30th Septem ber 1966 3 p.m.
Theme 8 Theme 8 Thema 8
Behaviour of rock masses as structural foundations: Bearing capacity of rock masses; settlements; observation of the behaviour
Comportement des massifs rocheux comme fondations: Capacite portante des massifs; tassements; observation du comportement
Verhalten des Gebirges als Fundament von Bauwerken: Tragfahigkeit; Setzungen; Beobachtung des Verhaltens
Chairman President Prdsident Vice-Chairman . Vice-President Vize-Priisident
G. OBERTI (~taly)
J. GERVAISE et CH. MALLET (France) J. SERAFIM (Portugal) M. GUERREIRO (portugal) B. FRUHAUF (U. S. A.) A. DVORAK (Czechoslovakia) J. GRAMBERG (Holland) A. MARAZIO (Italy) B. GILG (Switzerland) A. XEREz (Portugal) E. GRUNER (Switzerland) S. GEFFEN (Israel) C. LoUIS (Germany) E. CLAR (Austria)
E. CLAR (Austria)
General Reporter Rapporteur General Generalberichter stat ter
B. KUJUND2:IC (Yugoslavia)
Members of the Panel Membres du Panneau Diskussionredner
M. HAYASHI (Japan) P. DUFFAUT (France) A. SILVEIRA (Portugal) D. KRSMANOVIC(Yugoslavia) J. WILKINS (Australia)
Speakers ·Orateurs Redner
D. MILoVANOVIC (Yugoslavia)-substituting the General Reporter R. LANE (England) M. BARROSO (portugal) F. MELLO MENDES (portugal) J. HUNTER (England)
The Chairman Le President Prasident
Der
Today's last meeting of our international Congress dealt with the Theme 8: «Behaviour of rock masses as structural foundations». Last but not least this theme may be considered under certain aspects as a logical conclusion of the other of which have been already treated in this laborious week. The topic is of a basic importance for civil engineering as the 30 papers received from 12 countries confirmed and the general report by Mr. Kujundzic, Director of the Jaroslav Cerni Institute, clearly illustrate. Only a short correction must be done in this introduction on a dimension of Vajont dam catastrophe. Really one must speak of Vajont «reservoir» .because' Vajont «dam» stands intact and it represents a wonderful example on the remarkable capability of the shell dams supported by suitable rock foundations.
Written Contributions Contributions Ecrttes Schriftliche Beitrdge
E. KURZMAN (Austria) E. BROWN (Australia) R. UNTU (Rumania) N. MORGENSTERN (England) V. MLADYENOVITCH(France) J. TORAN (Spain) T. KAWAMOTO (Japan) . M. HAYASHI (Japan) W. WITTKE (Germany)
Unluckily Mr. Kujundzic is not here and thus his report shall be resumed by his collaborator Prof. Milovanovic of the University of Belgrade and also of the same Institute. I am glad to invite Mr. Milovanovic to present a summary of the General Reporter of the Theme 8.
The General Reporter Le Rapporteur Der
1.
General Generalberichterstatter
INTRODUCTION
Rock foundations have become an important problem of engineering and research ever since the needs of human society and the development of construction engineering led to the erection of large structures which exert such forces 537
The Panel of Theme 8 Panneau du Theme 8 «Panels des Themas 8
on their foundation material that not even rock can be used as a foundation without further investigation. Gigantic bridges, towers and other structures of almost incredible dimensions are built, and high dams are becoming particularly numerous. These dams create reservoirs which accumulate water for utilization to produce electric power, for irrigation, for municipal and industrial water supplies, etc. Examples of such constructions today are the Grand Dixence concrete gravity dam in Switzerland, 284 m high, and the Ingurskaya concrete arch dam in the USSR, 301 m high (under construction). Apart from their height and size, the number of large dams is also increasing extremely fast. According to the data of the International Commission on Large Dams up to the end of 1962 there were 7480 completed and 1866 under construction or in the design phase - a total of 10000 high dams. It is precisely the problem of founding large dams which have rendered the problem of founding on rock masses acute and have conditioned corresponding scientific and technical advances in this field. Lately, as a result of numerous catastrophes, the problem of the safety of large dams has become particularly acute. In the last 9 large dam bursts 1700 people lost their lives. If to this we add the 200 killed in the Vajont dam catastrophe, the number is alarming. The problem of the safety of large dams and reservoirs is all the more important because of the psychological factor, particularly in relation to the population of regions downstream from such dams. Detailed analysis of the causes of the failure of high dams show that one of the most frequent factors is error in foundation. According. to data given by G. NovARRo,. 308 dams failed in the period 1799-1944, and the most frequent causes were insufficient provision for the evacuation of high waters and errors in the foundations; According to the data given by F. GRUNERthere have been 281 bursts of large dams, 220 since 1900. The problem of foundations on rock, as of foundations in general, has two aspects: the safety aspect and the economic aspect. From the safety standpoint it is necessary to ensure that the stresses transmitted by the structure do not cause rupture of the rock, nor greater deformation of the rock mass than the structure can stand. On the other hand, from the economic standpoint it is necessary to maximally exploit the stress-bearing capacity of the rock mass. This contradiction can be and is solved, but only by the study of the characteristics and mechanical behaviour of rock masses, the development of procedures for improving them and the development of theories which adequately describe the behaviour of real foundation media. In this connection it may 538
be said that in the field of development of methods for the experimental study of rock masses relatively great progress has been made. The same may also be said for procedures for improving the properties of rock masses, particularly grouting, drainage and anchorage. On the other hand, from the theoretical side, particularly with regard to the definition of real foundation media, qualitative and quantitative analysis of stresses and strains in foundation rock, and determination of stress-bearing capacity, it may be said that we now find ourselves on the threshold of a new era in the development of new theories, which, utilizing the experimental data now available, will give a better representation of actual phenomena and hence will provide us with a surer tool in the task of getting the necessary foundation safety combined with economy. Naturally, it is not possible to study the behaviour of the foundation medium independently of the behaviour of the structure, and vice versa. It is generally accepted that structures, particularly high dams, and the rock mass on which they are founded must be considered as an integral whole. However, this makes the problem of foundations even more complicated. The problems of foundations for large constructions, together with many other complex problems in the fields of civil engineering and mining, have led to a rapid development in rock mechanics as a new engineering and scientific discipline which, considered in its widest sense, studies firm rock masses as real media in order to discover their physical, i.e. mechanical, properties and their behaviour under various states of stress. A manifestation of this rapid advance has been the formation of the International Society for Rock Mechanics, whose first international congress includes on its agenda the problems of foundations on rock. For Theme 8 thirty papers from 12 countries have been received. The main subjects treated in these papers may be classified as follows: 1. Stress and strain distribution under load and bearing capacity of rock masses ·2. Behaviour of rock masses as foundations 3. General mechanical and structural features of rock masses as foundations
11 papers '9 papers 10 papers
To facilitate the definition of solid rock masses as media for foundations, from which derives also the overall evaluation of the papers received and the general basis for discussion, this Report will briefly review present knowledge of the general mechanical and structural characteristics of rock masses. It will then review the problems of the theory of foundation, particularly of stress and strain distribution
under load and the determination of bearing capacity and safety factor, and will survey results of tests and research on the actual behaviour of foundation rock, all from the standpoint of present knowledge and contribution made by the papers submitted to the Congress under Theme 8. Finally, a general evaluation and conclusions, and proposals for discussion will be presented.
2.
GENERAL MECHANICAL PROPERTIES OF RO'CI( FOUNDATION MEDIA
AND STRUCTURAL MASSES AS REAL
If a structure and its foundation rock are considered as a whole, it is immediately noticeable that the degree of the study and knowledge of the materials of which structures are built is much more advanced than that of the «materialsx of the rock masses on which they are founded. This state of affairs- has prompted many researchers to devote attention to discovering the properties of rock masses, with eventual aim, when sufficient data have been collected, of bringing about a qualitative change in the approach to them as a real media, permitting the definition of such rheological models as will be mathematically expressible and permit theoretical and numerical analysis based on more realistic assumptions than has been the case to date. Without doubt, the large-scale study of rock masses' «in situ», with the corresponding supplementary laboratory research, has been the correct and only way to approach the problem. An overall qualitative analysis of experimental data and results show that rock masses have the following characteristic general mechanical and structural properties: heterogeneity, anisotropy, discontinuity, internal stresses and deformability. It is therefore not at all surprising that under Theme 8 ten papers have been submitted which deal with the problems of the general and structural properties of rock masses as foundation media.
Heterogeneity The lieterogeneity of rocks is due to the irregular or non-uniform distribution of their components and of their mechanical properties. As a rule there if>no uniformity in the distribution of resistance, nor in the distribution of natural stresses. The distribution of various sorts of damage and discontinuities in the rock mass may also be quite irregular and non-uniform. Depending on the character and degree of fissuring, the permeability may also vary from place to place, so that a rock mass may also be heterogenous in permeability. Heterogeneity in deforrnability is of particular importance. From these facts it follows that in principle the real behaviour of a rock mass will differ from the theoretical description of an idealized body with the same average properties as the rock. Clearly heterogeneity is a relative category and may be parametrically represented. It also depends on the scale of observation. Hence it is possible to speak of the «statistical . heterogeneity», or «quasi-homogeneity» of a rock mass. The heterogeneity of rock masses requires experimental study and quantitative determination. The tests must be organized to be as representative as possible, therefore as . numerous as possible. .
When rocks are to be used for foundations their heterogeneity must be investigated and quantitatively expressed, particularly in terms of a relative categorization, i.e, by determining quasi-homogeneous zones according to given parameters, most often: deformability, fissuring, permeability, and resistance to shear. The design of foundations must be based on these data. Six papers under Theme 8 more or less explicitly deal with or touch upon the problem of rock heterogeneity. CRUTCHLOW(R.3) presents various problems connected with the foundation of constructions on' heterogeneous rocks, viz. on Upper Carboniferous slates. Considering the heterogeneity. of rock masses, LANE(R.14) proposes methods for determining the modulus E to be used in the design, on the basis of determination of its boundary values from «in situs tests. Results show that account' must be taken of heterogeneity in «quasi-homogeneous» zones too, and the scattering of «in situ» test results has prompted the application of pro-' bability theory and statistical methods, particularly for determining the bearing capacity of the rock and the safety factor of foundations. Anisotropy Generally speaking, rock masses are anisotropic. Anisotropy is due primarily to fissuring, bedding and schistosity. The origin of fissuring, bedding and schistosity is such that, on the scale of our observations, these structural discontinuities are not randomly distributed, and therefore neither is the mechanical anisotropy, which may be determined and quantitatively expressed. From the point of view of foundations rock anisotropy is especially manifested in the parameters of mechanical resistance and deformability. As a result of deforrnability, mechanical anisotropy can have a fundamental effect on the flux and distribution of forces and stresses in a foundation rock due to the loading of the structure. The forces will always be oriented in the direction of least deformability. In the foundation of arch dams, the redistribution of the forces transmitted by the dam to the banks perpendicular or parallel to the valley, combined with the mechanical resistance of the rock, can be a very important factor for the stability of the dam. Concerning the anisotropy of mechanical resistance, the privileged directions of least shear resistance are of special interest with regard to the character of fractures in rock masses. From what has been said above it may be seen that the preliminary work in the design of foundations of large structures must include both qualitative data on the anisotropy. In certain cases of very pronounced rock anisotropy theories and analytical procedures based on the assumption of isotropy cannot be used for foundation design. Nine papers treat various aspects ofrock mass anisotropy. DVORAK (R. 10) gives an interpretation of the influence of anisotropy on the deformation of a bridge foundation pier in Prague. In paper R.9 PlOVER,MUZAS, URENAand GRAJERgive a theorical analysis of the stress distribution due to the action of a force on an anisotropic, horizontally bedded medium whose elasticity constants differ in the vertical and horizontal direction. URIEL (R.8) presents theoretical considerations which. also cover anisotropy due to a diaclase system, and GIUSHIN;'OREHOV, PvSTOOOV
539
and SHIMELMITZ (R. 15) report theoretical and experimental research on the influence of rock anisotropy on the foundations of concrete dams.
Discontinuity Discontinuity of rock masses in its broad sense includes fissuring, bedding, schistosity, intrusion, leaching and karst forms. Fissuring is certainly one of the most characteristic properties of rock masses, and it is precisely to the discontinuous character of rocks that many of their properties, and particularly the disagreement between their behaviour and idealized Hooke-body representations, may be ascribed. If at some time in the past rocks were exposed to forces which exceeded a certain limit, rupture for local loss of cohesion occured in them. Most such ruptures are of tectonic origin. However, since the fissures occurred as a result of a stress state which, on the scale of our observations, was not as a rule random, thus neither are the fissures, or discontinuities randomly distributed. Statistical measurements do in fact show that as a rule there are definite, most often three, more or less pronounced systems or families of fissures. As was pointed out above, this sort of fissuring leads to mechanical anisotropy, i. e. the fissure systems give rise to privileged directions of anisotropy. The effect of fissures on the resistance of a rock mass to shear is especially important. The dominant role is played by faults and large fissures, producing large potential shear surfaces. However, no less dangerous in some cases is the reduced resistence to shear in statistically determined directions of fissuring. The mechanical behaviour of this sort of discontinuous medium, i.e. its resistance to shear, depends primarily on the geometry of fissures and on the mechanical characteristics of the fissures themselves and their fills, and. also on the properties of the blocks of the basic rock, particularly the cohesion and the angle of internal friction. The more imbricated the blocks, the higher their shear strength, as rupture' surfaces have not only to follow the fissures but also to cut the material of the blocks. The nature of fissure fills and the water content influence the angle friction and the Cohesion at potential rupture surfaces. Discontinuity is also a relative category and depends on the scale of observation. If a small zone of rock is considered, then even small cracks cause discontinuity, and between these small cracks there are monolithic bodies bounded by the cracks. If a much larger zone of the same rock is considered, small discontinuities become less significant with respect to the large fissures - there are quasi-homogeneous zones. Within these zones the rock mass may be considered as a «quasi-continuum», provided that the anisotropy and heterogeneity due to small cracks are taken into account. In any case, the .anisotropy due to local mobility of the rock in various directions and the heterogeneity caused by various degrees of fissuring of different zones must be considered as statistical phenomena. Even a densely fissured rock mass may be considered as a quasi-continuum if a zero cohesion can be assumed. In order to get information about the discontinuity or 'fissuring of a rock a careful study of the fissures and fissure . .systems is necessary. This study must include: position, .direction of strike and angle of dip, density, extent, degree 'Of separation, size of the opening of fissures, properties of fissure fills, the appearance of the walls of the fissures. In
'540
general all these parameters of fissures should be expressed quantitatively. A valuable contribution to the study of rock masses and their treatment as discontinuous media has been made by the so-called Austrian school of rock mechanics (STlNI, SANDER,MULLER et al.). There can be no doubt that the further development of rock mechanics requires the development of the mechanics of discontinuous media. It is interesting to note that while on the theoretical side not much advance has been made, in the field of pratical engineering effective methods such as grouting, anchoring and drainage, have been developed for eliminating the undesirable consequences of fissuring. Discontinuity as a specific feature of rock masses is treated in 13 papers. Some of these papers are also referred to in other sections of this repport, in connection with the problems of stress and strain distribution, the character of fractures in rocks and observations of the behaviour of the foundations. GRISHINet a!' (R. 15) show the influence of different orientations of fissure systems on the stress distribution below foundations and the influence of faults in various positions on the stress distribution and force flux, on the basis of experimental studies. REBAUDIand LINARI(R. 17) deal with the influence of discontinuities in deviating the force flux and compare the influence of discontinuities on the stability of foundations on the basis of model tests of the foundation rock, reproduced as continuous and as discontinuous. However, it would be of interest here, as in the case of mechanical anisotropy treated by DVORAK(R. 10), to explain in more detail the general conditions for equilibrium throughout the rock mass considered. FUMAGALLI(R. 4) shows that discontinuities in the rock influence more its strength near the surface, where the average stress in the rock is small, than deeper down where the stress is greater. The slope of the surface has a great influence on the stability of the rock mass, as also does its character, and the character of the fissure fills. Geotechnical models may be considered a reliable means for investigating foundations if they faithfully reproduce the characteristics of the rock mass.
Internal stresses Natural firm rock masses have states of stress whose primary stresses are not negligible. As with many other materials, the natural or engineering, mechanical characteristics and properties of rock masses depend on the nature and magnitude of stresses to which they are exposed. Research has shown that the dominant body stresses are of tectonic origin, whether they are residual stresses or stresses caused by recent movement of the earth's crust. The action of gravity may be dominant in sedimentary rocks with horizontal bedding which have not undergone any· subsequent movement. However, in sedimentary and volcanic rocks which have undergone movements, and in metamorphic rocks, there may be important non-gravitational stresses. From the standpoint of the foundations the problem of natural stresses has two aspects. The first arises from the fact that rock masses on which foundations are made are often free of natural stresses on account of their being on the surface; the depth of the stress-free (decompressed) zone enters into the determination of the depth of excavation. Statistical measurements using a borehole dilatometer (KUJUND:Z.C,-MAYER)[1] [2] and dynamic measure.
ments (BOLLO- R. 27, STOne et aI. [3]) have confirmed the existence of a stress-free zone. The second aspect consists in that in certain cases, including cases of very steep banks, a significant increase or concentration of the natural stresses may occur during excavation. This stress increase has to be studied so as to be able to predict phenomena associated with stress-release effects, such as decompression fissures, blasts, etc. This phenomenon may sometimes make anchorage necessary. Many researchers have studied changes of the mechanical properties of rock as a function of the state of stress. However, these experiments have mostly been carried out on samples, i.e, on a continuum. Study of this effect on a discontinuum, i.e, on a fissured rock mass have not yet made sufficient advance. Compression or decompression of a fissured rock mass decreases or increases the width of the fissures and hence also the permeability of the mass with all its undesirable consequences. It seems that in attacking this problem the only useful weapon is the application of dynamic methods. A very interesting contribution in this direction is made by the paper (R. 19) of 1'ERRASSA,DUFFAUTand GARNIERwho made seismic measurements during the first fillings of the Roujanel reservoir and found significant variations in the apparent velocities. In paper R.23 the author describes an «in situ» test whose results show a relationship between stresses and the velocity of elastic waves. In their paper (R.27) BOLLO and SERAFIMreport on the application of a seismic method and ghe results of investigation of the depth and extent of decompression zones for five high dam profiles. The application of numerous advanced statistical methods for measuring body stresses, with the corresponding interpretation, permits the determination of the state of stress in a rock mass to be used for foundation. Theme 4 of this Congress is in fact devoted to this problem. . In principle, in the analysis of the state of stress in the zone of the rock mass on which the structure rests and to which it transmits forces giving rise to new stresses, the already existing body stresses must also be taken into account.
