en dos etapas. El asentamiento principal se produce durante la construcción del enrocamiento. Esta etapa tiene poca influencia en la seguridad de la membrana impermeable, con tal que la membrana no se coloque al mismo tiempo que se construye el enrocamiento, en las presas pequeñas las membranas deben de colocarse después de completar la zona de enrocamiento , cuando se produce el asentamiento principal debido al peso del enrocamiento. La segunda etapa importante del asentamiento se produce al llenarse el vaso y se transmite al enrocamiento el esfuerzo producido por la carga del agua. El enrocamiento en muchas presas que existen se colocó a volteo en fajas que variaron de 22 a 45 m de altura. Sin embargo en las presas de enrocamiento pequeñas, se considera un método preferible de colocar la roca en capas delgadas. La roca debe de vaciarse sobre el terraplén y extenderse en capas con un espesor mínimo de 1 m. En las operaciones efectuadas para extenderlas se disminuye el número de grandes huecos obteniéndose un enrocamiento compacto. Con frecuencia es conveniente bañar cada capa durante su colocación con chorros de agua de alta velocidad, usando un volumen de agua igual a dos o tres veces el volumen de la roca. Acomodados con chorros de agua se obtienen puntos de apoyo entre las piedras grandes, por que de tamaño pequeño son arrastradas dentro de los huecos. De esta forma se obtiene un enrocamiento más denso y disminuyen los futuros asentamiento. Algunas veces se introduce grava entre el enrocamiento con chorro de agua. La mampostería se ha usado como
recubrimiento del talud aguas arriba debajo de la membrana impermeable en muchas de las presas de enrocamiento construidas, cuando se construye con cuidado y se llenan los huecos con rayuelas, la mampostería constituye una cama compacta y pareja para cualquier tipo de membrana impermeable. Sin embargo , en las presas bajas en las que solamente se producen esfuerzos de bajos a moderados este tipo de revestimiento se considera innecesario y antieconómico. En estas estructuras se puede constituir una zona de arena y grava graduadas , o de finos de cantera por la mampostería. Esta zona debe de tener una anchura horizontal de 4.30 m para facilitar la compactación.
5.8 PARAMENTO AGUAS ARRIBA
DE CONCRETO REFORZADO : El tipo más común de membrana impermeable que se usa como paramento de las presas de enrocamiento. Para las presas bajas, una losa de concreto reforzado con un espesor mínimo de 20 cm es suficiente. Debido a la poca carga del vaso y lo pequeño del asentamiento que se espera , no son necesarias juntas de dilatación horizontal ni vertical normalmente en los paramentos de las presas bajas. Sin embargo se pueden hacer necesarias las juntas verticales para compensar la dilatación horizontal de las presas bajas de longitud considerable. Estas juntas pueden ser convenientes también para fines de construcción. Las membranas deberán llevar refuerzo, se consideran buenas normas usar áreas de acero de 0.5% y 0.7% del área del concreto, vertical y horizontalmente en forma respectiva. Es necesario que el concreto sea denso y durable para evitar las filtraciones y los daños al concreto debidos al efecto del oleaje y del interperismo. CONCRETO ASFÁLTICO : Estos se usaron en 1957 en una presa de enrocamiento. En esta presa se dio un riego de penetración de asfalto que sirviera de base para la mezcla en caliente. Luego colocaron en la superficie tres capas de mezcla caliente de concreto asfáltico cada una con 10 cm de espesor. La mezcla caliente tenia el 8% de asfalto con referencia al peso del agregado seco, y la granulometría de los agregados para la mezcla variaban en un 11 % que pasaba por la malla Nº 200 y un tamaño máximo de 1 1/2". DE ACERO Las placas de acero 1/4" a 3/8" de espesor y tamaños que se pudieran manejar con equipo disponible , se atornillaron o se soldaron en el lugar. La placa de acero se incrustó en un dentellón de concreto en la cimentación para obtener un contacto hermético y reducir las INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
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posibilidades de fugas. En las presas grandes se usan juntas de contracción aproximadamente a cada 7.60 m, construidas de canales en forma de V, para compensar la dilatación horizontal. 5.9 DATOS PARA EL PROYECTO ESTRUCTURAL Estos se presentan datos para el proyecto de las estructuras hidráulicas para proyectos de obras auxiliares de concreto de las presas pequeñas. Empujes en los rellenos de tierra en los muros sostenidos : se presenta un método para obtener las cargas activas de la tierra sobre los muros de sostenimiento cuando se conocen las propiedades del material del relleno que va a quedar detrás del muro. Las curvas se basan en la teoría de Coulomb sobre la presión activa contra los muros de sostenimiento. Al aplicar la teoría de Coulomb, se supone que es igual a cero en el ángulo de rozamiento entre la tierra y el paramento interior del muro. Resistencias permitidas, bajo las zapatas de las estructuras: En la tabla 1 se sugieren valores admisibles de los suelos en que se apoyan las zapatas de las estructuras auxiliares de las presas. Estos valores se basan en un estudio de datos obtenidos en relación con los problemas inherentes a las estructuras hidráulicas. Los valores de las resistencias permitidas en las cimentaciones sobre suelos son menores que los que generalmente se dan en los códigos de construcción y con excepción, de las gravas que varían de acuerdo con la densidad relativa y la consistencia relativa de los suelos sin cohesión y los cohesivos respectivamente en vez de variar con el grupo de su clasificación.