Deformabtlity Numerous systematic studies and measurements on rock masses have shown that with regard to deformability they do not behave like ideal elastic bodies nor like ideal plastic bodies. The theoretical stress distribution of Boussrsrsso does not strictly hold, and it cannot explain all phenomena; since the rock mass is not an ideal elastic body, deformations are not reversible, or. are only partly so. On the other hand deformations. cannot be considered ideally plastic either. . .Deformations of rock masses have certain specific characteristics. They are made up of a reversible and a permanent part. The total deformation is made up of the deformation of the blocks of rock plus the deformation which arises from the closing fissures and cracks, where the influence of the deformation of fissure fills is also included. - Reversible deformations are elastic or visco-elastic, showing that the rock mass behaves as either an instantaneously elastic or as a delayed elastic medium. Permanent deformations are generally due to the closing of cavities, fissures and cracks, i.e, to displacement of blocks of rock. In the theoretical study of rock masses, and particularly of their deformation, with a view to interpreting observed phenomena various rheological models are often used, such
as HOCKE'S model for elastic deformation, KELVIN'S for delayed reversible deformation, ST. VENANT'Sfor plastic deformation, BINGHAM'Sfor highly plastic deformation, etc., and combinations of them. Rock mechanics must in the future pay more attention to the study of flow and the semi-reversible character of rock deformations, i.e, to the rheology of rock masses. This is in fact the definition of rock mechanics given by the Committee for Rock Mechanics of the American Geology Society. The deformability of a rock mass is influenced by the initial stresses, as has been shown by triaxial laboratory tests and tests «in situ». For the foundations of large constructionssuch as high dams, the deformability of the foundation rock is of the greatest importance when the rock is highly deformable. Theoretical studies and model tests of arch dams have shown that the stress and strain distributions do not change much if the ratio of the modulus of elasticity of the foundation rock to that of the concrete of the dam decreases from 1 to 1/4 (ROCHA [4]). This is also true for buttress dams if the rock mass is homogeneous. Thus in view of the nature of the inftuence of rock deformability, it does not have to be known with great accuracy. Nevertheless, it is sometimes very important to carefully investigate changes of deformation in function of time, i.e, the behaviour of the rock mass under long-lasting loading. For the design of foundations it is very important to determine the position and character of highly deformable zones, and in general to get a picture of the variation of deformability along the contour of the structure. Most frequently foundations cannot be considered homogeneous as regards deformability so that it is necessary to determine the spacial disposition and deformation characteristics of the quasi-homogeneous zones. Highly deformable rock masses may give rise to undesirable effects, such as tensile stresses in the rock mass itself. The loading of a high dam submits the rock mass to tension upstream, and to compression downstream. If the rock is such that its permeability increases with increasing tensile stresses, cracks will open upstream of the dam and water will enter into these, acting with its full hydrostatic pressure. This has occured on the Bissina Dam, where according to R. 13 by WEYERMANN, seepage has increased to very large proportions. The deformability 'of rock. masses is treated in one or other aspect in almost all the papers submitted. Since deformations of rock masses are separately treated under Theme 3, the problem of deformability will be further treated in this report in Section 3.
Brief survey of methods behaviour of rock masses
investigating
the
mechanical
The prospecting of rock masses and their description from the aspect of mechanical behavior, and the problem of their properties, represent separate questions which are treated in more detail under Themes 1, 2 and 3, so they will not be gone into in any detail here. However, to get an overall picture of the problem of rock masses as real foundation media, reference will be made here to the complexity of methods of investigating their properties. Experimental study methods dominate, particularly in the preliminary phase of collecting data. In this context methods of «in situ» testing are essential, primarily because 541
of the structural and mechanical properties of rock masses described above. Laboratory tests are of value if they are organized as supplementary to field tests, but then only in certain cases, or as research for determining parameters. Despite the delicacy of interpreting the results obtained, «in situ» tests have become regular pratice. In the designing of foundations for large structures it is advisable, because of the complexity of the problems, to entrust the planning and overall interpretation to a team including the appropriate specialists: a geologist, a geophysicist, a geotechnologist and a civil engineer. Lately model tests are being used more and more for investigating ·the behaviour of rock masses under various load or stress conditions. Besides photoelastic and other methods, geotechnical models can be used. On these models the properties and the mechanical characteristics of the rock mass, including its heterogeneity, anisotropy, fissuring. stressing and deformabiJity, are reproduced according to the laws of similarity. These models offer great possibilities for taking into account real properties of rock masses. Observations and measurements on the foundation rock of structures already in use are also a very important experimental method. This aspect of the problem will be further dealt with in Section 4. of this report. The theoretical method has the essential role of permitting generalization of results of experimental tests, of establishing and mathematically describing regularities in the phenomena observed. Theory thus permits the further development and standardized application of analytical methods for design calculations in engineering practice. It is precisely in the mutual interaction of experimental results and theoretical studies that the basis for further development lies. Without theory experiments are more fumbling in the dark, while theory without experiments is sterile. Papers R.12 (SERAFIM,GUERREIRO),R.24 (SERAFlM, CosTA NUNES),R. 27 (BoLLO, SERAFIM)and R. 29 (SERAFIM, ULATE, UMANA) deal with the methods and planning of investigations and present results using these methods for a number of high dams. 3.
STRESS AND LOAD AND MASSES
STRAIN BEARING
DISTRIBUTIONS UNDER CAPACITY' OF ROCK
The problems of foundations of large structures on rock masses include the stress and strain distribution under load, rupture characteristics and a safety factor, in the case of the natural rock, of the rock as changed under the action of water or after artificial improvement of its mechanical characteristics.
Theory of rock foundations The earliest theories applied to foundations on rock were based on the theory of elasticity. This is understandable since the first problems in which the deformability of foundation rocks had to be treated concerned relatively small structures, i.e. small forces, and usually good quality rocks. However, with the increasing size of structures and their importance, and consequently of the forces transmitted to the foundation rock, and also with the increasing use of foundation rocks of poor quality, a closer study of the properties of rocks was necessary. The observation of large deformations of permanent character and in particular prob542
lems connected with rupture of the rock mass made it necessary to apply the theory of plasticity. However, for the application of these theories, knowledge of certain mechanical characteristics of rock masses was essential. As a result of this, and of numerous other problems in civil engineering and mining, great advances were made in developing methods for the experimental study of the mechanical characteristics and behaviour of rock masses under various loading conditions and stress states. When sufficient data had been accumulated it was found necessary to set up new theories which would correspond better to the natural properties of rock masses: heterogeneity, anisotropy, discontinuity, internal stresses and deformability. Although we are now only in the initial phase, rapid advances are already being made in setting up better theories. The first analysis, based on the theory of elasticity, was given by BOUSSINESQ in 1885, for the case of an elastic homogeneous isotropic half-space loaded with a concentrated force normal to the boundary plane of the half-space. From this solution another was derived for an unbounded mass loaded along a line of infinite length. Then the infinite constant width strip uniformly loaded by vertical pressures, and of the half-space uniformly loaded over a circular area. On the other hand, in 1882 CERRUTIgave a solution for a force of arbitrary direction and in particular for a horizontal force [51. In 1926 SCHLEICHERgave his solution for loading over a rectangular surface, and various other theoreticians gave solutions for other shapes. These solutions based on the theory of elasticity also include BoUSSINESQ'S solution of the problem of an unbounded elastic medium acted on at a point by a given force. In view of the mechanical anisotropy of rock masses theoretical works treating the problem of the equilibrium of layered media are of particular interest. In 1935 WOLF[5] gave a solution based on the theory of elasticity for the case of an orthotropic medium with different moduli of elasticity in the vertical and horizontal directions, while in 1934 FROHUCHgave a solution for the stress distribution in an elastic anisotropic half-space under the action of a concentrated force. Interesting studies have also been made by BUISMANof the case when the modulus of elasticity E is proportional to the vertical stress a. and by HRABANof the case when E is proportional to the square root of the depth, as to a certain extent it was experimentally found to be true. However, although in certain cases the application of the theory of elasticity givesr eason~blyg ood agreement with the state of stress in the rock mass considered as a whole, it is found that the stress distribution immediately below the structure differs from that predicted by this theory. Very high compressive stresses are found below the loading points. The problem of the stress distribution in the neighbourhood of loading points has led to numerous experimental and theoretical studies both on flexible and rigid structure-rock bonds. Also the bond mayor may' not have friction. BousslNESQ has given solutions both for rigid and flexible bonds. For foundations on firm rocks friction has no practical importance. NISHIDA(R. 2) gives an integration of BoUSSINESQ'S equation for uniformly distributed loading over a depthwise semi-circular zone of an elastic half-space, and the solution of the same problem for a rigid bond. HAvASlU (R.5) extends the treatment to a medium with regularly distributed horizontal and vertical fissures and gives an equation
_
for calculating the stress distribution at various depths, also allowing for local sliding due to exceeding the shear resistance of fissures. PIQUER,MuzAs, UREf:lAand GRAJER (R. 9) give a solution for the stress distribution in an anisotropic half-space under normal and tangential loading from a gravity dam with and without water in the reservoir. As has already been said, large deformations and shearing rupture have prompted the study of this problem from the aspect of the theory of plasticity. Application of the methods of soil mechanics is justified on the ground that the foundation rock is near the surface and so it has zero or negligible body stresses, that it is generally cut up by fissures and cracks, and that it nevertheless has a certain cohesion and an angle of internal friction, which charges in function of its water content. It is therefore assumed that CoULOMB'Scondition for the equilibrium of a coherent plastic mass holds. Experiments have shown that the linear COULOMBlaw only approximately holds for rock and fissured rockmass within a limited stress range. The 0, '1', curve is a parabola (KARMAN,SKEMPTON)[6]. A practical solution for the plastic equilibrium of a half-space loaded along an infinite strip has been given by PRANDTL,who assumed a weightless medium. PRANDTL'S scheme of rupture with elastic equilibrium zones, radial shear zones and abutment zones in an elastic state provides a basis for determiriing the bearing capacity of foundations. In the case of a vertical loading this can be determined using the PRANDTL-CAQUOTexpression for the limiting pressure. This formula gives the rupture loading, and requires a safety factor of at least 2. For the calculation of stability or bearing capacity in case of sloping foundations the most frequently used procedure is that given by MEYERHOFand interpreted by TALOBRE[5] for a homogeneous isotropic medium, despite its theoretical shortcomings. MEYERHOF has supplemented with experiments the theoretical treatment which holds for sloping forces in a vertical plane, and has given a solution for the following two cases: assuming a zero cohesion and a certain angle of internal friction; assuming a zero angle of internal friction and a certain value for the cohesion. The assumption of zero cohesion is acceptable in certain cases since numerous in situ measurements have shown that the cohesion is relatively small and may become almost zero by the propagation of deformations and by the decrease of the resistance for its maximal value to the residual one. As may be seen from this brief survey, the application of the theories referred to requires knowing certain mechanical characteristics of the rock mass, particularly the modulus of elasticity or the modulus of deformation E, the angle of internal friction ~ and the cohesion c. Experimental determinations of these characteristics, particularly «in situ» and on models, have made numerous new discoveries, bringing up many new problems: to what extent and within what limits is the hypothesis of rupture applicable at all; what is the mechanism of rupture in fissured rock masses; what is the influence of heterogeneity, discontinuity and mechanical anisotropy on the distribution of stresses and deformations and on the character of the rupture; how and with what data can the strength and rupture of fissured rock masses be described, etc. As a result, the contradiction between the advanced state of development of analytical methods for calculations concerning the structures themselves, e.g. the body of a dam, and the lack of development of methods for calculat-
Ing bearing capacity of foundations has become all the more acute. =-=- T~- find -;ol~ti-;;~;-i;' th~~e'problems numerous researchers have started experimental and theoretical studies. Experimental studies are concerned with the characteristics and phenomena of stress and strain distributions particularly in case of rupture, while the theoretical studies attempt to describe the phenomena observed and by making certain assumptions to come up with analytical procedures for applications in engineering practice. As stated above, theories for determining the bearing capacity have been based on the assumption of a homogeneous and isotropic «quasi-continuum», most usually defined by means of two parameters, c and ~, it sometimes being assumed that c = 0 and that ~ has the value corresponding to the fissures. This means that the angle of friction and the cohesion for the monolithic blocks of the rock mass are neglected. However, certain experimental studies show that the cohesion and the angle of friction of the blocks must be taken into account as well. It is certainly true that rupture surfaces are determined to a large extent by privileged directions of discontinuity. The difficulty lies in the proper choice of the shearing surface, which requires a certain amount of tria] and error. Some results of these studies have already been published, among them the interesting results obtained by SIRIEYS,MOLLER-PACHER,KRsMANOVICet a1. SIRIEYS[8] studied the problem of rupture of layered materials, which he reproduced in laboratory using homogeneous parallelepipeds stuck together in parallel stacks using a suitable glue and exposed them to uniaxial pressures at various angles to the layering. The results show that the conditions for rupture change as a function of the angle
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of soils and no comparison between them is possible. The rupture of a discontinuous medium is progressive. Its nature and the size of the crtitical force depend on many parameters: the rigidity of the basic rock, the initial body stresses, the nature and distribution of discontinuities, etc. The authors conclude that every rock should be studied as a separate problem, taking into account all the factors which can influence the stress distribution 'and the rupture force. . Investigations of the nature of rupture, and of quantitative relationships during rupture are without doubt very valuable for the solution of this complex problem. We already have the first results, and it may be expected that the problem will be further solved, going from the simpler, ~arametric, towards the complex. A parametric investigation of the character of rupture on samples is reported by FUMAGALLI (R.,4), who describes a difference in the character of rupture of rock material for the cases of brittle and highly plastic rupture. From the experimental setup it is not clear whether the tests were made with a biaxial stress state or whether axial forces were applied at the ends of the sample causing triaxial rupture with an axial tensile stress. Research on the character of rupture should also include the problem of progressive rupture. Because of the heterogeneity of fissured, bedded or schistose rock masses there is non-uniform distribution of stresses and strains, and stress concentrations occur in the most resistant parts. If these concentrated stresses overcome the resistance of the most rigid parts, the stress is transferred to less resistant parts. This- successive reduction of rigidity may be stopped ~f the o~erall resistance of the rock mass with lower rigidity IS sufficient to carry the forces transmitted by the structure within a permissible and decreasing rate of dilatation. In extreme cases progressive rupture continues until only the remnant rigidity of the rock mass oppos~ the external loading. As yet, it is not possible to reproduce this type of progressive rupture on models. An interesting analytical procedure has been developed by SUKUE and DRNOVSEK[11] for the three-dimensional analysis of the stability of arch dam foundations on a bedded and fissured medium, assuming that displacements of the rock take place along horizontal or slightly sloping contact layers with clay fills and along vertical rupture surfaces of spiral form. The assumption is that the resistance of the rock mass may be overcome along the periphery of successive sliding wedges and that displacement occurs in the form of rotation about a distant vertical axis. The active forces are: the load transmitted by the dam and the weight of the rock mass; the reactive forces are: the shear strenght at the clay base of the wedges and at the internal vertical boundary surface of the wedge, which is step-form. The procedure makes it possible to take into consideration other active forces too, such as uplift and the force of prestressed anchors. The system of equations is programmed for solutions on an electronic computer. MOLLER and PACHER[9] have attempted to develop a method of calculation which, given geological or structural data, the resistance of the material in a .given direction, and the anisotropy factor, will make it possible to work out the resistance in other directions. This method (known as Widerstandsziffer des Kluftkorperverbandes) has given useful results, but to check and improve it, comparison with results of experiments in nature and on models is necessary. 544
P. LoNDE [12J has worked out a method for the three-dimensional stability analysis of a rock bank. The calculation is for a part of the rock mass bounded by three fissures in it and the surface of the rock. The forces which act on this piece of rock are: the proper weight of the rock, the forces transmitted by the structure and uplift. The resisting forces are those due to friction at the slipping surfaces, which are assumed to have no cohesion. Six different systems are possible depending on the type of rupture, since sliding may take place on any of the three planes, or on any two of them. By varying the given values, it is possible to examine on which plane the uplift has the greatest influence, or which plane is the most sensitive to a decrease in friction. Graphical presentation of the results permits an easy assessment of the relative weights of the essential parameters - the coefficients of friction and the uplift - which is of great interest for the engineer. Although the assumption of a non-deformable monolithic rock is an over-simplification, this procedure nevertheless represents a valuable contribution because it introduces discontinuities into the calculation and also takes proper account of the influence of uplift. The calculations are carried out on a computer, which will also permit the further development of this procedure for more complicated rock mass forms. So far no methods exist for the calculation of the stability of the structure-rock unit. Foundations are investigated under the influence of the most unfavorable possible combination of forces which the structure transmits to the rock. As we have seen, calculations are made for the rock as a medium with average properties, while the possibility of rupture along large discontinuities is investigated in separate. Foundation failure may occur in the form of sliding rupture under the action of horizontal forces along the structure-rock contact surface, or, because of the irregularity of the contact, the rupture may pass through the stone along some surface parallel to the foundation bond, or, thirdly, it may occur as a deep rupture by conchoidal shearing.