CAPITULO VI ANALISIS DE CORTINAS Y ESTABILIDAD
6.1 INTRODUCCIÓN La sección típica de las cortinas rígidas es la forma trapecial con cimacio en la corona como lo indica esquemáticamente la fig. VI.1. La geometría del cimacio se aproxima a la forma parabolica de un chorro de agua con caída libre. El objeto de diseñar así, a las estructuras en generales no proporcionar presiones bajas entre la lámina vertiente y el paramento de aguas abajo, con el cual se evitan fenómenos de cavitación y corrosión y además cierto tipo de esfuerzos de la cortina. Los taludes de aguas abajo y aguas arriba y la cortina se fijan al verificar la estabilidad de la misma. Fuerzas que Actuan
6.2 FUERZAS QUE ACTUAN: 1 . - Peso propio. 2 . - Presión hidrostática. 3 . - Subpresión. 4 . - Empuje de sedimentos o azolves. 5 . - Fuerzas sísmicas. 6 . - Peso del agua sobre el paramento de aguas arriba. 7 . - Presión negativa entre el manto de agua y el paramento de aguas abajo. 8 . - Rozamiento del agua con el paramento de descarga. 9 . - Choque de olas y cuerpos flotantes. 10 . - Presión del hielo 11 . - Relación del terreno 1 . - PESO PROPIO: Se calculará de acuerdo con el material del banco empleado, pero para fines de anteproyectos, se consideran los siguientes valores, que suelen ser conservadores.
2 . - PRESION HIDROSTATICA ( Ea ). Se considera la presión del agua que actúa sobre el paramento de aguas arriba de la cortina. Cuando el paramento de arriba no sea vertical el empuje del agua que obra normal a ese paramento se descompone para efectos de cálculo de un empuje horizontal y una componente vertical que viene siendo el peso de la cuña de agua. Es claro que el peso del agua se elimina cuando se tiene un talud vertical. Si la condición de estabilidad de la cortina es derramado con el gasto máximo de diseño, el diagrama de presiones deberá ser el 1 - 2 - 3 - 4 cuyo valor de empuje es: Ea = p1 + p2 /2 ( H T - H ) P1 = WH ; P2 = W HT Donde: P1 = Presión paramento aguas arriba. P2 = Presión paramento aguas abajo. Ea = Presión hidrostática. Ht = espesor de tierra o sedimentos. H = Altura del N.A.M.E. W = Peso específico del agua El punto de aplicación de este empuje se localiza en el centroide del diagrama trapecial, es decir: X = h/3 (( 2P1 + P2 ) / P1 + P2 )
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Cuando el nivel de agua se considera hasta la cresta vertedora, el diagrama que debe de tomarse será, a b c a, cuyo valor de empuje es: Ea = Wh2/2 El peso del agua sobre el paramento aguas arriba, cuando este es inclinado favorece a la estabilidad de la cortina y su valor será el área 0-2-4 multiplicada por el peso específico del agua y aplicada a su resultante en el centro de gravedad. 3 . - SUBPRESIÓN Es una presión debida al agua de filtración que actúa en la cimentación de la cortina con sentido de abajo hacia arriba, y por lo tanto, es desfavorable a la estabilidad de la cortina. Para determinar su valor en la cimentación de las presas, se debe de estudiar primeramente lo que se llama " longitud de paso de filtración ". También se indicaran las medidas tendientes a disminuir el valor de la subpresión. 4 . - EMPUJES DE TIERRAS, SEDIMENTOS O AZOLVES ( Et ): Debido a los azolves y acarreos en general, que deposita la corriente de aguas arriba de la cortina, se tendrá una presión sobre el paramento correspondiente que deberá tomarse en cuenta. Aún cuando existe el canal desarenador, no es posible evitar la mayoría de los casos el depósito de esos materiales, sobre todo el terreno del cauce y también en el margen que no tenga desarenador. El empuje de estos materiales se valúa en forma aproximada empleando la fórmula de Rankine: ET = 0.5 g ht2 tan2 ( 45 - f /2 ) donde : Et = Empuje activo de tierras o sedimentos en Kg. ht = Espesor de tierra o sedimentos, en m. f = Angulo formado por la horizontal y el talud natural de los acarreos. Para la grava f = 34º aproximadamente. g = Peso del material sumergido en el agua. Este peso g se calcula con la siguiente expresión : g = g ´ - w ( 1-K ) . donde : g ´ = Peso del material fuera del agua o seco en Kg/cm3 w = Peso específico del agua 1,000 Kg/cm3 K = Porcentaje de vacíos del material ( K = 0.30 ) Ahora bien, el depósito de acarreos sobre el paramento de aguas arriba de la cortina, puede formarse en una sola temporada de lluvias, o bien