Safety factor There is still great diversity in concepts and approaches to the safety factor of rock foundations. Ever since the construction of the first modem high dams the question of a safety factor has been discussed. However, such a factor still has not been completely defined. The usual definition of the safety factor is k = P,/P, where p,represents the force which will cause rupture of the foundation rock and P the force which acts on the foundations. The value adopted for k depends on the type of structure and the completeness and scattering of the data available on the foundation rock. The value of this safety factor usually ranges between 2 and 5. . However, because of the heterogeneity of rock masses, P, may \ary over a wide range. Since measurements made within different quasi-homogeneous zones show scattering, there is ambiguity as to the criterion to be adopted: should it be the mean value or values which correspond to a low probability of rupture. For each criterion there is a different safety factor. The results of measurements inevitably bring in probability theory and statistical methods. Any characteristic ascribed to a given quasi-homogeneous zone in fact represents a generalization, and it cannot be known in advance what value this. characteristic will have at a given point.
It is possible, however, to work out the probability of given characteristics occuring. If the bearing capacity is determined for each quasi-homogeneous zone, then the values of Pr and P for each observed section form two statistical populations. The ratio Prl P also represents a statistical population. The frequency distribution of this ratio gives the probability of it having a value less than 1. TALOBRE[2] advises that for a given P, the risk of the ratio being less than 1 should never be greater than 5 %. Thus by statistical methods it is possible to analyse the degree of danger. Sometimes the safety factor refers only to some of the forces acting. For example, the safety factor of a gravity dam against sliding is defined as k = TrIT, where T; is the tangential force which will cause rupture and T the tangential force acting on the foundations. Here, as in the case of fissures or faults, safety is defined using the angle of friction. If the angle of friction for the rock mass is given, the safety factor may be expressed as k = ¢>r/¢>,where ¢>is the actual value in the rock mass under the given loads and ¢>r the value at which rupture occurs. The safety factor may also be expressed by k = tan ¢>r/tan ¢>.If only the cohesion is given for the rock mass, then the safety factor is k = crlc, where c is the value corresponding to the actual load and Cr the value at which rupture occurs. . ROCHA proposes another definition of the safety factor. If the rock mass is defined by its angle of friction, the factor of safety can be defined as the ratio, k = tan ¢>Itan ¢>',of the value of the angle of friction (¢», or of its tangent which can be safely ascribed to the rock mass and the value at which failure would occur under the given constant load, (¢>'). Analogously, if the rock mass is defined by cohesion, the factor of safety is represented by k = clc', where c represents the adopted value of the cohesion of the rock mass, and c' the value for which failure occurs under con. stant load. In practice the shearing properties of each quasi-homogeneous zone are expressed in terms of the values of c and ¢>which correspond to the average CoULOMBline. ROCHA gives data according to which the angle of friction is mostly above 55°, corresponding to a coefficient of friction of 1.4 [4]. However, for shales ¢>is about 38° (KUJUNDZIC) [2]. For the safety coefficient expressed in terms of friction a value of 1.5 to 2 may be taken depending on the scattering and the quality of the results, while the cohesion safety factor should be at least 4 to 5 because of the scattering (ROCHA). In paper R. 25 SERAFIMand SAENZrecommend the use of different safety factors for the cohesion and the angle of friction and in some cases c=O. They present a particularly interesting discussion of potential rupture surfaces. In paper R. 16 Isan, IIDA and KISHIMOTOsuggest determining the rupture surface by comparing the rupture strength with the stresses at various points. However, since the stresses for the given loading are determined according to the theory of elasticity but are compared with the strengths in a state of plastic rupture, the two do not seem compatible since the stresses refer to two different states. URIEL (R. 8) demonstrates the influence of planes of low resistance of various directions on the resultant resistance of a layered material in the case of a linear resistance law of the rock and of the material filling fissures. He extends the concept put forward by NONVEILLER[13] at the First Symposium on Rock Mechanics (BEOGRAD,1963) to two systems of discontinuity. It is assumed that CoULOMB'Slaw holds for the rock and that different values should be chosen for the friction safety factors depending on the circumstances, on
the ground that these are two different resistances, though those are, according to our opinion, only calculation parameters. A solution is given for the plastic equilibrium of a wedge whose sides are acted on by a uniformly distributed stress, and the solution is applied to dam foundations on fissured terrain. It is concluded that the safety of the foundations of a rigid structure can be calculated using the maximum resistance.
Action of water on the rock masses The water accumulated in the reservoirs produced by high dams itself leads to numerous specific problems of the mechanical and chemical action of water on the rock. Although the action of water on rock masses is separately treated under Theme 3, here we will consider the aspect of this problem which is of importance for foundations, especially because some of the papers under Theme 8 refer to this problem. For some rocks, the water content itself of the basic mass affects their resistance to pressure. The undesirable influence of moisture on clay fills of fissures is also well known. However, the principal danger from the mechanical action of water in foundations is that the water can penetrate through fissures in the rock mass giving rise to hydrostatic and hydrodynamic effects. The main hydrostatic effect is that the water produces uplift pressure on the body of the dam, and this must be taken into account in calculating the stability. This pressure is naturally more important for gravity dams than for arch dams. Water under pressure can also give rise to interstitial pressure in the rock mass itself and these extra forces must also be. taken into account when calculating the stability (LoNDE,' MULLER, PETZNYet al.). Hydrostatic pressure in fissures reduces friction and considerably facilitates sliding, so that in certain cases it must be taken into account in calculations. The hydrodinamic action of the water may also be very important. If the head acting on the dam is high relative to the thickness of the foundation, the hydraulic gradient may be very considerable. The percolation of water under pressure through fissures may lead to intense washing out of the material filling them in the foundation rock. A very striking example of this was presented by the author of this report at the 8th Congress on Large Dams in Edinburgh. Washing out of fissure fills inevitably leads to the creating of a new, less favorable quality of the rock mass, which under certain conditions ma~ be very dangerous. The means which can be used against the seepage of water .into the foundation rocks of large dams are well known. The most frequently used are watertight curtains, apron grouting and drainage. A question of great interest is the relationship between the permeability and the state of stress in the. rock mass. Systematic laboratory tests of the. permeability of rock samples under compressive and tensile stresses have shown variations between these two stress states of from 10 to 1000 (HABIB and R.6). The variation of the permeability of samples in function of stress is related to the phenomenon of micro-fissuring. These conclusions may to a certain extent be extrapolated to the rock mass «in situ.» As has already been said, in the general case the load transmitted by a large dam will give rise to compressive stresses in the downstream rock and tensile stresses upstream. Upstream fissures will open up along surfaces of least tensile strength. Water under
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pressure will penetrate into these fissures, with all its undesirable static and dynamic consequences. Immediately downstream of the dam fissures will be closed by the compressive stresses, creating an impermeable zone (LoNDE, R.6). Hence if such fissures already exist in the upstream zone, great pressures may be produced. which may even detach whole panels of rock. According to data given by MAYER[8] the gneiss of the Malpasset dam profile was in fact susceptible to phenomena of this type. Laboratory tests of the gneiss show that its permeability under tension was 10 000 times greater than under compression. Had this been known sooner, measures would probably have been taken for draining the foundations of the dam so as to avoid uplift, which contributed to causing the catastrophe. In their paper (R.6) LoNDE and SARARLY present a quantitative analysis, based on the results of laboratory tests made by HABIB, which shows that rock masses with fine fissures are very sensitive to changes of stress. Since an arch darn produces a zone of pressure in the rock downstream and a zone of tension upstream, they conclude that there is probably a watertight barrier in the foundation rock in the direction of loading. From this they draw very interesting conclusions about the positioning of grouted aprons and drainage. Water may have an undesirable effect on the rock mass as a result of variations of the water level in the dam, both on the banks and on the dam profile itself, and also on the slopes around the shore of the reservoir. A striking example of this effect is the interpretation of the Vajont catastrophe (NONVEILLER[14]). The question of the stability of natural slopes is considered in separate under Theme 6. The action of water on the rock mass is very often underestimated, and this is also the case with the danger of alteration, i. e. of the chemical action of water .. This is because alteration processes are as a rule very slow. However. the danger from them may be very great, although usually neglected. Changes in permeability measure the alterability of a rock. If permeability is constant in function of time, this means that the water seepage does not give rise to any dissolution. On the other hand, if permeability changes, this means that the water gives rise to alteration in the rock.
Improvement masses
of the mechanical characteristics of rock
With the constant increase of the size of the structures and of the loads transmitted to the foundation rock, it is everyday more frequent to have to apply measures to improve the mechanical characteristics of the rock. For foundations, methods of particular interest are grouting, drainage and anchorage. Apron grouting has already been mentioned. Its basic aim in the case of foundations is to protect the rock mass from the seepage 'of water. Interesting considerations in this connection are given, as has already been noted, in paper R.6. However, besides apron grouting, consolidating cement grouting is being more and more used, and offers big possibilities. By filling up the cracks and cavities in the rock mass it transforms the discontinuum into a continuum, increasing its compactness and greatly decreasing the mobility of individual blocks. This results in a decreased deformability, i. e. an increase in the modulus of deformation. If the rock mass is heterogeneous with respect to fissuring it is also as a rule heterogeneous as regards de546
formability. By consolidation grouting of zones which are quasi-homogeneous with respect to fissuring but which nevertheless give rise to heterogeneity of the medium, considerable homogenization is achieved, i. e. differences between quasi-homogeneous zones are considerably reduced. Consolidation grouting also significantly decreases the degree of anisotropy of a fissured rock mass. By filling in systems of fissures, e. g. inter-bed fissures, which determine the privileged directions, it is possible efficiently to decrease mechanical anisotropy. Consolidation grouting can also considerably improve the mechanical strength of a rock mass, and particulary its resistance to shear. All these effects are the greater, the poorer the initial mechanical characteristics before consolidation grouting. The problem of grouting is treated in 7 papers. DUNCAN and NANCOCK(Ri l ) point out the importance of grouting with regard to consolidation of the site, since it increases the contact area in fissures. BOLW, NAVALONand ARGUELLES (R,22) present a dynamic method for determining the improvement brought about in the rheological characteristics of shales after consolidation grouting, and in (R. 23) the author describes his method for the quantitative determination of this effect which consists of a static test combined with a dynamic method. EVOOKIMOV and CHIRYAEV (R.28) show the inefficiency of consolidation cement grouting of rock and semi-rock sediments as regards increasing the resistance to sliding of structures built on them. They drew these conclusions from a series of tests on gneisses in different states of weathering. In paper R. 30 ARGUELLES,MARINIER,NAVAWNand SANZ SARACHOgive a classification of fissures according to the effect which can be achieved by consolidation grouting. In all cases in which water can have an unfavourable action on the rock mass, drainage should be taken into consideration, most usually combined with apron grouting. Drainage increases the stability of fissured rock masses, especially if the fissures are filled with clayey, insufficiently firm material. Keeping the rock dry will have a good effect on the stability of foundations and will decrease the risk of conchoidal sliding. The method of anchorage is being more and more often used lately. It may be used to increase the stability of potential rupture zones, especially of the exterior wedge which serves as an abutment. It may also be used to create a footing of reinforced rock which will redistribute the pressures transmitted' to the rock. Prestressed anchors may also be used; then the rock mass is compressed and made more compact so as to be able to resist greater stresses. Another method which can be very effective is anchoring by means of ties. It has been applied by CoYNEunder many. circumstances, and also by many other engineers. Unfortunately there is very little on the problems of drainage and anchoring in connection with foundations of rock masses in the papers submitted under Theme 8. 4.
BEHAVIOUR,
OF ROCK MASSES
AS FOUNDATIONS
Since, as has been shown above, rock masses as foundation media are very complex and still insufficiently studied, it is naturally of great interest to observe their behaviour during the utilization of completed structures. The immediate aim of these observations - measurements of defor-
mations and displacements - is systematically to check the behaviour of the foundations and to compare the results with the corresponding values obtained in the design based on certain assumptions. This aim in fact refers to the safety of the structure being utilized. Furthermore, on the basis of many such measurements under similar conditions it is possible to make generalizations and discover regularities in the phenomena, which will be of general scientific interest and help the further development of the theory and practice of rock mass foundations. One of the basic tasks of such observations should be observing the behaviour of the rock mass in function of time. The safety of the foundation depends not only on the magnitude of the deformations but also, of course, on their variation in function of time, permanent deformations being of special importance. The usual practice is therefore to carryon the observations until deformations and displacements become reversible. In order to elucidate the evolution of stress and deformation states considered as a process, observations should be made before work begins on the site, during excavation (when the effect of stress release becomes apparent), during construction (when under the action of the proper weight, certain consolidation takes place), during grouting and during loading and unloading of the structure. This would make more reliable the checking of design assumptions and the design based on in situ experiments in the preliminary phase. Paper (R.19) of TERRASSA,DUHAUT, GARNIER and BOLLOdescribes an efficient way of following up changes in the state of stress in the rock mass under the foundations of a dam as a function of time and during various phases. A setup for seismic observations permits comparison not only of neighbouring zones but also of sucessivc states of the same zone. The authors used this setup on the dam at' Roujanel. They made measurements during the first fillings of the reservoir and found considerable changes in the apparent velocity. This velocity is a convenient and sensitive measure of the compaction of the joints in the rock. It is thus possible to determine in three dimensions zones in which the forces increase or decrease the natural width of the joints and hence also the permeability of the rock mass. A similar problem is treated by BOLLO and VIONAUDin (R. 26). They present results for the behaviour of a foundation rock in function of time and in different phases of loading. The importance of the time factor is also shown by the results of observations on micaschists in the New York City area given by FELD in paper (R. 7). The process of softening up of this material may last between 10 and 20 years. The author concludes that it is nevertheless possible to lay foundations, but the properties of the material have to be carefully investigated. A relatively large number of works have been published in various places giving the results of observation of the dam and the rock mass as a whole. For checking the safety of this whole there are many quick, simple and sufficiently accurate methods which give a picture of both the nature of deformations and of their variation in function of time. However, of much greater importance for the problem being considered here are observations and measurements of the behaviour of the foundation rock alone. Both static and dynamic methods can be used. One very effective method is to measure the deformations in boreholes using sufficiently fast extensometers. In this respect paper R.ll of LB MAY and CoMESgives a very valuable contribution.
Their method uses a specially modified vibrating wire extensometer. Its application on Monteynard dam has given very good results. By analysis of the measurements it was possible to differentiate the deformability of the rock from that of the concrete. In paper R.21 Rxcr-Mxnoux and LB MAY present very interesting conclusions drawn from the results of measurements on the supports of BDP concrete dams during their first loading. The measurements revealed small but progressive irreversible deformations, which represent certain modifications of the mechanical properties of the foundations under the action of loading. The measuring setup makes it possible to distinguish between the displacement of the support and the deformation of the concrete of the structure. . Also of great value are observations of deformations and displacements in special galleries under large structures such as dams, especially if they are driven in interesting zones. In paper R.IS MARAZIOgives the results derived from many-year observations of the behaviour of the foundation rock of the hollow gravity dam at Pantano d'Avio. The analysis also includes the parasitic influence of temperature on the behaviour of the rock. The author concludes that BOUSSINESQ'S theory is very suitable for the analysis of phenomena in the foundation rock of dams of this type. An interesting datum obtained from the results is that the influence of horizontal forces is felt down to a depth of 20 m. According to data given by SCHITfER for a 120m high hollow gravity dam in Switzerland, measurements made with plumb-lines going down to a depth of 50 m showed horizontal deformations in high quality granite down to this depth. In paper R.13 WEYERMANNgives a very comprehensive survey of the problems connected with large-dam foundations, particulary as regards deformation. He correctly considers the rock mass as heterogeneous, anisotropic, fissured, stressed and deformable. With regard to the character and magnitude of deformations he ascribes the greatest importance to fissures, and hence draws cert in conclusions as to the action of water on the rock mass and the effect of grouting. In a table he gives interesting data on deformations of rock supports for a number of Swiss, Italian and French 'large dams. In paper R. 20 CAPOZZA,PENTAand MARAZIO survey methods of investigating the deformability of rock masses and synthesize experience gained within the ENEL, particulary with regard to the procedures for applying static and dynamic methods. Even when many measurement data are available it is often still difficult to decide whether the stability of the foundation rock is endangered and if so to what extent. In this case it may be of value, according to the propcsal of OBERTI,to make up a geotechnical model and carry out supplementary tests. If the properties of the rock mass, i. e. its mechanical characteristics, are known from preli-. minary prospecting it will be possible to construct such a model and also to correlate the loading with the measured magnitudes and the character of the deformations. Observations of rock masses are made in many countries, under different conditions, with various approaches, different aims and different extents. To make the most efficient possible use of these heterogeneous data it would perhaps be advisable for the International Society of Rock Mechanics to start large-scale research programs whose scope, aims and methods would be defined. Different re547
searchers could participate in these programs to a greater or lesser extent. and a large but usable fund of data would be obtained from which generalizations could be made. In this respect an attempt might also be made to introduce certain standardizations of some forms, dimensions and procedures. Naturally all this would be in the nature of recommendations which would have their influence in practice simply as a result of their existence.
5.
FINAL REMARKS CUSSION
AND
SUBJECTS
FOR
DIS-
Final remarks
The thirty papers submitted to the Congress under Theme 8 «Behaviour of Rock Masses as Structural Foundations» - considered as a whole, definitely represent a contribution to the knowledge of phenomena connected with the foundation of large constructions on rock, from both the safety and the economy standpoints, i. e. a more efficient utilization of the bearing capacity. The papers show that as media for foundations rock masses have very complex properties and have not yet been sufficiently studied, although methods for «in situ» testing of foundations have made considerable advances. Significant progress has also been made in the field of laboratory tests, and lately also model techniques. Methods of observation of the rock masses forming the foundations of large structures during their use are also developing at an increasing rate. At the same time very effective methods have been developed in the field of practical engineering for improving the mechanical properties of rock masses so that they are able to resist ever greater loads. These methods are: grouting, particularly consolidation grouting, anchoring, drainage and other procedures. However. on the theoretical side much has still to be done, particulary with regard to the definition of rock masses ¥ real media, the stress and strain distribution under load, and particularly the qualitative and quantitative conditions of rupture. The papers submitted show that we now find ourselves in a phase of very active theoretical development so that answers to many questions can be expected in the near future. This increased interest in theory is manifested by the fact that two thirds of the papers dea I with some aspect of the theory of rock mass foundations. However, the available methods for calculation are still relatively limited, mainly because the basic assumptions are often over-simplified or have too many parameters and hence do not correspond adequately to real conditions. It goes without saying that the new theoretical approaches are more representative of the real structural and mechanical properties of rock masses - heterogeneity, anisotropy, discontinuity, stressing and deformability. The application of electronic computers, permitting the solution of more complex problems, also justifies optimism in the further advance of calculation methods. For experimental checking of the theoretical results it is essential to continue both parametric and complex experimental work, in which of particular importance at the present stage of development are studies of the behaviour of rock masses of the foundations of completed structures in use, especially over long periods. The mutual interaction of experimental results and theoretical research is the basic condition for further devel548
opment not only of the theory and practice of rock foundations but also of rock mechanics in the widest sense, a new scientific and engineering discipline now. making rapid advances.