por las características del río, dicho depósito, tarda en algún tiempo en formarse. Por otra parte los azolves acumulados llegan a tener cierto grado de impermeabilidad, lo cual permite que el recorrido de infiltración, después de formarse el depósito, aumente, comparado con el recorrido inicial que se calculo considerando el terreno natural. Al aumentarse el recorrido de infiltración, disminuye en cierto grado el valor de la subpresión, de acuerdo a la teoría de Blake, y esto es favorable a la estabilidad de la cortina. Por otra parte, también se tendrá un empuje horizontal que va en contra de la estabilidad de la cortina. Por lo anterior al analizar o verificar la estabilidad de la cortina, se debe de considerar : a ) Subpresión , según paso de filtración, con el punto inicial de recorrido, en el nivel superior de azolves. b ) Subpresión, según el paso de filtración, con el punto inicial de recorrido, en el nivel superior de azolves y empuje de sedimentos. 5 . - FUERZAS SÍSMICAS Como en la mayoría de los proyectos las cortinas suelen ser de poca altura y relativamente de poco peso la fuerza debida de los temblores es despreciable. Cuando las cortinas llegan a tener altura considerable, el efecto de los temblores deberá tratarse como las cortinas altas para presas de almacenamiento. 6 . - RELACIÓN DEL TERRENO Para que exista la estabilidad de la cortina, bajo cualquier condición de fuerzas horizontales y verticales, que actúan en ella se deberá oponer otra producida por la relación del terreno, que deberá ser igual y contraria a la resultante de la combinación de todas las demás cargas que actúen sobre la cortina. El terreno deberá tener capacidad de carga mayor a la solicitada. Recorrido de Filtracion
6.3 RECORRIDO DE FILTRACIÓN
La mayoría de las cortinas tanto rígidas como flexibles, corresponden a cortinas sobre cimentación permeable, esto es debido a que se desplantan a poca profundidad del cauce y por lo general en el lecho de los ríos se encuentran materiales como; grava, boleos y cantos rodados que son bastante permeables. Como las cortinas de poca altura, sus esfuerzos en la cimentación son también relativamente pequeños y pueden ser absorbidos por los estratos superficiales del cauce, por lo que no siempre hay necesidad de INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
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prolongar la cortina hacia abajo hasta encontrar un estrato rocoso y casi impermeable y de resistencia muy alta. Al tener en la cimentación de las cortinas materiales permeables, el agua filtrada produce una presión hacia arriba o subpresión que obra en contra de la estabilidad de la cortina. La subpresión y el peso propio de las cortinas se combinan dando lugar a un efecto de flotación y por esto a este tipo de cortinas, suelen llamarse flotantes. Las filtraciones de una cortina dependen fundamentalmente de la carga hidráulica que las origina y de las características físicas de los materiales, por donde el agua efectúa su recorrido de filtración. Cuando la velocidad del agua filtrada llega a ser suficiente para lavar o arrastrar los materiales de cimentación se origina el fenómeno de tubificación el cual produce asentamientos, disloques, etc. , en general afecta seriamente la estabilidad de la