Subjects for discussion On the basis of research carried out and of study of the papers submitted, bearing in mind the discussions held in connection with foundations at the recent Congress on Large Dams in Edinburgh, the following subjects are proposed for discussion: a)
b)
c) d)
e)
f)
Theoretical aspect of the stress and strain distribution in the foundation rock as a real medium under the load transmitted to it by structures. Comparison of the mechanical characteristics of the rock mass as determined during preliminary prospecting and the corresponding characteristics as determined by observations and measurements on the foundations of the completed structures during their use. Behaviour of the foundation rock mass if, function of time. Character and mechanism of rupture in the rock mass with regard to its general structural and mechanical properties. Critical review of the methodology of investigating rock masses for foundations of large structures, particularly in the light of the complexity of their properties. Improvement of the utilization of the rock mass- as a foundation by special procedures such as: anchoring, grouting, drainage, etc.
It is desirable that discussion on the above subjects should include treatment of the rock mass as a real medium, taking into accout heterogeneity, anisotropy, fissuring, body stress and the specific character of the deformations. The general reporter congratulates all the authors of the papers submitted on their high standard and wishes to thank them for the satisfaction he had in reading them, particulary since he had the gcod luck to be the first to do so. The general reporter (JW':S a special acknowledgement to Dr. ·ERVIN NONVEILLER, Professor of Zagreb University, for his valuable aid in handling the very extensive material anJ in preparing this report.
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TRADUCTION
I.
«Rock
von Talsperren, «Geotechni-
FRAN9AISE.
INTRODUCTION
Les fondations rocheuses se sont posees comme un probleme technique et scientifique serieux, lorsque les besoins des hommes, d'une part, et Ie developpement de la technique des constructions, d'autre part, ont rendu possible la realisation d'ouvrages importants du genie civil qui transmettent aux fondations des pressions de grandeur telle que meme la roche ne peut plus etre consideree comme Ie milieu bon pour n'importe quelle fondation. A cote de grands ponts, de hautes tours et d'autres ouvrages de dimensions jusqu'a present incroyables, ce sont surtout les grands barrages qui deviennent de plus en plus frequents, et qui forment des lacs artificiels et des retenues d'eau dans Ie but de la production de l'energie hydraulique, de l'irrigation et de l'approvisionnement d'eau des cites, de I'industrie, etc. Parmi les constructions actuelles de ce genre on peut citer Ie barrage-poids Grand Dixence, Suisse, d'une hauteur de 284 m ou bien Ie barrage-voute Ingurskaya, URSS, de 301 m de hauteur (en construction). Toutefois, avec la hauteur et la grandeur des grands barrages grandit extraordinairement vite aussi leur nombre. D'apres les donnees de la Commission Internationale des Grands Barrages, 7480 grands barrages ont ete construits jusqu'a la fin de l'annee 1962, et il y en a encore 1866 dans la phase de construction ou de projet, ce qui fait monter presque a 10 000 Ie nombre des grands barrages. Ce sont justement les problemes de la fondation des grands barrages qui ont
mis I'accent sur la question des fondations sur les massifs rocheux et ont conditionne aussi des recherches et Ie deveJoppement technique et scientifique dans ce domaine. C'est surtout ces derniers temps, vu un grand nombre de catastrophes, que Ie probleme de la securite des grands barrages s'est aggrave, Rien que dans 9 des plus recents cas, la rupture desastreuse de grands barrages a coute la v~e a 1700 personnes. Si on y ajoute encore la perte d'enVlr?n 2000 personnes lors de la catastrophe du barrage de Vajont, on arrive a un chiffre inquietant. La question de la securite des grands barrages et des grandes retenues prend aussi ~e plus en plus d'importance a cause du moment psychologlque que ron constate surtout parmi les habitants d~s regions en aval de ces ouvrages. Des analyses plus detaillees sur les causes de la destruction de grands barrages demontrent que les erreurs dans la fondation presentent rune des causes les plus frequentes de rupture. D'apres les donnees de M. NOVARRO,dans la periode de 1799-1944, 308 grands barrages se sont ecroules. Les causes les plus frequentes provenaient des grandes crues, l'evacuation etant insuffisamment assuree, et des erreurs dans Ie projet des fondations. D'apres les donnees de M. GRUNERIe nombre des ruptures des grands barrages est de 281, dont 220 datent d'apres 1900. Le probleme de la fondation sur la roche, comme d'ailleurs la fondation en general aussi, a deux aspects: la securite et l'economie, D'un cote, en raison de la securite, il est necessaire d'assurer qu'il n'arrive point une rupture dans Ie massif rocheux SOliS l'influence des forces que l'ouvrage lui transmet. Egalement, les deformations du massif rocheux ne doivent pas depasser celles que la construction peut supporter. D'autre part, il est necessaire, en raison d'economie, d'utiliser dans la mesure du possible la capacite portante du massif rocheux. Cette contradiction peut se resoudre, et on y arrive, uniquement, par la meilleure connaissance des qualites et du comportement mecanique des massifs rocheux, par Ie developpement des precedes pour leur amelioration et par Ie developpement des theories qui prennent en con sideration d'une facon adequate Ie comportement des milieux reels sur lesquels on pose la fondation. On peut dire que dans Ie domaine du developpement des methodes de recherche experimentale sur les qualites des massifs rocheux, on a fait un progres relativement important. On peut dire la meme chose en ce qui concerne les precedes d'amelioration ?es .proprietes ?es massifs rocheux, et surtout pour les i njections, dranaiges et boulonnages. Toutefois, en ce qui concerne l'aspect theorique et surtout la definition du milieu reel s~r l.equel o~ fait la fondation, I'analyse qualitative et quantitative de 1etat des contraintes et 'des deformations dans Ie rocher de fondations, ainsi que la determination de leur capacite portante, on peut affirmer qu'on se trouve a I'aube d'un elan dirige vers Ie developpement de nouvelles theories, lesquelles, se basant sur le fond de donnees experimentales deja acquis, refleteront d'une facon plus exacte les phenomenes reels et ainsi presenteront une arme plus sure dans Ie combat pour la securite necessaire de la fondation, en tenant compte de I'eoonomie indispensable. II est naturel que ron ne puisse pas etudier le comportement du sol de fondation sans tenir compte du comportement de la construction et vice-versa. Le traitement de la construction, et particulierement des grands- barrages et du massif rocheux utilise pour la fondation, comme une entite
• Voir references l!lma 10 texte
original.
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complexe est adoptee d'une facon generale. Toutefois, de cette rnaniere Ie probleme de la fondation se complique encore. Les problemes de la fondation des grands ouvrages, a cote d'un tas d'autres problemes compliques du domaine des travaux publics et des mines, ont produit un grand elan dans la formation et dans le developpement de la mecanique des roches, creant ainsi une nouvelle discipline technique et scientifique, laquelle, prise en general, s'occupe des essais et des recherches des massifs rocheux comrne des milieux reels, afin de mieux connaitre leurs qualites physiques, ou mieux mecaniques, et leur comportement sous l'influence de differentes charges et dans des conditions de differents etats des contraintes. Un tel elan a aussi donne suite a la formation de la Societe Internationale de Mecanique des Roches, ainsi qu'a son premier congres international, au programme duquel figurent les problemes de la fondation sur Ie rocher. Dans Ie cadre du Theme 8 on a recu 30 rapports de 12 pays. Les principaux sujets traites peuvent ctre classes comme suit: 1. Repartition des contraintes et des deformations sous l'action de la charge et la capacite portante des massifs rocheux 2. Comportement des massifs rocheux comme fondations 3. Qvalites mecaniques et structurales generales des massifs rocheux comme fondations
Helerogeneite 11 rapports 9
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Afin d'obtenir une meilleure definition des massifs rocheux comme milieux reels sur lesquels on fait des fondations, qui servira a I'evaluation generale des rapports recus, ainsi que de base generale pour la discussion, dans ce rapport on passera en revue les connaissances sur les qualites mecaniques et structurales generales des massifs rocheux. Ensuite on donnera un aper9u des problemes concernant Ie traitement theorique de la fondation et surtout la repartition des contraintes et des deformations sous l'action des charges, et la determination de la capacite portante et du coefficient de securite; ainsi qu'aussi bien on donnera un apercu des resultats des essais et des recherches en ce qui concerne le comportement reel des roches dans les fondations - tout cela d'apres l'aspect des connaissances existantes et des contributions des rapports soumis au Congres concernant Ie Theme 8. Enfin, apres une evaluation generale et la presentation des conclusions, on formulera des propositions pour la discussion.
2.
QUALITES NERALES MILIEUX
MECANIQUES ET STRUCTURALES DES MASSIFS ROCHEUX COMME REELS POUR LA FONDATION'
GELES
Si l'ouvrage et le massif rocheux sur lequel on fait sa fondation sont consideres comme une entite unique, on constate aussitot Ie fait que Ie degre des recherches et des connaissances sur les materiaux qui constituent l'ouvrage est relativement tres eleve par rapport a celui des recherches et des connaissances sur le «materiau» du massif rocheux sur lequel on fait la fondation de ces ouvrages. Cette constatation a inspire beaucoup de chercheurs a consacrer specialement leur attention Ii la connaissance des qualites des massifs rocheux, avec le but final, quand le fond des donnees amassees atteindrait une valeur determinee, de rendre possi-
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bles les changements qualitatifs dans leur consideration comme milieux reels, afin de pouvoir definir des modeles rheologiques tels qui pourraient etre exprimes en langage mathematique et qui rendraient possibles les analyses theoretiques et numeriques basees sur des hypotheses plus reelles que celles dont on s'est servi jusqu'a present. Jl est certain, du cote methodologique de la question, qu'il etait correcte et indispensable de proceder aux essais en masse des massifs rocheux in situ avec les complements correspondants des recherches de laboratoire. Une analyse qualitative generale des donnees et des resultats des recherches sur des qualites des massifs rocheux montre que ces massifs possedent les qualites mecaniques et structurales generales suivantes: heterogeneite, anisotropie, discontinuite, contraintes naturelles et deforrnabilite. Ce n'est done pas par hasard que dans le cadre du Theme 8 on a presente 10 rapports oil leurs auteurs ont traite les questions des qualites generales structurales des massifs rocheux comme milieu Ii supporter la fondation.
L'heterogeneite des massifs rocheux est conditionnee par la disposition lrreguliere ou non-uniforme tant de leurs elements integrants que de leurs qualites mecaniques. Habituellement dans les massifs rocheux il n'existe pas d'uniformite des resistances mecaniques et de merne il n'existe pas d'uniformite dans la repartition des contraintes naturelles. De meme, les differents defauts et les discontinuites, ainsi que les parties sans defauts des massifs rocheux peuvent ctre reparties dans le massif rocheux d'une facon tout a fait irreguliere et non uniforme. Vu Ie caractere et Ie degre de fissuration, Ia permeabilite aussi peut varier d'une place a l'autre, ce qui fait qu'au point de vue de la perrneabilite un massif rocheux peut ctre heterogene aussi. L'heterogeneite est d'un interet particulier au point de vue de la deforrnabilite. D'apres ce qui vient d'etre cite il resulte qu'en principe Ie comportement reel du massif rocheux est different .du comportement du corps ideal decrit theoriquernent, a base des conditions moyennes. II est evident que l'heterogeneite est une categorie relative et qu'elle peut ctre de caractere parametrique. L'heterogeneite est relative par rapport Ii l'echelle d'observation. Done on peut parler, se rapportant aux massifs rocheux, de «l'heterogeneite statistique», ou «quasi-homogeneite», L'heterogeneite des massifs rocheux exige sa verification experimentale et son expression quantitative. Les essais doivent ctre organises de facon a ctre autant que possible representatifs, et pour cela suffisamment nombreux. Pour pouvoir faire les fondations dans les massifs rocheux il faut examiner leur heterogeneite et l'exprimer quantitativement, specialement par sa categorisation relative, c'est-a-dire en separant des zones quasi-hornogenes d'apres les parametres determines; le plus souvent d'apres la deformation, la fissuration, la permeabilite et la resistance au cisaillement. Ces donnees constituent les donnees de base pour la fondation. Dans Ie cadre du Theme 8 six rapports traitent la question d'heterogeneite des massifs rocheux sous une forme plus ou moins explicite, Mme CRUTCHLOW (R. 3) presente les differents problemes concernant la fondation des ouvrages sur le materiau rocheux heterogene, c'est-a-dire sur les argiles schisteuses carboniferes superieures, A la base de la constatation de I'heterogeneite des massifs rocheux M. LANE
(R. 14) propose une methodologie de la determination du module E, laquelle doit etre adoptee dans Ie projet, a la base de la determination prealable de leurs valeurs limites d'apres les resultats des essais in situ. Les resultats des recherches recentes montrent qu'on est oblige de tenir compte de I'heterogeneite meme pour les zones «quasi-homo genes», et la dissipation des resultats obtenus par les essais in situ conduit a I'application de la theorie de la probabilite et des methodes statistiques, surtout quand il s'agit de determiner la capacite portante des massifs rocheux et Ie coefficient de securite de la fondation.