estructura. Por lo anterior las cortinas sobre la cimentación permeable deberán diseñarse con recorrido de filtración suficientes a fin de que el agua bajo la estructura tenga siempre velocidades bajas para evitar cualquier posibilidad de tubificación. Aunque se acepten filtraciones en presas, no es por demás recordar que su magnitud en algunos proyectos, pueden ser incrementada notablemente, una vez que se haya construido la cortina, puesto que la carga hidráulica aumente al represarse el agua y por ello en algunas ocasiones, será necesario verificar que el gasto de filtración no afecte al que se pretende derivar. Esto será más importante a medida que la diferencia entre el gasto de derivación y el gasto de la corriente, sea menor. El volumen de filtración se calcula empleando la fórmula que expresa la Ley de Darcy : Q=KiA donde : Q = Gasto de filtración en m3 /seg. K = Coeficiente de permeabilidad i = Pendiente hidráulica H / L Carga hidrostática / Long. Rec. de filt. A = Area bruta de la cimentación a través de la cual se produce la filtración sen cm2 Para un problema dado, el coeficiente de permeabilidad deberá determinarse de acuerdo a los métodos establecidos por la mecánica de suelos. La figura anterior muestra los rangos del valor de este coeficiente para varios tipos de suelos y se incluye con el fin de dar una idea aproximada del valor de este concepto. Como se puede observar la permeabilidad varia incluso para el mismo tipo de material.
Para aumentar la longitud de filtración en las cortinas se emplean dentellones, ya sea de concreto o de arcilla, delantales o tapetes de arcilla compactada o mampostería. Con un sistema de lloraderos se consigue teóricamente cortar el recorrido de filtración hasta el término de la longitud, calculada como necesaria según el criterio empleado, lográndose con ello abatir el diagrama de subpresión. La magnitud de la fuerza de subpresión que origina las filtraciones en una cortina, se pueden calcular mediante las redes de flujo que se establece en mecánica de suelos; sin embargo, en la mayoría de los casos no se disponen de datos relativos al coeficiente de permeabilidad de los materiales de cimentación y por otra parte un estudio riguroso de las características de estos materiales no es justificable, desde el punto de vista económico para estos proyectos. Por lo anterior, para el análisis del paso de filtración y subpresiones en las presas, se ha adoptado dos procedimientos empíricos que llevan el nombre de sus autores y son: el método de E. W. Lane, y el de Blight. Estos dos procedimientos han sido empleados en varios proyectos y los resultados han sido satisfactorios. Las conclusiones más importantes que estableció Lane para el recorrido de la filtración son las siguientes: I . - La longitud de filtración compensada de la sección transversal de una cortina es igual, a la suma de las longitudes verticales de filtración (Lv) más un tercio de la suma de las longitudes de filtración horizontales ( 1/3 Lh ). L = 1/3 Lh + Lv = longitud de filtración compensada. Se consideran como distancias verticales y horizontales las que tienen una inclinación mayor de 45º y menor de 45º respectivamente. II . - La relación de carga compensada ( C ) es igual a la longitud total de filtración compensada ( L ) dividida entre la carga hidráulica efectiva ( H ) o sea : C = L / H Por lo tanto C = 1/3 Lh + Lv / H III . - Cuando se emplean drenes con filtros invertidos, aliviaderos, o tubos de drenaje como medios para contrarrestar las filtraciones subterráneas los valores que se recomiendan para la relación de carga de filtración ( C ) pueden reducirse hasta un 10%. IV . - Deberá tenerse cuidado durante la construcción de la cortina para que los dentellones, se unan directamente con sus extremos a fin de que el agua no pueda flanquearlos.
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V . - El valor de la subpresión que se debe emplear en un proyecto, puede estimarse considerando que la caída de presión del agua del vaso a la descarga, a lo largo de la línea de contacto entre la cortina y la cimentación, es proporcional a la longitud total de filtración compensada. Sx = (( Hx - ( Lx / L ) H ) Wa Donde : Sx = Subpresión a una distancia " x " . Hx = Carga hidráulica , en el punto " x " = H + H´. Lx = Longitud compensada hasta un punto " x " . L = Longitud compensada total del paso de filtración. H = Carga efectiva que produce la filtración, igual a la diferencial del nivel hidrostático entre aguas arriba y aguas abajo de la cortina. H´ = Desnivel entre el agua abajo de la cortina y el punto en estudio. Wa = Peso volumétrico del agua. Tabla de carga de filtración "C"
6.4 ESPESOR DE UN DELANTAL RÍGIDO Para asegurar la seguridad de los delantales y sampeados, el espesor de los mismos se calcula verificando que su peso, en cualquier punto sea por lo menos igual al valor de la subpresión en dicho punto. Es decir que si Wm es el punto volumétrico del material del que está hecho el delantal, ( e ) el espesor de la sección en ese punto y SX y la subpresión considerada en un ancho unitario; la igualdad de equilibrio será: e = Wm = SX ; Teóricamente. Por lo tanto el valor del espesor, para fines prácticos será: e = 4/3 SX / Wm En el caso de considerar el caso de tener un tirante de agua, sobre la sección que se está analizando fig VI.4. el espesor valdrá: e = 4/3 (SX - H2 Wa ) / Wm donde : H2 = Tirante de agua en la sección considerada. Wa = Peso volumétrico del agua. Criterio de Bligth
6.5 CRITERIO DE BLIGTH Bligth le da la misma efectividad a los recorridos horizontales que a los recorridos verticales y recomienda para C, ( C = L / H ) que es la relación entre la longitud del paso de filtración y la carga.
Condiciones de estabilidad: El análisis de estabilidad de una cortina rígida, de poca altura, se concreta al cálculo de un muro de retención considerando las fuerzas que se han descrito anteriormente y verificando que se cumplan los tres requisitos fundamentales de estabilidad.
I . - Volteamiento
Teóricamente se evita, pasando la resultante dentro de la base; sin embargo se aconseja que caiga dentro del tercio medio de esta o bien que el cociente de dividir la suma de los momentos de las fuerzas verticales (S MFV ) entre la suma de los momentos de las fuerzas horizontales ( S MFH ) sea igual o mayor que el coeficiente de seguridad que se adopte. S MFV / S MFH > 1.5
2 . - Deslizamiento
Se evitara esta falla cuando el coeficiente de fricción de los materiales en contacto, o sea mayor que el cociente de dividir las fuerza horizontales entre las verticales que actúan en la estructura, y despreciando la resistencia al esfuerzo cortante de los materiales en el plano de deslizamiento, es decir : S FH / S FH > m siendo m el coeficiente de fricción. Si se considera la resistencia al esfuerzo cortante, la condición que se deberá cumplir para evitar esta falla; es dada por la siguiente expresión. ( S Fv m + r s A ) / S FH > K donde : m = Coeficiente de fricción. r = Relación del esfuerzo cortante medio al máximo en el plano de deslizamiento. s = Resistencia unitaria al esfuerzo cortante del material A = Area de la sección que se está analizando. K = Factor de seguridad cuyo valor se recomienda que esta comprendido entre 4 y 5. En la práctica se acostumbra que: S Fv / S FH> 2 ó 2.5 siendo 2 ó 2.5, el coeficiente de seguridad de deslizamiento. 