Anisotropie Consideres en general, les massifs rocheux sont d'habitude .anisotropes, L'anisotropie des massifs rocheux es condition nee en premier lieu par leur fissuration, leur stratification, et leur schistosite. Vu la genese des fissures, des couches, et de la schistosite, a I'echelle d'observation, ces discontinuites structurales ne sont pas reparties chaotiquement, done l'anisotropie mecanique dans Ie domaine considere n'est pas d'habitude chaotique et elle peut etre determinee et exprimee quantitativement. Du point de vue de la fondation I'anisotropie des massifs rocheux s'exprime surtout par les parametres de resistance rnecanique et des deformations: Prenant en consideration la deformabilite, dans la fondation I'anisotropie rnecanique peut avoir une influence essentielle sur Ie flux et la repartition des forces et des contraintes dans Ie massif rocheux produites par le chargement dO a I'ouvrage. Les forces, comme on le sait, ont toujours la direction des moindres deformations. Dans les fondations des barrages-voOtes la deviation des forces que Ie barrage transmet sur les flancs en direction normale a la vallee, ou parallele a celle-la, combinee avec la resistance mecanique du massif rocheux, peut jouer un tres grand role dans Ie domaine de la stabilite des barrages. En ce qui concerne I'anisotropie des resistances rnecaniques, vu Ie caractere de la rupture dans les massifs rocheux, ce sont les directions privilegiees des plus petites resistances au cisaillement qui sont d'un interet special. D'apres ce que I'on vient d'exposer, on voit que parmi les donnees de base pour la fondation des grandes ouvrages doivent figurer aussi des donnees qualitatives et quantitatives concernant l'anisotropie. Dans des cas specifiques des milieux rocheux a I'anisotropie tres elevee, les theories et Ies precedes analytiques bases sur l'hypothese de I'isotropie ne peuvent pas etre appliques a l'etude des fondations. Dans 9 des rapports on traite egalement, sous differents aspects, 1a question de I'anisotropie des massifs rocheux, Entre autres, M. DVORAK(R. 10) donne l'interpretation de I'influence de I'anisotropie sur 1es deformations de la base de la fondation d'un pont pres de Prague. Dans Ie rapport R,9, M.M. PIQUER, MUZAs, URENA et GRAJER donnent les analyses theoriques de la repartition des contraintes produites par I'influence des' forces sur le milieu anisotrope, dont les couches sont horizontales, et les constantes d'elasticite different dans 'le sens vertical et horizontal. M. URIEL (R.8), dans ses reflexions theoriques, traite egalement I'anisotropie provenant du systeme des diaclases, et aussi M.M. GRISHIN, OREHOV,P¥STOGOVet SmMELMITZ(R,1S) dans leurs recherches theoriques et experlrnentales de I'influence de I'anisotropie des roches sur les fondations des barrages en beton,
Discontinuite Dans la discontinuite des massifs rocheux, traitee d'une facon generale, on considere: la fracturation, la stratification, la schistosite, la fragmentation potentielle et les formes karstiques. II est certain que la fracturation est une des proprietes les plus caracteristiques des massifs rocheux et que c'est ce caractere de discontinuite des roches qui peut expliquer un grand nombre de leurs proprietes et surtout Ie desaccord entre le comportement du massif rocheux discontinu et les hypotheses idealisees sur Ie corps de HOOKE. Quand les forces, qui ont agi dans Ie passe sur les massifs rocheux exposes a leurs influences, ont depasse certaines limites, il en a resulte des ruptures, des pertes locales de cohesion du rocher. Le plus grand nombre de ces ruptures sont d'origine tectonique. Cependant, vu que meme les fissures sont advenues comme suite d'un etat de contraintes determine, lequel a I'echelle de nos observations, en general aussi n'etait pas chaotique.Ies fissures, c'est-a-dire les discontinuites, ne sont pas reparties chaotiquement. Et vraiment, les mesures statistiques montrent en general l'exlstence de plusieurs systemes de fracturation, determines plus ou moins clairement, c'est-a-dire plusieurs families de fractures, Ie plus souvent trois systemes. Comme on a expose auparavant, une telle fracturation conditionne I'anisotropie mecanique, ce qui veut dire que les fissures determinent les directions privilegiees de I'anisotropie. L'importance speciale des fracturations sur fa resistance au cisaillement du massif rocheux est a souligner. Les failles et les gran des crevasses ont un role predominant comme de grandes surfaces potentielles du cisaillement. Cependant, dans certains cas un danger non moins grand peut provenir de la diminution de la resistance au cisaillement dans des directions determinees de la fracturation, fixees par la voie statistique. Le comportement mecanique d'un tel milieu discontinu, c'est-a-dire sa resistance au cisaillement depend en premier lieu de la geometrie des fissures et des caracteristiques mecaniques de celles-ci et de leur remplissage, ainsi que des caracteristiques des blocs de la roche de base, et surtout de la valeur de la cohesion et de l'angle du frottement interne. Dans le cas ou les fissures se recouvrent l'une l'autre, la resistance au cisaillement est plus grande, car les interconnexions des blocs sont mobilisees, tandis que dans le cas de fissures continues ces liaisons sont moins marquees. La nature du remplissage des fissures et la teneur en eau influencent la valeur de I'angle du frottement et la cohesion Ie long des surfaces potentielles de la rupture. La discontinuite est aussi une categoric relative et depend de l'echelle de la region observee. Si on observe une petite region du massif rocheux, ators de petites fissures provoquent deja la discontinuite, et entre ces petites craquelures on trouve des corps monolithes limites par la fracturation. Si on observe un champ bien plus vaste de cette meme roche, la signification des petites discontinuites diminue par rapport aux grandes fissures existantes et de cette facon on obtient des champs quasi-homogenes entre de grandes fissures. En dedans de ces champs, Ie massif rocheux peut etre considere comme «quasi-continu» si on tient compte de I'anisotropie et l'Mterogeneite provoquees par les petites fissures. En tous cas l'anisotropie, provoquee par la mobillte locale du massif rocheux dans differentes directions, et l'heterogeneite provoquee par differentes intensites de fracturation de certaines zones, doivent etre considerees comme cate-:
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gories statistiques. Comme quasi-continuite on peut comprendre egalemenr Ie massif rocheux avec des fissures tres rapprochees, ce qui permet de supposer dans certains cas que la cohesion est nulle. Dans Ie but de mieux connaitre la discontinuite, ou la fracturation d'une roche sur laquelle on desire faire la fondation, on doit etudier soigneusement les fissures et leurs systemes. Dans Ie cadre de cette etude viennent la position, la direction de I'etendue et I'angle d'inclinaison, la densite, Ie degre de separation, la grandeur d'ouverture des fissures, les caracteristiques de remplissage, l'aspect des faces des fissures. En general to us ces parametres de la description de la fracturation doivent etre exprimes quantitativement. Un apport considerable pour une plus ample connaissance des massifs rocheux et leur comprehension comme des milieux discontinus a ete donne par ce que l'on aopelle ecole autrichienne de la mecanique des roches (STINJ, SANDER,MULLERet autres). II est certain que la mecanique des roches et son futur developpement demandent Ie developpement de la mecanique des milieux discontinus. II est interessant de noter qu'on n'a pas encore effectue des progres considerables dans ces aspects theoriques mais que dans Ie champ des realisations pratiques on a developpe des precedes tres efficaces pour I'elimination des phenomenes negatifs dus a la fracturation, et notamment: injections, boulonnages et drainages. La discontinuite, comme caracteristique specifique des massifs rocheux, a ete traitee dans 13 des rapports. Certains de ceux-la sont cites dans d'autres chapitres de ce rapport general en liaison avec la question de la repartition des contraintes et des deformations, du caract ere de la rupture dans Ie massif rocheux et l'observation du comportement de la fondation, MM. GRISIllN et autres (R.15) demontrent, a' la base des essais experimentaux sur des modeles, l'influence de differentes orientations des systemes de fissures sur 1a repartition des contraintes sous la fondation, ainsi que l'influence des fissures de differentes positions et orientations sur 1a repartition des contraintes et du flux des forces. MM. REBAUDIet LINARl (R.I7) traitent l'influence de 1a discontinuite sur la deviation du flux des forces et donnent une comparaison des influences de la discontinuite sur 1a stabilite de la fondation a la base des essais sur rnodeles de la roche de fondation, comme continue et discontinue. Cependant it serait interessant, dans ce cas, comme dans Ie cas de l'anisotropie mecanique traitee par M. DVORAK(R.lO), d'expliquer de plus pres les conditions generales de l'equilibre dans tout Ie massif rocheux observe. M. FUMAOALLI(R.4) montre que les discontinuites dans Ie massif rocheux ont une influence plus grande sur la resistance vers la surface, oil la contrainte moyenne dans Ie massif rocheux est plus petite, qu'en profondeur, oil cette contrainte est plus forte. L'inclinaison de 1a surface a une grande influence sur la stabilite de la masse, et aussi Ie caractere des remplissages des fissures. II considere que les modeles geotechnlques constituent un moyen tres sftr d'essayer la fondation si ceux-ci reproduisent exactement les caracteristiques des massifs rocheux. Contraintes naturelles Les massifs rocheux compacts dans la nature se trouvem dans un etat de contraintes naturelles et les contraintes pri-maires qui y regnent ne sont pas Ii negliger. Comme dans Ie cas d'un grand nombre d'autres materiaux, naturels ou artificiels, les caracteristiques,techniques et les qualites des
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massifs rocheux dependent de la nature et de l'intensite des contraintes auxqueIIes iIs sont soumis. Les recherches ont demontre que les contraintes naturelIes dominantes sont d'origine tectonique, soit qu'il s'agisse de contraintes remanentes, soit de contraintes produites par Ie mouvement de I'ecorce terrestre qui se manifeste de nos jours. L'effet de la gravitation peut se manifester d'une rnaniere dominante dans les roches sedimentaires aux couches horizontales qui n'ont subi aucun changement posterieur, Cependant, dans les roches sedimentaires et eruptives qui ont subi des mouvements, ou dans les roches metamorphiques peuvent exister des contraintes importantes differentes de celles dues a la gravitation. . En ce qui concerne les contraintes naturelles, au point de vue de la fondation ce probleme a deux aspects. Le premier consiste dans Ie fait que souvent les massifs rocheux sur lesquels ont fait la fondation sont liberes des contraintes naturelles parce qu'iIs se trouvent a la surface, et la profondeur de la zone liberee des contraintes (la zone decemprimee) influence la determination de la profondeur de fondation. Les mesures statiques executees a l'aide du dilatornetre de sondage (KUJUNDZIC,MAYER)[1] [2] ainsi que les mesures dynamiques (BOLLO- R.27, STone et autres [3]) ont confirme l'existence de la zone superficielle libelee des contraintes. L'autre aspect consiste dans Ie fait que dans certains cas, surtout lorsque les rives sont tres raides, on peut avoir des augmentations considerables, c'est-a-dire des concentrations des contraintes naturelles lors de l'excavation, ce qui exige leur connaissance afin de prevoir les phenomenes conditionnes par la liberation des contraintes, comme les fissures de decompression, coups de charges et autres. Parfois ce phenomene peut rendre necessaire I'ancrage. Nombreux chercheurs ont etudie les changements des caracteristiques de la roche en fonction de l'etat de contraintes. Cependant, ces recherches ont ete realisees en general sur des echantlllons, c'est-a-dire sur une continuite, Les recherches concernant l'effet sur une discontinuite, c'est-a-dire sur Ie massif rocheux ne sont pas encore suffisamment developpees, La compression ou la decompression du massif rocheux fracture produit l'elargissement ou Ie resserement des fissures naturelles, et ainsi done influence aussi la permeabilite du massif rocheux avec toutes ses consequences negatives. II semble que pour l'etude de cette question l'application des methodes dynamiques de recherche soit une bonne arme. Une contribution tres interessante a cette solution est presentee dans Ie rapport (R.19) de MM. TERRASSA,DUFFAUTet GARNIERqui ont fait prendre des mesures sismiques pendant les premiers remplissages du reservoir du barrage de Roujanel et ont obtenu des variations importantes des vitesses apparentes. Dans Ie rapport R.23 on trouve aussi la description d'un essai in situ dont les resultats montrent la dependance des contraintes et des vitesses des ondes elasttques, Dans leur rapport (R.27) MM., BoLLO et SERAFIMdecrivent l'application d'une methode sismique, et les resultats obtenus des essais de profondeur et extension des zones decomprimees pour cinq profils de grands barrages. D'autre part l'application de methodes statiques tres poussees, pour mesurer les contraintes naturelles, et de l'interpretation correspondante, rend possible la determination de l'etat des contraintes dans un massif rocheux destine a la fondation. D'ailleurs un theme special a ete consacre a cette question (Ie Theme 4) lors de notre congres, En analysant l'etat des contraintes dans la zone du massif rocheux sur laquelle la construction s'appuie et sur
laquelle elle transmet les forces qui provoquent de nouvelles contraintes, il faut, en principe, tenir compte egalement des contraintes qui existent deja dans l'etat nature\. Deformabilite Un nombre d'essais systernatiques et des mesures executees dans les massifs rocheux a demontre que les massifs rocheux au point de vue de la deformabilite ne se comportent pasni comme les corps idealernent elastiques, ni comme les corps idealement plastiques. La solution theorique de BousSINESQ sur la repartition des contraintes ne peut pas etre consideree strictement comme tout a fait valable, et elle ne saurait pas expliquer tous les phenomenes, car le massif rocheux n'est pas un corps idealernent elastique et les deformations du massif rocheux ne sont pas reversibles, ou plutot elles ne Ie sont que partiellement. D'autre part, les deformations du massif rocheux ne peuvent non plus ctre considerees idealement plastiques. Les deformations du massif rocheux ont leurs caracteristiques et leurs specificites. Elles comprennent les deformations de la partie fondamentale du massif rocheux (du bloc) ainsi que la deformation causee par la fermeture des fentes et des fissures, relativement au deplacernent des elements fondamentaux du massif rocheux, accompagnee, d'une facon determinee, par l'apparition des deformations des remplissages des fissures. Les deformations reversibles sont du type des deformations elastiques ou visco-elastiques, elles montrent que le massif rocheux presente un comportement elastique instantane et elastique differe, Les deformations permanentes sont conditionnees en general par la fermeture des creux, des fractures et fissures dans Ie massif rocheux, c'est-a-dire elles proviennent de la mobilite partielle des elements du massif rocheux. Parallelement avec les etudes theoriques des massifs rocheux et particulierement de leur comportement en ce qui concerne les deformations, et dans Ie but d'expliquer les phenomenes constates par les observations, on utilise souvent differents modeles rheologiques comme Ie sont: pour les deformations reversibles differees - KELVIN, pour les plastiques - St. VENANT,pour les visco-plastiquesBINGHAMetc., ainsi que leurs combinaisons. Dans son futur developpement la mecanique des roches doit ctre orientee davantage vers l'etude du fluage et du caractere partiellement reversible des deformations du massif rocheux, c'est-a-dire dans la direction de la rheologie des massifs rocheux, ce qui est aussi, d'ailleurs, la definition de la mecanique des roches qui a ete donnee par Ie comite pour la mecanique des roches de la societe geologique americaine, 11 est certain que les tensions initiales influencent la deformation du massif rocheux, ce qui a ete preuve tant par les essais triaxiaux de laboratoire que par les essais executes in situ. Dans lafondationde grands ouvrages, comme Ie sont par exemple les grands barrages, la deforrnabilite du massif rocheux dans la fondation arrive a sa culmination seulement quand il s'agit de roches tres deformables. Les analyses theoriques et les essais sur modeles ' ont montre que l'etat de contrainte et de deformation dans les barrages-vot1tes ne change pas sensiblement si Ie rapport du module d'elasticite de la roche dans la fondation et du module d'elasticite du beton du barrage diminue de 1 a 1/4 (ROCHA [4]); ceci est valable aussi pour les barrages a contreforts, si Ie massif rocheux est homo gene .. Vu de telles influences il n'est pas indispensable de connaltre la deformabilite du massif rocheux avec une tres
grande exactitude. Cependant, malgre cela, il est parfois tres important d'examiner soigneusement les changements des deformations en fonction du temps, c'est-a-dire de comportement du massif rocheux sous une charge d'une longue duree. Toutefois, dans la fondation, il est tres important de fixer la situation et Ie caractere des zones tres deforrnables et en general d'obtenir un apercu du changement de deferrnabilite du contour de la construction. Le plus sou vent les fondations ne peuvent pas ctre considerees comme homogenes d'apres Ie parametre de la deformabilite, et il est necessaire de constater la position dans l'espace et les caracteristiques des deformations de certaines zones quasi-homogenes. La haute deformabilite des massifs rocheux peut conduire a des phenomenes indesirables, comme l'apparition de traction dans le massif rocheux meme, Le chargement sur un grand barrage conduit a ce que Ie massif rocheux en amont est soumis a la traction et celui en aval a Ia pression. S'il s'agit de 'roche dont la permeabilite augmente quand augmentent les tensions de la traction, on peut s'attendre a ce qu'en amont du barrage s'ouvrent des fissures par lesquelles l'eau peut penetrer et produire la pleine pression hydrostatique. C'est justement ce qui c'est passe au barrage Bissina ou, d'apres R.13 par M. WEYERMANN,les infiltrations ont augrnente dans de tres gran des proportions. La deformabilite des massifs rocheux est traitee d'une facon ou de l'autre dans presque tous les rapports soumis. Comme dans Ie cadre du Theme 3 la question des defermabilites des massifs rocheux est traitee a part, nous allons de nouveau en parler dans la partie 3 de ce rapport. Un bref rappel sur /a methodologie des recherches du comportement mecanique des massifs rocheux La prospection des massifs rocheux et leur description au point de vue du comportement mecanique, ainsi que le probleme de leurs caracteristiques, presentent des questions a part qui sont traitees en detail dans Ie cadre des themes I, 2 et 3. De ce fait ces questions ne seront pas plus detaillees ou approfondies ici. Pourtant, afin de completer l'image de ce probleme du massif rocheux comme un milieu reel sur lequel on fait la fondation, on va seulement s'occuper de la complexite de la rnethodologie des recherches de ses caracteristiques. II est certain que les methodes experimentales de recherche sont dominantes, surtout dans les phases preliminaires de prelevement de donnees experimentales. Avec cela, les principales methodes de recherche sont orientees vers la recherche in situ en premier lieu, a cause des caracteristiques structurales ef mecaniques des massifs rocheux decrites precedemment. Les essais de laboratoire sont justifies s'ils sont organises comme complement de ceux du terrain et cela seulement dans des cas determines, ou bien comme des essais parametriques du caractere des recherches scientifiques. Les essais experimentaux in situ sont devenus une pratique reguliere quoique l'interpetation des resultats obtenus soit tres delicate. Dans Ie cas de la fondation des constructions plus importantes il est a recommander qu'a cause de la composition et la complexite du probleme, I'etablissement du programme et I'interpretation complexe definitive doivent etre faits avec Ie concours des specialistes correspondants: des geologues, des geophysiciens, des geotechniciens et des constructeurs. Dernierement les essais sur modeles deviennent de plus en plus une methode tres utile pour les recherches du com-
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portement des massifs rocheux dans des conditions differentes de charge ou de contrainte. A cote des methodes photoelastiques et autres, les modeles geotechniques sont surtout interessants parce qu'ils presentent d'apres les lois de similitude les qualites et les caracteristiques mecaniques des massifs rocheux, y compris l'heterogenie, I'anisotropie, la fracturation, l'etat de contrainte et la deforrnabilite - ce qui apporte de grandes possibilites de saisir les qualites reelles des massifs rocheux. Les observations et les mesures sur les massifs rocheux dans les fondations des constructions executees et livrees a I'exploitation presentent egalement une methode importante des recherches experimentales. On retiendra davantage cet aspect du probleme dans Ie chapitre 4 de ce rapport. Enfin, la methode theorique des recherches est bien la principale qui, basee sur les resultats des recherches experimentales, mene a la generalisation des resultats, a l'etablissement et a la description des lois regissant les phenomenes en langue rnathematique. De cette facon elle rend possible Ie developpement ulterieur et I'application standarde des methodes analytiques aux calculs concrets, dans la pratique courante des ingenieurs. C'est justement dans I'influence permanente mutuelle des resultats des recherches experimentales et theoriques que se situe la condition prealable du developpernent futuro Car les experiences sans theories sont aveugles et la theorie sans experiences est sterile. Les rapports R.12 (SERAFIM,GUERREIRO),R.24 (SERAFIM,Cosrx NUNES),R.27 (BoLLO,SERAFIM)et R.29 (SERAFIM, ULATE, UMANA) traitent les methodes et les programmes des prospections et exposent les resultats obtenus a la base des methodologies adoptees, pour une serie des grands barrages.