3 . - Esfuerzo de los materiales. Se puede presentar una falla de los materiales cuando los esfuerzos a que se estén trabajando, sean mayores que los especificados como admisibles para ellos. Por lo tanto, esta falla se evitará verificando en cualquier sección de la estructura, se tengan esfuerzos menores que los permisibles. INGENIERO PEDRO PABLO PERALTA
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Parti Particu cular larme mente nte,, en el plano plano que se despl desplan ante te de la estruc estructu tura, ra, se deberán tener esfuerzos de compresión solamente, ya que el terreno no admite tensiones. Este se consigue haciendo que la resultante de las cargas pase por el tercio medio de la base de sustentación. Hay que recordar que, para un muro cualquiera, el esfuerzo, debido a un siste sistema ma de carga cargass horizo horizonta ntale less y verti vertica cales les están están dado dado por la siguiente expresión: f= Y que, el valor de los esfuerzos máximos, se obtiene para cuando: Sustituyendo estos valores en la expresión general del esfuerzo, se tiene : fmax = ( S Fv / bh ) + ( S Fv e (h/2))/ bh3 / 12 fmax =( S Fv / bh ) + 6S Fv e / bh2 Por lo tanto : fmax = S Fv / S bh ( 1 + 6e / h ) fmin = S Fv / S bh ( 1 + 6e / h ) donde : f = Esfuerzo del material en la base de la cortina kg/cm2 A = Area de la sección considerada de ancho unitario, cm2 x = Distancia del eje neutro a la fibra considerada, en cm. IX = Momento de inercia de sección , en cm4 e = Excentricidad de la resultante, en cm. b = Ancho unitarios de la sección en ( 1 metro ) h = Longitud de la sección analizada en cm. Observando los diagramas de esfuerzos, que se pueden presentar Fig. VI.5 VI.5 se ve que que el diag diagra rama ma (a) (a) indi indica ca únic únicam amen ente te esfu esfuer erzo zoss de compresión, es decir que el esfuerzo de tensión, originado por el moment momento, o, fue menor menor que la compre compresió siónn produc producida ida por las las carga cargass verticales. En el diagrama (b) los esfuerzos de compresión y tensión resultaron ser iguales y finalmente el diagrama © los esfuerzos originados por el momento flexionante resultan ser mayores que los esfuerzos debidos a las cargas verticales. De lo anterior se concluye para que se tenga, esfuerzos de compresión únicamente, como límite deberá tener: Por lo tanto: Es decir que, para que tengan únicamente esfuerzos de compresión la resultante de sistemas de fuerzas, deberá pasar cuando más la sexta
parte de la base, es decir, el punto de aplicación de la resultante, deberá estar dentro del tercio medio de la base. En ocasiones las cortinas de mampostería resultan con esfuerzos de tensión lo cual teóricamente no se deben de permitir, no obstante por razones prácticas, se admitirán estas tensiones siempre y cuando no rebasen un valor igual al 10% de la compresión de la mampostería.
MEMORIA DE CALCULOS DE VOLUMENES DE MATERIALES PARA CONSTRUIR EL DIQUE Y DEL MATE MATER RIAL IAL DE COLA COLASS A ALM ALMACEN ACENAR AR EN EL DIQUE A
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Seccion 1 L=100 p AT1= 270*150 + 30*150 + 190*150 2 2 2 = 39,000p VT1= 39,000p 2 * 100p =3, 900,000p 3 = 0 5 1
1 27 0
3 0
190
0 3 1
2
23
3 1 64
4
0 2
27 0
3 0
1 9 0
Seccion 2 L = 50 p AT2= 234*130 + 30*130 30*130 + 164.67*130 2 2 2 = 29,813.55p VT2= 29,813.55p 2 * 50p = 1,490,678p 3 =
Seccion 3 L=50 p AT1= 162*90+ 30*150 + 114*90 2 2 2 = 15,120p VT1= 15,120p2 * 50p =756,000p3 =
0 9
1 6 2
1 14
0 6
2 7 0
30
1 9 0
0 7
3 8 84
126
Seccion 4 L = 50 p
0 8
2 70
3 0
19 0
AT2= 126*70 + 30*70 + 88.67*130 2 2 2 = 14,023.45p VT2= 14,023.45p 2 * 50p = 701,172.5p 3 =
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- 62 -
Seccion 5 L=70 p AT1= 72*40 + 30*40 + 50.67*40 2 2 2 = 3,653.40p
0 4
3 5 40
7 2
VT1= 3,653.40p 2 * 70p = 255,738p 3 =
0 1 1
2 7 0
3 0
1 9 0
Seccion 6
0 3 1
3 1 64 4
2 3 4
0 2
2 7 0
3 0
1 9 0
L = 50 p
AT2= 234*130 + 30*130 + 164.67*130 3 2 2 = 29,813.55p VT2= 29,813.55p 2 * 50p = 1,490,678p 3 =
Seccion 7 L=50 p AT1= 198*30 + 30*110 + 139.25*30 2 2 2 = 21,853.15p
0 1 1
1 1 349
19 8
VT1= 21,853.15p 2 * 50p = 1,092,657.5p 3 =
0 4
2 7 0
3 0
1 9 0
0 8
1 1 40 1
14 4
0 7
2 7 0
3 0
1 9 0
Seccion 8
L = 50 p
AT2= 144*80 + 30*80 + 101.33*80 2 2 2 = 12,213.20p VT2= 12,213.20p 2 * 50p = 610,660p 3 =
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Seccion 9 L=70p AT1= 108*60+ 30*60 + 76*60 2 2 2 = 7320 p VT1= 7,320p2 * 70p =512,400p2 =
0 6
1 0 8
7 6 0 9
2 7 0
3 0
1 9 0
Seccion 10 L = 60 p
0 4
3 5 40
72
AT2= 72*40 + 30*40 + 50.67*40 2 2 2 = 3,653.40p
0 1 1
2 7 0
3 0
1 9 0
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VT2=3,653.40p2 * 60p = 219,204p 3 =
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Realizando escalonadamente el dique sin perforar las rocas fuertes se realizarán cortes mínimos y rellenos mínimos. V1= 3,900,000 p3 V2 = 1,490,678 p3 V3 = 756,000 p3 V4 = 701,172.5 p3 V5 = 255,738 p3 V6 = 1,490,678 p3 V7 = 1,092,657.5 p3 V8 = 610,660 p3 V9 = 512,400 p3 V10 = 219,204 p3 Vtotal = 11,029,188
p3
Vtotal = 318,926.3 m 3
P E R F I L L O N G I T U D I N A L 8 0 0 .0 0
7 5 0 .0 0
7 0 0 .0 0
6 5 0 .0 0 C O T A S D E T E R R E N O
P R O G R E S I V A
Seccion 1-1 L=600p
Ancho= 200 p
AT1= 50,000 p2 VT1= 50,000p2 * 200p =10,000,000p3 = 289,165 m3
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0 0 0 . 5 7 7
0 0 0 . 0
0 0 0 . 5 2
0 0 0 . 0 5 7
0 0 0 . 0 5
0 0 0 . 5 7
0 0 0 . 0 0 1
0 0 0 . 0 0 7 0 0 0 . 5 2 1
0 0 0 . 0 5 1
0 0 0 . 5 7 1
0 0 0 . 0 0 2
0 0 0 . 0 7 6
0 0 0 . 5 2 2
0 0 0 . 0 5 2
0 0 0 . 5 7 2
0 0 0 . 0 5 6 0 0 0 . 0 0 3
0 0 0 . 5 2 3
0 0 0 . 0 7 0 6 0 0 . 0 5 3
0 0 0 . 5 7 3
0 0 0 . 5 8 0 6 0 0 . 0 0 4
0 0 0 . 5 2 4
0 0 0 . 0 5 4
0 0 0 . 5 7 4
0 0 0 . 0 4 7 0 0 0 . 0 0 5
0 0 0 . 5 2 5
0 0 0 . 0 5 5
0 0 0 . 5 7 5
0 0 0 . 0 8 0 7 0 0 . 0 0 6
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P E R F I L L O N G I T U D I N A L
800.00
750.00
700.00
650.00 C O T A S D E T E R R E N O
P R O G R E S I V A
Seccion 2-2 L=640p
Ancho= 200 p
AT1= 89,500 p2 VT1= 89,500p2 * 200p =17,900,000p3 = 517,606 m3
0 0 0 . 0 9 7 0 0 0 . 0
0 0 0 . 5 2
0 0 0 . 0 5
0 0 0 . 5 7
0 0 0 . 0 0 1
0 0 0 . 5 2 1
0 0 0 . 0 5 1
0 0 0 . 5 7 1
0 0 0 . 0 0 2
0 0 0 . 5 2 2
0 0 0 . 5 7 6
0 0 0 . 0 5 2
0 0 0 . 5 7 2
0 0 0 . 0 0 3
0 0 0 . 5 2 3
0 0 0 . 5 6 0 6 0 0 . 0 5 3
0 0 0 . 5 7 3
0 0 0 . 0 0 4
0 0 0 . 5 2 4
0 0 0 . 0 5 4
0 0 0 . 0 0 7
0 0 0 . 5 7 4
0 0 0 . 0 0 5
0 0 0 . 5 2 5
0 0 0 . 0 5 5
0 0 0 . 5 7 5
0 0 0 . 0 0 6
0 0 0 . 5 2 6
0 0 0 . 5 7 7 0 0 0 . 0 5 6