lions constatees, d'un caractere permanent, et surtout les problemes attaches a la rupture dans la masse rocheuse, ont conditionne I'application de la theorie de plasticite aussi. Pourtant, pour l'application de ces theories, iI a ete indispensable de connaitre certaines caracteristiques mecaniques de la masse rocheuse. Pour cette raison, et a cause d'un grand nombre d'autres problemes du genie civil et des mines, on est arrive a donner un grand elon au developpement des methodes pour les essais experimentaux des caracteristiques mecaniques et du comportement des massifs rocheux dans des conditions differentes de la charge et de l'etat des contraintes. Au moment ou le fond de donnees recueillies a atteint un certain niveau, on a constate qu'i1 etait necessaire de creer de nouvelles theories qui correspondent davantage aux caracteristiques reelles des massifs rocheux: a I'heterogeneite, anisotropie, discontinuite, contrainte prealable et deformabilite, Juste a present nous nous trouvons, quoique dans la phase de debut, aussi en plein elan de poser des theories qui correspondent mieux a une meilleure connaissance actuelle des caracteristiques des massifs rocheux. • La premiere solution, basee sur la theorie d'elasticite, comme on Ie sait, a ete donnee par BoUSSINESQ,1885, pour Ie cas d'un demi-espace elastique, homogene et isotrope, soumis a l'action d'une charge concentree perpendiculaire a la surface limite du demi-espace. De cette solution. on est arrive a une autre pour un massif indefini charge, suivant une ligne indefinie: ensuite a la solution du probleme de la bande chargee uniformement par des pressions verticales, de largeur constante et de longueur indefinie, comme aussi a la solution pour le chargement du demi-espace par la charge uniformement repartie sur la surface circulaire. D'autre part CERRUTIa donne en 1882 la solution pour une force de direction quelconque et specialernent pour une force horizontale [5]. Pour la charge agissant sur une sur3. REPARTITION DES CONTRAINTES ET DES DEFOR- .• face rectangulaire, la solution a ete donnee par SCHLEICHER, 1926, et aussi sous differentes formes par d'autres nombreux MATIONS PAR L'ACTION DE CHARGES ET CAPAtheoriciens. A ces solutions theoriques basees sur la theorie CITE PORT ANTE DES MASSES ROCHEUSES d'elasticite, il faut ajouter aussi la solution de BoUSSINESQ du probleme du milieu elastique indefini sollicite en 'un La fondation de grands ouvrages sur les massifs ropoint par une force don nee. cheux pose, parmi d'autres, surtout des problernes attaches En considerant l'anisotropie rnecanique des massifs roa la repartition des contraintes et des deformations sous cheux, les travaux theoriques traitant les problemes de I'action de charges, au caractere de la rupture et au coeffil'equilibre des milieux stratifies sont d'un interet particulier. cient de securite, ayant en vue egalement la masse rocheuse Ainsi, WOLF, 1935 [5], a donne une solution, a la base de dans la condition naturelle ou roches qui ont subi des chanla theorie d'elasticite, pour le cas de terrain orthotrope gements, soit par I'action de I'eau, soit par l'amelioration avec differentes valeurs du module d'elasticite en sens verartificielle de leurs caracteristiques mecaniques. tical et horizontal, et FROHLICHdeja en 1934 a donne une solution de repartition des contraintes dans Ie demi-espace anisotropique elastique sous l'effet de la force concentree, Theories des fondations sur le rocher Les etudes de BUISMANsont egalement interessantes, II a suppose que Ie module d'elasticite E est proportionnel a Les premieres theories appliquees afin de resoudre les la contrainte verticale tI, et HRABANa suppose que Ie module problemes des fondations sur Ie rocher ont ete basees sur d'elasticite E est proportionnel a la racine carree de la prola theorie d'elasticite, Ceci est comprehensible si on se fondeur, ce qui est, dans une mesure donnee, en accord rappeIIe que les premiers .problernes des fondations sur Ie aussi avec les resultats des recherches experimentales. rocher, ou iI fallait prendre en consideration la deformabilite de la masse rocheuse, se rapportaient a des constructions Cependant, quoique dans certains cas les solutions de la theorie d'elasticite donnent une assez bonne image de relativement petites, et par suite a de petites forces, tandis l'etat des contraintes, en observant Ie massif entier, on a que les roches etaient en general d'une qualite relativement bonne. Cependant, avec I'accroissement des ouvrages et de . cons tate que la repartition des contraintes directement leur importance, et aussi des forces que ces constructions en-dessous de I'ouvrage est differente pour Ie milieu reel transmettent a la roche de fondation, ainsi qu'avec Ie besoin de ce que presentent les solutions theoriques. Dans les roches de utiliser pour la fondation des massifs rocheux d'une quareelles on a constate qu'on rencontre de tres grandes conlite de plus en plus modeste, on est parvenu a une plus ample traintes sous les points de la charge. En consequence on a connaissance des qualites des roches. Les grandes deformapose le probleme de repartition des contraintes au voisinage 554
des points de charges, ce qui a donne un nombre d'etudes experirnentales et theoriques se rapportant a l'intermediaire souple ou rigide de charge. D'autre part, l'intermediaire peut produire ou non Ie frottement. BOUSSINESQ a donne les solutions pour l'intermediaire rigide et souple, En ce qui concerne Ie frottement, cela n'a 'pas une importance pratique pour les fondations sur les roches rigides.
et l'autre pour l'angle du frottement interne nul, et la cohesion a une valeur donnee. L'hypothese de la cohesion egale a zero est acceptable dans certains cas vu qu'un nombre de mesures in situ a demontre que les valeurs de la cohesion sont relativement petites et que d'autre part elles peuvent atre presque annulees par la propagation des deformations et par une chute des resistances de leurs valeurs maximales aux valeurs residue lies. Dans Ie rapport R.2 M. NISIDDAdonne l'integration de Comme on peut voir dans ce bref rapport, l'application l'equation de BOliSSINESQpour Ie cas du chargement du des theories citees suppose la connaissance d'un certain demi-espace elastique en profondeur, par la charge circunombre de caracteristiques rnecaniques des masses rocheuses, laire uniformernent repartie, ainsi que la solution du meme probleme, mais pour l'interrnediaire rigide. M. HAYASHI et surtout des modules d'elasticite, ou du module de la deformation E, de I'angle de frottement interne et de la (R.5) elargit Ie domaine des recherches dans Ie milieu cohesion c. Par les essais experimentaux et les recherches fracture avec les fissures horizontales et vcrticales avec rede ces caracteristiques, surtout in situ et sur des modeles, partition reguliere et donne les equations pour Ie calcul de on est arrive a apprendre de nouveaux faits a la base desla repartition des contraintes dans les differentes profonquels s'ouvre un large eventail de nouvelles questions: dans deurs, en prenant aussi en consideration les glissements queUes mesures et limites sont d'ailleurs applicables les locaux causes par Ie depassernent de la resistance au cisailhypotheses de la rupture; que I est le mecanisme de la rupture lement dans les fissures. MM. PIQUER,MUZAs, URENA et dans les masses roche uses fracturees ; comment I'heterogeGRAJERA (R.9) donnent des solutions de repartition des neite, la discontinuite, et l'anisotropie mecanique influent contraintes pour Ie demi-espace anisotrope sous I'action sur I'aspect des contraintes, des deformations et sur Ie cade fa charge perpendiculaire et tangentielle du barrage-poids ractere de la rupture; de quelle facon et avec quelles donnes pour Ie reservoir plein et vide. peut on decrire la resistance et la rupture dans les masses D'autre part, comme on I'a dit deja, les grandes deforrocheuses fracturees, mations et les ruptures les plus frequentes en forme de De cette facon la contradiction entre I'evolution des glissement ont conditionne Ie traitement de ce problerne methodes analytiquesde calcul des constructions, par exemple sous l'aspect de la theorie de plasticite. Le recours a l'applidu corps des barrages, et non-developpement des methodes cation des methodes de la mecanique du sol est justifie par du calcul de la capacite portante de la fondation, est devenue Ie fait que la masse rocheuse, sur laquelle on fait la fondaencore plus accentuee et elle exige une solution. tion, se trouve a la surface, et pour cela elle est liberee tout a fait des contraintes naturelles, ou bien ces dernieres sont Afin de trouver une reponse a ces questions, de nombreux tres faibles. Elle est justifiee encore par les faits que la masse investigateurs ont commence a travailler, d'une part, sur est entrecoupee par les fissures et fracturations et qu'elle les recherches experiment ales et d'autre part sur les etudes possede une certaine valeur donnee de la cohesion et de et recherches theoriques, Les recherches experirnentales sont I'angle du frottement interne, qui varie en fonction de la orientees vers I'etude du caractere et de la phenomenologie teneur en eau. C'est pour cela que I'on considere comme de la repartition des contraintes et des deformations, et valable la condition de COULOMBpour l'equilibre du massif surtout de la rupture, tandis que les etudes theoriques ·se en etat de plasticite, Les resultats experimenraux demonsont tournees vers la description des phenomenes constates, trent que pour la roche et la masse rocheuse fracturee la et a la base des hypotheses adoptees, a la recherche des loi lineaire de COULOMBest valable seulement approximaprecedes analytiques a etre appliques dans la pratique des tivement pour l'intervale limite des contraintes. La depeningenleurs. dance (1, "'t'y suit la ligne courbee parabolique (KARMAN, Comme on I'a expose precedernrnent, les solutions theoSKEMPTON[6]). riques de la determination de capacite portante ant ete La solution pratique pour l'equilibre plastique du demibasees sur l'hypothese de la quasi-continuite homogene et -espace charge le long d'une ligne infinie a ete donnee par isotrope caracterisee le plus souvent par deux parametres PRANDTL; avec l'hypothese d'un terrain sans poids. Le c et ~, au parfois on considere c = 0 et pour ~ on prend schema de PRANDTLde la rupture pour les zones d'equiI'angle constate dans les fissures. Cela veut dire qu'on libre elastique, zones de cisaillement radial et zones en neglige l'angle du frottement et la cohesion de la masse etat elastique de butee, presente la solution pour determiner rocheuse fondamentale-monolithe. Pourtant, certaines noula capacite port ante des fondations. Cette capacite portante, velles recherches experimentales dernontrent qu'on peut et pour Ie cas de la charge verticale, peut atre determinee par qu'on doit compter avec les valeurs de la cohesion et de I'application de l'expression pour la pression limite de l'angle du frottement tant dans les fissures que dans le moPRANDTL-CAQUOT. La formule Prandtl-Caquot donne des noli the egalement, La rupture arrive Ie long des surfaces valeurs de la charge de rupture et exige l'aplication du determinees et iI faut reconnaitre en tous cas que les direccoefficient de securite 2 au moins, tions privilegiees des discontinuites jouent un role important. Les difficultes sont dans Ie choix correct de la surface Pour Ie calcul de la stabilite, ou de la capacite portante du glissement, ce qui exige l'investigation d'un nombre de en cas des fondations inclinees, on applique Ie plus souvent variations. Ie precede qui a ete donne par MEYERHOFP], selon I'interpretation de TALOBRE[5], pour le cas du milieu homogene On a deja publie certains resultats des recherches, parmi lesquels egalernent les resultats interessant auxquels sont et isotrope, malgre des defauts theoriques. MEYERHOFa parvenus SIRIEYS,MOLLER-PACHER,KRsMANOVICet autres. supplements ses considerations theoriques qui sont valables pour les forces inclinees dans les plans verticaux, par des M. SIRIEYS[8] a etudie Ie probleme de la rupture des recherches experimentales et a donne des solutions pour les , materiaux stratifies qu'il a reproduits en laboratoire a l'aide deux cas: Ie premier, pour l'hypothese d'une cohesion nulle, des parallelopipedes homogenes colles en ranges paralleles et d'un angle du frottement interne d'une valeur donnee, en appliquant un mortier correspondant, et il les a exposes
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aux pressions monoaxiales avec differentes orientations par rapport a la position de la stratification. Les essais ont demontre que les conditions de la rupture changent en fonction de l'angle entre la normale sur Ie plan des couches et la direction des contraintes. Le materiau se comporte comme homogene jusqu'a une valeur donnee de cet angle qui correspond a l'angle du frottement du remplissage des strates, et la resistance a Ia rupture est constante. Ensuite, la resistance change et passe par un minimum et alors se produit Ia rupture le long d'une ligne brisee qui suit Ie plan de stratification. La ligne de rupture depend des caracteristiques du liant, de la cohesion et de l'angle du frottement interne. MULLERet PACHER[9] ont execute une serie d'essais sur modeles avec une seule familIe de fissures, afin d'examiner le comportement mecanique du milieu fissure pendant la rupture plastique et Iors de la rupture. Au cours de ces essais ils ont varie: l'angle entre la direction des fissures et celIe de Ia charge principale, le degre de separation dans le plan, la densite relative des fissures et le rapport des charges appliquees, Les essais dernontrent que la diminution de Ia resistance produite par l'influence des fissures atteint 85 % et elle augmente a mesure que la charge devient monoaxiale. L'angle des fissures sur le champ de forces est d'un interet particulier. Les corps stratifies a strates minces ont une resistance moindre que ceux a strates epaisses. La rupture du modele s'efTectue le plus souvent en deux familIes dont une se forme suivant les fissures qui existent, tandis que l'autre se presente comme une rupture mixte ou en gradins. MM. KRsMANOVICet MILIc [10] ont execute des essais sur des modeles a deux dimensions de la masse roche use, avec des strates horizontales et divisees par un reseau des fissures verticales. Les essais ont montre que I'etat initial des contraintes dans le massif rocheux a une grande influence sur Ia repartition des nouvelles contraintes. Un grand role est aussi joue par: la rigidite de l'ouvrage et de la roche de la fondation, la nature des fissures et les caracteristiques de leur remplissage. La nature de la rupture de ce materiau est differente de la rupture dans le sol et on ne peut faire aucune comparaison ou analogie. La rupture du milieu discontinu est progressive. Sa nature et grandeur de Ia force critique dependent de plusieurs parametres r de la resistance de la roche fondamentale, de l'etat naturel des contraintes, de la· nature et de la repartition des discontinuites etc. lIs concluent que chaque roche doit etre etudiee comme un probleme special, en tenant compte de tous les facteurs qui peuvent influencer tant la repartition des contraintes que la force de la rupture. II est certain que les investigations du caractere de la rupture, ainsi que des relations quantitatives lors de Ia rupture, presentent une bonne methode pour la solution de ce probleme cornplique. A peine nous disposons a present des premiers resultats et on peut s'attendre a ce que le probleme soit resolu en partant du plus simple pour Ie plus complique, des parametres vers les complexes. Un exemple des essais pararnetriques du caractere de la rupture sur des echantlllons est presente par M. FuMAGALLl(R.4), qui decrit la difference dans le caractere de la rupture du materiau rocheux pour Ie cas de la rupture fragile et hautement plastique, On ne voit pas c1airement dans Ie dispositif des essais si ceux-ci ont ete executes dans I'etat biaxial des contraintes ou si les forces axiales avaient ete transmises aux extremites des echantillons et avaient produit la rupture dans l'etat triaxial avec la contrainte de la traction axiale. Cependant, en connexion avec le caractere de la rupture, il faudrait que les investigations portent aussi sur le pro-
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bleme de la rupture progressive. A cause de l'heterogeneite des massifs rocheux fractures, stratifies ou schisteux, il y a une repartition non-uniforme des contraintes et des deformations, ce qui cree une concentration de contraintes dans les parties les plus resistantes et si les contraintes depassent la resistance des parties les plus rigides, Ies contraintes sont transmises aux parties les moins resistantes, Cette diminution successive de la resistance peut etre arretee, si la resistance totale de la masse rocheuse avec la resistance la plus basse est capable de recevoir les forces transmises par I'ouvrage avec Ia vitesse permise et diminuante des dilatations. Dans les cas extremes la rupture successive continue et seulement Ie reste de la resistance dans la masse rocheuse reagit a la charge exterieure, Pour le moment, on ne peut pas reproduire ce caractere de la rupture progressive dans les essais sur modeles, • Un precede analytique interessant a ete developpe par SUKLJEet DRNOVSEK[11] avec l'analyse en trois dimensions de la stabilite de fondation des barrages-voiites poses dans Ie milieu fracture et stratifie, sous l'hypothese que le deplacement de la roche se fait le long des couches horizontales ou legerement inclinees, avec des intercalations argileuses, et le long des surfaces de rupture verticales en forme de spirales. L'hypothese est que la resistance de Ia masse rocheuse peut etre vaincue le long de la peripherie des coins glissants successifs, et que les mouvements se font en forme de rotation autour d'un axe vertical assez eloigne, Les forces actives sont: la charge transmise par Ie barrage et le poids de la masse rocheuse, et les forces reactives sont les forces de la resistance au cisaillement dans la base argileuse du coin et dans la partie de Ia surface verticale interieure du coin qui ressemble a un escalier. Le precede rend possible la prise en consideration d'autres forces actives, comme par exemple les forces des sous-pressions, ou bien les forces des ancrages precontraints, La solution du systeme d'equations s'obtient a l'aide d'ordinateurs electroniques. MULLERet PACHER[9] ont essaye de developper la methode du calcul qui, quand on connait les resistances du materiau dans une direction determinee et les donnees goologiques, ou structurales, permettrait de tirer les conclusions sur la resistance dans d'autres directions, a l'aide du facteur de l'anisotropie. Cette methode nommee methode de «WiderstandszifTer des Kluftkorperverbandes» a donne des resultats appliquables, mais pour sa confirmation et son perfectionnement il faut executer encore des comparaisons avec les resultats des experiences dans la nature et sur modeles, M .. LONDE[12] a mis au point une methode pour l'analyse tridimensionnelle de la stabilite d'une rive rocheuse. Le cal cui se rapporte a la masse rocheuse limitee par trois fissures et par la surface de la masse rocheuse. Les forces bui agissent sur une masse rocheuse ainsi determinee sont: Ie poids propre, les forces que l'ouvrage transmet et les sous-pressions, Les forces resistantes sont celles qui apparaissent a cause du frottement des surfaces du glissement, qui sont supposees n'avoir pas de cohesion. D'apres Ie type de la rupture on obtient six systemes differents, car Ie glissement peut etre fait sur n'importe lequel des trois plans, ou sur n'importe lequel des trois paires de plans. Les resultats du calcul permettent, en variant les valeurs donnees, d'avoir un aper~u dans quel plan la sous-pression joue un role determinant ou quel est le plan le plus sensible a une baisse de son frottement. La presentation graphique des resultats permet de juger rapidement du poids relatif des parametres cssentiels: coefficients de frottement et valeurs des sous-pressions, ce qui est d'un interet special pour
les ingenieurs. Quoique l'hypothese adoptee de la non-deformation et de l'etat mono lithe de la masse rocheuse en question est trop simplifiee, par contre ce precede represente un apport considerable, d'autant plus qu'on introduit dans le calcul les discontinuites et ainsi on donne une importance determinee et necessaire a l'action de Ia sous-pression. Les calculs se font a l'aide d'ordinateurs electroniques, ce qui permet Ie futur developpement de ce precede, en prenant en consideration des formes plus compliquees des masses rocheuses. Pour I'instant on n'a pas encore de methodes pour Ie calcul de la stabilite de l'ensemble forme par l'ouvrage et la masse rocheuse. Les fondations s'examinent sous I'action de la combinaison la plus defavorable des forces que la construction trans met sur la roche. Ainsi, les calculs se font, comme on l'a indique, prennant la roche comme un milieu avec des caracteristiques moyennes, et a part on examine la possibilite de rupture le long des grandes discontinuites. II faut souligner que la rupture dans Ies fondations peut etre produite sous I'action des forces horizon tales sur la surface de contact de l'ouvrage et de Ja roche qui sert d'appui, ou bien, a cause de I'irregularite du contact, la rupture peut passer a travers la roche Ie long d'une surface parallele au joint de fondation, et enfin 'Ia rupture peut apparaitre comme rupture en profondeur, en formant un coin de glissement.
Coefficients
de securite.
Par rapport aux coefficients de securite, concernant la fondation sur les masses rocheuses, il existe encore une grande variation dans les conceptions et les attitudes. Depuis la peri ode de construction des premiers grands barrages contemporains on discute la question du coefficient de securite, Cependant, ce coefficient n'est pas encore tout a fait defini. La definition usuelle du coefficient de securite est k = P,/P, oil P, est la force de rupture et Pest la force qui agit sur les fondations. La valeur qu'on adopte pour k depend du type de l'ouvrage et du degre de la connaissance et de la dispersion des caracteristiques des masses rocheuses dans les fondations. Les valeurs des coeficients de securite ainsi deflnres varient en general entre 2 et 5. Cependant, les masses rocheuses sont heterogenes et leurs valeurs P, peuvent varier dans de larges limites. Comme les resultats des mesures faits a l'interieur de certaines zones quasi-homogenes donnent une dispersion determinee, Ie criterium peut etre different; ou adopter les valeurs moyennes ou bien les valeurs qui correspondent a une faible probabilite de rupture, ce qui donne, pour chacun des deux criteriums, des valeurs differentes du coefficient de securite. Les resultats des mesures menent obligatoirement a la theorie de la probabilite et aux methodes statistiques. Chaque caracteristique adoptee pour une zone quasi-homogene presente en realite une loi generalisee et on ne peut pas savoir d'avance quelle valeur aura cette caracteristique a un point donne. Mais on peut trouver la probabllite de rencontre avec une caracteristique donnee. . Si on determine la capacite portante locale pour certaines zones quasi-homogenes, alors les valeurs P, de la capacite portante et P de charge forment pour chaque partie observee deux populations statistiques. Le quotient P,/P presente egulement une population statistique. La loi de frequence de ce quotient offre la probabilite qu'on trouve sa valeur au dessous de l'unite. M. TALOBRE(I2) conseille de ne jamais depasser, pour la force adoptee de la capacite
portante, la valeur du risque de 5~. Done, a la base des methodes statistiques on peut analyser la grandeur du risque. Parfois le coefficient de securite se rapporte seulement a certaines des forces agissantes. Par exemple, le coefficient de securite d'un barrage-poids, contre le glissement, se definit avec k = T,IT oil T, presente la valeur des forces tangentielles sous I'action desquelles arrive la rupture, et T la valeur de la force tangentielle active, qui agit sur la fondation. Ainsi, comme aussi le long des fissures ou des failles, la securite est definie a l'aide de l'angle du frottement. Si la masse rocheuse est definie par I'angle du frottement, Ie coefficient de securite peut etre exprime par k = tg '/J,/tg '/J oil '/J est la valeur activee dans la masse rocheuse et '/J, la valeur a laquelle la rupture a lieu. Si la masse rocheuse est definie seulement par la cohesion, alors le coefficient de securite est k = c,/c oil c est la valeur qui a ete activee dans la masse roche use, et c, la valeur qui correspond a la rupture. M. ROCHA propose une autre definition du coefficient de securite, Si Ie massif rocheux _est defini par son angle de frottement, Ie coefficient de securite peut etre exprime comme le rapport entre l'angle de frottement ('/J), ou sa tangente, qui peut etre atribue au massif rocheux avec une grande certitude, et la valeur de l'angle de frottement pour laquelle on aurait la rupture sous l'action d'un charge constante donnee ('/J'): k = tg ¢J/tg '/J'. De meme, si Ie massif rocheux est defini par sa cohesion, Ie coefficient de securite serait: k = clc', oil c represente la valeur de la cohesion du massif rocheux adoptee, et c' la valeur de la cohesion pour laquelle on aurait la rupture sous l'action d'une constante donnee, Dans la pratique, Ie plus souvent on caracterise les qualites du cisaillement de chaque ~one quasi-homogene par les valeurs de cohesion c et de l'angle du frottement '/J, ce qui correspond a la ligne droite moyenne de COULOMB. M. ROCHAindique que les angles du frottement varient le plus souvent au-dessus de 550, ce a quoi correspond un coefficient du frottement egal a 1,4 [4]. Cependant, pour les schistes, les valeurs de l'angle du frottement tendent vers 380 (KUJUNDZIC [2]). Pour Ie coefficient de securite qu'on applique au frottement, on adopte la valeur de 1,5 a 2 en dependance de la dispersion et de la qualite des resultats, tan dis que le coefficient de securite qu'on applique a la cohesion doit etre au moins 4 a 5, vu la dispersion (ROCHA). Dans Ie R.25, MM. SERAFIMet SAENZrecommandent l'application de differents coefficients de securite pour la cohesion et l'angle du frottement, et aussi dans certains cas c = O. Les auteurs de ce rapport exposent de tres interessantes explications en ce qui concerne les surfaces potentielles de la rupture. Dans Ie rapport R.16, MM. ISHII, IIDA et KISHIMOTO proposent la determination de la surface de rupture par la comparaison de la resistance a la rupture avec les contraintes dans differents points. Pourtant, comme les contraintes pour une charge donnee se determinent d'apres la theorie d'elasticite, et on les compare avec la resistance dans l'etat de rupture plastique, une telle conception ne parait pas compatible, car les contraintes se rapportent aux deux etats differents. M. URIEL (R.8) montre l'influence des plans de la resistance moindre dans differents sens sur la -resistance resultante du materiau stratifie, pour le cas d'une loi lineaire de la resistance de la roche de base et du materiel remplissant les fissures. M. URIEL elargit la conception exposee par M. NONVEILLER[13] au ler symposium sur la mecanique des roches (BEOGRAD,1963) sur deux systernes
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de discontinuites. II considere que Ia Ioi de CoUWMB est vaiable pour la roche, et que, d'apres Ie cas, il faut choisir les differentes valeurs du coefficient de securite pour Ia cohesion et pour Ie frottement, en partant du point de vue que ce sont deux resistances, quoique ce sont, suivant notre opinion, seulement des parametres de calcul. II indique la solution pour l'equilibre plastique du coin sur les parois duquel agit une charge uniforrnement repartie, et l'application de ce precede a la fondation de barrages sur terrains fissures. II conclut que pour la securite de la fondation sous la construction rigide on peut compter avec la resistance maximale.
Effet de l'eau sur /es massifs rocheux La fondation des grands barrages, par lesquels on cree les retenues d'eau, ouvre un grand nombre de problemes specifiques relatifs aux effets mecaniques et chimiques de I'eau sur les masses rocheuses. Quoique dans le cadre du Theme 3 on traite a part l'effet de l'eau sur les masses rocheuses, ici on va observer un aspect de ce probleme qui est important du point de vue de la fondation, d'autant plus parce que ce probleme a ete traite dans plusieurs rapports dans Ie cadre du Theme 8. Deja la teneur en eau de leur masse de base influence, comme on le sait, la resistance a la pression de certaines especes de roches. On connait egalement l'influence defavorable de la teneur en eau sur les remplissages argileux des fissures dans la masse rocheuse. Cependant, Ie danger essentiel de l'effet rnecanique de l'eau dans les fondations provient de Ia penetration de l'eau dans les fissures, y produisant des pressions hydrauliques diverses et variables. En ce qui concerne l'effet hydrostatique, l'eau en premier lieu provoque la sous-pression sur le corps meme du barrage, dont on doit tenir compte dans le calcul de la stabilite. II est comprehensible que cette sons-pression soit plus importante dans le cas des barrages-poids que dans celui des barrages-voOtes. D'autre part, l'eau sous pression provoque des pressions interstitielles dans la masse rocheuse meme egalement et on doit tenir compte aussi de ces forces complementaires dans Ie calcul de la stabilite (LoNDE, MULLER, PETZNYet autres). La pression hydrostatique dans les fissures diminue le frottement et facilite les glissernents, c'est Ie fait qu'on doit prendre en consideration dans les calculs. L'effet hydrodynamique peut etre egalement tres important. Si la hauteur de la colonne d'eau a cote du barrage est grande par rapport a la largeur du joint de la fondation, le gradient hydraulique peut etre tres grand. La circulation d'eau sous pression a travers les fissures peut amener a un lavage intense des materiaux remplissant les fissures dans la masse rocheuse de l'appui d'un barrage. Un exemple eclatant d'une telle influence d'eau a ete dernontre par l'auteur de ce rapport au 8bn~ Congres des Grands Barrages a Edimbourg. En tout cas le lavage des materiaux remplissant les fissures mene a la creation d'une nouvelle qualite defavorable de la masse rocheuse, ce qui presente un grand danger en certains cas. Les moyennes de la 'lutte contre la penetration et la circulation de l'eau dans la masse rocheuse des fondations des grands barrages sont bieA connues. A cote des tapis etanches on applique le plus souvent des voiles d'etancheite et des drainages. La questions de savoir en quelle mesure la perrneabilite depend de I'etat des contraintes dans Ia masse rocheuse
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est tres interessante. Les essais systernatiques de laboratoire executes sur les echantillons des roches pour differents etats des contraintes, produits par la pression ou la traction, on; demontre que le rapport de la perrnebilite pour ces deux etats de contrainte peut varier de 10 a 1000 (HABIBet R.6). Les variations de la permeabilite en fonction des contraintes, observees sur les echantillons sont en liaison avec l'apparition des micro-fissures. Ces conclusions peuvent etre, dans une certaine mesure, extrapolees egalement sur la masse rocheuse in situ. Comme on a deja note precedemment, dans le cas general, la charge qu'un grand barrage transmet au sol produira dans la masse rocheuse, dans sa partie aval, les contraintes de la pression, et dans sa partie' amont les contraintes de la traction. En amont vont se creer les fissures suivant les surfaces de moindre resistance a la traction de la roche. Dans ces fissures l'eau sous pression peut circuler avec tous ses effets statiques et dynamiques defavorables. Dans la zone immediate, en aval, les fissures vont se fermer sous l'effet des contraintes de la pression et vont creer une zone impermeable a l'eau (LoNDE, R.6). En effet, si dans la zone amont de telles fissures existent deja, it peut arriver un tel accroissement de pression qui risque de detacher des pans de rocher tout entier. D'apres les donnees de M. MAYER[8] Ie gneiss dans les appuis du barrage de Malpasset a ete justement susceptible d'accident de ce genre. Les essais de laboratoire de ce gneiss ont montre une permeabilite d'eau sous les efforts de traction 10 000 fois plus grande de celIe pendant la pression. Si on etait arrive aces connaissances d'avance, il est probable qu'on aurait place des drainages dans les fondations de ce barrage, afin d'eviter la sous-pression qui a joue son role dans la catastrophe. Dans Ie rapport R.6, MM. LoNDEet SABARLY,en basant leurs considerations sur les resultats des essais de laboratoires realises par M. HABIB,.ont demontre par une analyse quantitative que les masses rocheuses avec les fissures minces sont tres sensibles aux variations de contrainte. En prenant en consideration qu'en aval d'un barrage-voute une zone de pression se cree dans la masse rocheuse et en amont une zone de traction, les auteurs en tirent la conclusion de la presence probable d'une barriere etanche en fondation dans la direction des efforts appliques. En liaison avec ceci les auteurs forment des conclusions tres interessantes concernant la position du voile d'injection et du drainage. Les variations du niveau d'eau dans le reservoir peuvent avoir un effet negatif sur le comportement des masses rocheuses, tant sur les flancs du profil meme du barrage que sur les pentes aux bords du reservoir. Un exemple eclatant de cette influence fut la catastrophe de Vajont, d'apres l'interpretation donnee par M. NONVEILLER[14]. Toutefois, la question de la stabilite des talus naturels est traitee a part dans le cadre du Theme 6. Comme on sous-estime souvent et en general l'effet de l'eau sur les masses rocheuses, on sous-estime frequernment aussi le danger d'alteration, respectivement l'effet chimique de l'eau. Cela arrive en raison de la longue duree des proces d'alteration, Cependant, le danger de cette influence peut etre tres grand, quoique en general on Ie neglige. Le changement de la permeabilite represente la mesure de l'alterabilite d'une roche. Si la permeabilite reste constante dans le temps cela signifie que la circulation de l'eau ne produit aucune dissolution. Si au contraire, la perrneabilite varie en fonction du temps, cela veut dire que la roche est susceptible a l'alteration. ,
Amelioration des caracteristiques mecaniques des masses rocheuses L'execution d'ouvrages de plus en plus importants et la transmission au sol rocheux de forces de plus en plus gran des rend necessaire d'ameliorer artificiellement les caracteristiques mecaniques des masses rocheuses. Quand il s'agit de fondations, alors les precedes d'injections, de drainage et d'ancrage sont tres interessants et efficaces. On en a deja parle des injections d'etanchement, ainsi que des voiles d'etancheite. Leur sens fondamental, au point de vue des fondations, est la protection de la masse rocheuse contre la penetration de l'eau, Des observations interessantes a ce sujet sont presentees comme on I'a deja mentione, dans Ie rapport R.6. Cependant a cote du precede d'injection d'etanchement on applique de plus en plus celui de consolidation par les injections de la masse de ciment, ce qui presente de grandes et larges possibilites. En remplissant les fissures et les cavites de la masse rocheuse, on transforme la discontinuite en continuite, on augmente sa compacite et en grande mesure on diminue son agilite, Avec tout cela, en somme, on diminue sa deforrnabilite, c'est-a-dire on augmente Ie module de deformation. . Si la masse rocheuse est heterogene d'apres les parametres de la fracturation, elle est alors habitueUement heterogene aussi, d'apres les parametres de deformation. Avec les injections de consolidation, toute une serie de zones quasi-homogenes d'apres Ie parametre de la fracturation, mais qui dans leur ensemble restent heterogenes, peuvent etre hornogeneises d'une facon efficace, c'est-a-dire avec cette action on diminue sensiblement les differences entre ces zones quasi-homogenes. Avec I'injection de consolidation on influence sensiblement aussi Ie degre de I'anisotropie de la masse rocheuse fissuree, Par Ie remplissage du systeme des fissures, par exemple de ceUes entre les couches qui definissent les directions privilegiees, ont peut diminuer tres efficacement l'apparition de I'anisotropie mecanique. Enfin, par les injections de consolidation on peut arneliorer considerablement les resistances mecaniques de la masse rocheuse, et specialement la resistance au cisaillement. Ces effets de l'injection de consolidation sont d'autant plus grands que les caracteristiques mecaniques initiales de la masse rocheuse sont plus basses. La question de l'injection est traitee dans sept rapports. Dans Ie rapport R.IO MM. DUNCANet HANCOCKsouligent I'importance de l'injection pour la consolidation, car elle augmente la surface de contact des fissures. MM. BOLLO, NAVALONet AROUELLESdans Ie rapport R.22 decrivent la methode dynamique pour la determination de l'amelioration des caracteristiques rheologiques des schistes apres I'injection de consolidation, et dans Ie R. 23 I'auteur de ces lignes decrit sa methodologie de la determination quantitative de cet effet, consistant dans I'application de I'essai statique combine avec la methode dynamique, MM. EVDQKIMOVet CHIRIAEV,(R.28) soulignent la petite efficacite, dans les sols rocheux et semi-rocheux, de la consolidation par les injections en ciment afin d'augmenter la resistance au cisaillement des ouvrages construits sur ces sols. Cette conclusion a ete tiree de nombreuses series d'essais sur gneiss en differents etats de destruction. Dans Ie rapport 30, MM. AROUELLES,· MARINIER,NAVALONet SANZ SARACHO donnent la classification des fissures vu l'effet auquel on peut arriver avec les injections de consolidation.
Dans tous les cas oil on peut rencontrer I'effet negatif de I'eau sur la masse rocheuse on peut compter sur les drainages qu'on combine Ie plus souvent avec I'injection d'etanchement, Avec Ie drainage on augmente la stabilite des masses rocheuses fissurees, surtout si les fissures sont remplies d'argiles et pas assez consolidees. Si on tient la roche a sec cela influence beaucoup I'augmentation de la stabilite de la fondation et diminue Ie danger de la formation des corps de glissement. En ce qui concerne I'ancrage, on peut dire que ce procede est applique de plus en plus frequernrnent ces derniers temps. On I'applique afin d'augmenter la stabilite de la zone potentielle de rupture, et avant tout, du coin exterieur qui sert de butee. De meme I'ancrage peut etre applique pour la formation d'une semelle de roche armee, susceptible de repartir les pressions appliquees au terrain. Les ancrages peuvent etre appliques aussi comme precontraintes, ainsi la masse rocheuse devient plus serree et plus compacte et de cette facon elle est capable de recevoir de plus grands efforts. L'application d'ancrages par tirants dont M. CoYNE a fait usage dans de nombreuses circonstances, et que d'autres constructeurs ont utilises aussi peuvent etre tres efficaces. II est regrettable que dans les rapports soumis dans le cadre du Theme 8 on ne traite les problemes de drainage et de boulonnage que tres sommairement.
4.
COMPORTEMENT COMME FONDATION
DES
MASSES
ROCHEUSES
En prenant en consideration que les masses rocheuses ainsi qu'on I'a dit precedemment, comme les milieux qui recoivent la fondation sont tres complexes et pas suffisament connus, iI est tout a fait comprehensible que I'on ait Ie desir d'observer leurs comportements au moment de I'utilisation des ouvrages. Le but direct de ces auscultations, . respectivement des mesures des deformations et des deplacements, est un controle systematique du comportement de la fondation et la comparaison des donnees obtenues avec les valeurs analogues adoptees dans Ie projet, a la base de certaines hypotheses. En realite, ce but est reduit a la question de la securite de I'ouvrage en exploitation. D'autre part, en se basant sur de nombreux essais dans des conditions identiques, on peut generaliser et reconnaitre les lois regissant les phenomenes, ce qui a, en fin de compte, une importance generate scientifique considerable et aussi pour Ie developpement futur de la theorie et de la pratique des fondations dans les masses rocheuses. Toutefois, quand il s'agit de l'auscultation des masses rocheuses, I'un des devoirs fondamentaux devrait etre I'observation du comportement de la masse rocheuse en fonction du temps. La securite de la roche de fondation ne depend pas seulement de la grandeur des deformations mesurees, mais surtout de leur changement en fonction du cemps, oil les deformations permanentes ont une importance speciale. C'est pour cela qu'on a adopte la pratique de l'auscultation tant que les deformations et les deplacements n'aient pas un caractere reversible. Afin d'obtenir un tableau complet de I'evolution des etats de contraintes et de, deformation, consideres comme un processus, iI faudrait executer des observations avant Ie debut des travaux sur Ie terrain; pendant l'excavation quand I'effet de decompression entre en jeu; pendant la construction quand une certaine consolidation a lieu sous l'effet du poids propre; pendant les injections et au moment du chargement
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et du dechargernent de la construction. De cette facon on pourrait, avec une plus grande securite, faire des verifications des hypotheses prises dans les calculs et les projets a la base des essais experimentaux in situ, qui ont ete executes deja dans la phase des travaux de recherches. Le rapport R. 19 de MM. TERRASSA,DUFAUT,GARNIER et BOLLOpresente une possibilite efficace de suivre les changements d'etat de contrainte dans la masse rocheuse endessous la fondation des barrages en fonction du temps et dans des phases differentes, Un dispositif d'auscultation sismique rend possible de comparer, non pas seulement des zones voisines mais des etats successifs d'une meme zone. Les auteurs ont applique un tel dispositif au barrage de Roujanel; ils ont pris les mesures pendant les premiers remplissages du reservoir et ont obtenu des variations importantes des vitesses apparentes. Cette vitesse est un criterium sensible et efficace pour le control de l'etat de serrage des joints naturels du massif rocheux. De cette facon on peut localiser des zones OU les efforts augmentent ou dirninuent I'ouverture naturelle des joints et done la perrneabilite du massif. Un probleme semblabe est traite egalement dans le R.26 par MM. HoLLOet VIGNAUD,qui ont presente des resultats du comportement de la roche de la fondation en fonction du temps et dans certaines phases de chargement. Combien le facteur de temps est important le montrent aussi les resultats des remarques sur Ie comportement du micaschiste dans la region de New York City, qu'expose M. FELD dans le rapport R.7. Le phenomene physique de ramolissement de ce materiau peut durer entre 10 et 20 ans.. L'auteur en conclut que I'on peut executer les fondations, toutefois, mais qu'il faut examiner soigneusement les qualites des materiaux. Un grand nombre de publications offre les resultats d'auscultation des barrages et de la masse rocheuse traites comme un ensemble. Pour Ie controle de la securite de cet ensemble on dispose aujourd'hui d'un grand nombre de methodes rapides, simples et suffisamment precises, avec lesquelles on peut suivre Ie proces et la nature de la deformation de I'ensemble en fonction du temps. Cependant, d'une importance bien plus grande pour notre probleme sont les auscultations et mesures qui concernent Ie comportement de la masse rocheuse dans les fondations. Dans ce but on peut appliquer les methodes d'auscultation statiques aussi bien que les dynamiques. Une methode efficace consiste dans les mesures de deformations dans les forages par l'extensometre avec une base suffisante. Le rapport R.ll de MM. LE MAYet CoMESest, dans ce sens, d'un apport tres considerable, presentant une modification speciale de l'extensometre a corde vibrante. L'application de cet instrument au barrage Monteynard a donne de tres bons resultats. L'analyse des mesures a permis de connaitre la deformabilite de la roche comparativement a celIe du beton, Dans Ie rapport R.21 MM. RAcr-MADOux et LE MAY montrent des resultats tres interessants tires de mesures d'auscultation effectuees sur des appuis de plusieurs barrages en beton d'EDF, au cours des premieres mises en charge. En outre Ies mesures ont revele I'existance des deformations de caract ere non reversible, d'ailleurs faibles et progressives, lesquelles expriment une modification des proprietes mecaniques des fondations sous I'effet de la charge. Les dispositifs de mesure adoptes ont donne la possibilite de separer la part attribuable au mouvement de I'appui, de celIe due a la deformation du beton de I'ouvrage. D'une grande importance aussi est l'auscultation de deformations et de deplacements dans les galeries speciales
560
en-dessous de grands ouvrages, comme les barrages, surtout si elles sont placees dans les zones interessees. M. MARAZIOpresente dans Ie rapport R.18 les resultats d'auscultation du comportement de la roche en fondation du barrage-poids allege de Pantano d' Avio, rassembles au cours de plusieurs annees, Dans I'analyse des resultats obtenus, I'effet parasite de la temperature sur Ie comportement de la roche a ete traite egalernent. L'auteur conclut que la theorie de BOU:;SINESQ est tres convenable pour l'analyse des phenomenes dans la roche de la fondation du barrage de ce type. Une donnee interessante est celle obtenue a la base d'analyses des resultats de mesures, qui montre que l'effet des forces horizontales se fait sentir jusqu'a une profondeur de 20 m. D'apres les donnees presentees par M. SCHNITTERau Huitieme Congres des Grands Barrages, il a ete cons tate en Suisse dans un barrage-poids legerement evide, d'une hauteur de 120 m, a l'aide de pendules qui penetrent plus de 50 m dans une roche granitique saine, que les deformations horizontales se faisaint sentir jusqu'a cette profondeur. Dans son rapport R.l3 M. WEYERMANN fait une revue tres complete des problemes lies aux fondations des grands barrages et specialement au point de vue des deformations. II considere tout justement les masses rocheuses comme heterogenes, anisotropes, fissurees, sous-contraintes et defermables. Du point de vue du caractere et de la grandeur des deformations il donne la plus grande importance aux fissures, et en consequence il arrive aux conclusions logiques des effets de I'eau sur les masses rocheuses, ainsi que de I'effet des injections. Dans un tableau a part il presente des donnees interessantes sur les deformations de I'assise rocheuse pour un grand nombre des grands barrages suisses, italiens et francais. Dans le rapport R.20 MM. CAPOZZA,PENTA et MARAZIOpassent en revue les methodes d'essai des deforrnabilites des masses rocheuses et synthetisent l'experience acquise dans le cadre d'ENEL,surtout au point de vue de la methodologie de l'application des methodes d'essais statiques et dynamiques. . Meme quand on dispose d'un grand nombre de donnees obtenues par des mesures, souvent il est difficile de conclure si la stabilite de la roche de fondation est menacee et dans quelle mesure. Dans ce cas il pourrait etre utile, d'apres la proposition de M. OBERTI[15], de construire un modele geotechnlque et de continuer sur lui les essais complementaires. La construction d'un tel modele est possible quand on connait les caracteristiques mecaniques de la masse rocheuse, le processus de la mise en charge, et les valeurs mesurees et le caractere des deformations. L'auscultation de la masse rocheuse s'accomplit dans les differentes regions et sous des conditions differentes, avec des conceptions differentes, dans des buts differents et d'une etendue differente. Afin de permettre I'utilisation rationnelle de ces donnees heterogenes il serait peut etre preferable d'initier, au sein de la Societe Internationale de Mecanique des Roches, la mise en point de grands programmes de recherches par lesquels on pourrait, dans des cadres determines, preciser les buts, et proposer les moyens et les precedes a suivre, afin que les chercheurs, dans differents pays, puissent, dans une plus ou moins grande mesure, se conformer a ces programmes et de cette facon assurer la creation d'un grand fond de donnees adequates qu'on pourrait ensuite generaliser. En liaison avec cela, on pourrait egalement essayer de standardiser et typiser certaines formes,
dimensions et nrocedes. Bien entendu tout cela devrait avoir Ie caractere des recommendations et, en pratique, agirait par la force merne de son existence.
5.
REMARQUES
FINALES
ET SUJETS
DE DISCUSSION
Remarques finales Les trente rapports presentee au Congres dans Ie cadre du Theme 8 «Comportement des massifs rocheux comme fondations» presentent, dans leur ensemble, une contribution considerable pour une meilleure connaissance des phenomenes lies aux fondations des grands ouvrages du genie civil sur les masses rocheuses, de I'aspect de la securite et de l'econornie, c'est-a-dire de l'aspect de l'utilisation rationnelle de leurs capacites portantes. Les rapports presentes ont demontre que les masses rocheuses, comme milieu sur lequel on fait des fondations, sont tres complexes, et que leur proprietes et leur comportement ne sont pas toujours suffisament connus, quoique les methodes de leurs essais et recherches experimentales in situ, dans Ie but des fondations, ont marque un progres important. De merne, un important progres a ete obtenu egalement dans le domaine des essais de laboratoire, et surtout, ces derniers temps, dans Ie domaine de la technique des mcdeles. Les methodes d'auscultation des masses rocheuses dans la fondation des grands ouvrages, pendant leur service, se developpent de plus en plus vite. D'autre part, sur Ie plan de la pratique des ingenieurs, on a developpe de tres efficaces methodes d'arnelioration des caracteristiques des masses rocheuses comme Ie sont: les injections, l'injection speciale de consolidation, l'ancrage, les drainages et autres precedes. Cependant, en ce qui concerne l'aspect theorique, tant au point de vue de la definition des masses rocheuses comme milieux reels, qu'au point de vue de la connaissance de la repartition des contraintes et des deformations sous l'action de charge, et surtout en liaison avec la question des conditions qualitatives et quantitatives de la rupture, il y a encore beaucoup a faire. Les rapports presentes ont montre que nous sommes juste dans une phase de vif developpernent theorique, et on peut s'attendre dans un proche avenir a la solution de beaucoup de questions encore non resolues. De cet interet agrandi pour l'aspect theorique parle Ie fait que les deux tiers des rapports presentee traitent justement l'aspect theorique de la fondation sur les masses rocheuses. Cependant, les methodes disponibles pour Ie calcul sont d'une portee tres limitee parce que les hypotheses de base sont souvent trop sirnplifiees ou bien trop parametriques et non adequates aux conditions reelles. Evidemment les aspects theoriques nouveaux sont plus representatifs des caracteristiques reelles structurales et mecaniques des masses rocheuses: heterogeneite, anisotropie, discontinuite, etat de contrainte et deformabilite. On peut regarder avec plus d'optimisme Ie futur developpement des methodes de calcul parce qu'avec l'emploi des machines contemporaines electroniques de calcul de nouvelles possibilites se sont ouvertes d'englober d'une facon plus complexe Ie probleme. Afin de verifier les resultats theoriques il est indispensable de continuer avec les recherches experimentales, soit parametriquement, ou bien complexes, dont les plus importantes paraissent etre, dans l'etape actuelle du developpement, les essais et investigations des masses rocheuses des ouvrages terrnines, livres a l'exploitation, et cela surtout pendant des periodes les plus longues possible.
Le contact permanent mutuel entre les recherches experimentales et theoriques est la condition fondamentale du futur developpement non seulement de la theorie et de la pratique des fondations sur les masses rocheuses, mais aussi de la rnecanique des roches qui a present se trouve, comme une jeune discipline scientifique et technique, juste dans une phase de developpement tumultueux. SUjets de discussion A la base des etudes realisees, comme des rapports presentes, et ayant en vue les discussions menees en liaison avec les problemes des fondations au recent Congres des Grands Barrages a Edimbourg, on propose pour la discussion les sujets suivants: Aspect theorique de repartition des contraintes et des deformations dans la roche de fondation comme milieu reel sous l'action des charges que l'ouvrage lui trans met. b) Comparaison des caracteristiques m6caniques des masses rocheuses obtenues pendant les travaux de reconnaissance avec ceUes obtenues a la base d'auscultations et des mesures dans les fondations des ouvrages en service. c) Comportement des masses rocheuses comme fondation en fonction du temps. d) Caractere et mecanisme de la rupture dans la masse rocheuse vu ses qualites structurales et mecaniques generales. e) Apercu critique sur la methodologie des prospections des masses roche uses, dans le but de la fondation des grands ouvrages du genie civil, surtout a la lumiere de leurs caracteristiques complexes. /) Contributions a la meilleure utilisation des masses rocheuses comme fondations par les precedes speciaux comme: boulonnage, injections, drainages et autres, a)
n est a desirer que la discussion des problemes cites comprenne Ie traitement de la masse rocheuse comme milieu reel, en tenant compte de l'h6terogeneite, de l'anisotropie, de la fracturation, des contraintes naturelleset du caractere specifique des deformations. Le Rapporteur General felicite tous les auteurs des rapports presentes pour Ie succes obtenu et leur exprime sa gratitude pour la satisfaction que la lecture de leurs rapports lui a procure, d'autant plus qu'il a eu la chance d'en prendre connaissance Ie premier. Le Rapporteur General doit une gratitude speciale au Dr. NONVEILLER, Professeur de I'Universite de Zagreb, qui lui a prete une aide precieuse pour la lecture du materiel, tres volumineux, ainsi que pour la preparation du present rapport.
DEUTSCHE
I.
OBERSETZUNG.
EINFOHRUNG
Das Fundieren auf Fels trat als ernstes technisches und wissenschaftliches Problem hervor, als einerseits die Bediirfnisse der Menschen und andererseits die Untwicklung • Hinweise usw. im Urtext.
561
der Bautechnik den Ausbau grosser Bauwerke bedingten und ermoglichten, die auf den Grundboden Krafte solcher Grosse iibertrugen, dass auch der Fels nicht mehr als Medium betrachtet werden korinte;' in dem man ohne Begrenzung Fundierungsarbeiten vornehmen kan~. Ausser grossen Briicken, hohen Tiirmen und anderen Konstruktionen 'von nahezu unwarscheinlichen Dirnensionen, vermehren sieh besonders die hohen Staudamme, durch die Stauseen erzeugt werden unddas Wasser zwecks rationeller Ausniitzung zur Erzeugung von elektrischer .Energie, zur Bewasserung.: zur Versorgung von Stadten und Industrie mit .Wasser usw., gestaut wird. Zu solchen Werken gehoren gegenwartig Konstruktionen, wie die ·Schwergewichtsmauer Grand Dixence in der Schweiz, mit einer Hohe von 284 m, sowie die gewolbte Talsperre Ingurskaja, in der UdSSR, mit einer Hohe von 301 m (im Bau). Neben der Hohe und Grosse solcher Damme, nimmt indessen auch ihre Zahl ausserordentlich rasch zu. Nach dem Weltregister hoher Damme, bestanden inder Welt bis zum Jahre 1961,7480 vollkommen ausgebaute hohe Staudamme wahrend sich weitere 1886 im Bau oder in der Entwurfsphase befanden, was insgesamt beinahe 10000 hohe Damme ausmacht. Und gerad die Fundierungsprob,Ierne' hoher Damme verscharften das Fundierungsproblem auf Felsmassen und bedingten auch eine wissenschanliche und technische Entwicklung in diesem Bereich., Besonders in der letzten Zeit, im Zusammenhang mit einer Reihe von Katastrophen, verscharfte sich das Problem .der Sicherheit der Talsperren. Allein bei den letzten neun Dammbriichen verloren rund 1700 Menschen das Leben. Wenn man dazu noch den Verlust von cca 2000 Menschen bei der Katastrophe von Vajont zuzahlt, kommt man zu einer besorgniserregeriden Ziffer. Die Sicherheitsfrage grosser ·Sperren und Stauseen bekommt, auch wegen dem beson·ders bei der talseitigen Bevolkerung zutagetretenden psychologischen Moment, eine erhohte Bedeutung. Griind.lichere Untersuchungen der ZerstBrungsursachen von Tal·sperren . bezeugen, dass Fundierungsfehler eine ·der hau.figsten Zerstorungsursachen darstellen. Nach Angabenvon G. NovAIlRo kam es in der Periode 1799 - 1944 zum Zusammenbruch von 308 Dammen, wobei diese Unfalle am haufig·sten durch ungeniigende Rochwasserentlastungsanlagen und .Fehler bei der Fundierung verursacht wurden. Nach Angaben von F. GRUNERbetrug die Zahl der Briiche an Talsperren insgesamt 281; wovan 220 ionerhalb des Zeitraumes nach dem Jahr 1900 fielen. : Das Problem des Fundiere~sauf Fels, wie im Ubrigen des Fundierens iiberhaupt, hat zwei Seiten: die Sicherheit und die Wirtschaftlichkeit.· Einerseits muss man sich gegen Bruch: im: Griindungsfelsen durchdie vomBauwerk iibertragenen Krane sichem, und auch die Verforrnungen der Felsmasse in annehmbaren Grenzen halten, die das betreffende Bauwerk vertragen bon. Andererseits besteht aus wirtschaftlichen Griinden die Notwendigkeit, die Tragtahigkeit der Felsmasse moglichst 'gut auszuniitzen. Dieser Widerspruch kann nur durch 'griiIialichere KenIitnis der Eigenschaften und des mechanischen Verhaltens der Felsmassen und durch. Entwicklung von Verfahren zu ihrer Verbesserung und von Theorien, die rdas' Verhalten des realen Mediums in dem man fundiert besser beriicksichtigen, gelost werden. Man kann sagen, dass auf dem Gebiet der Entwicklung von experimentellen Untersuchungsmethoden der Eigenschaften der Felsmassen ein bedeutender Fortschritt erzielt wurde. Dasselbe konnte man auch in Bezug auf Verfabren zur Verbesserung der Eigenschaften von
$62
Felsmassen sagen, insbesondere durch Injektionen, Verankerungen und Dranierungen, In Bezug auf die theoretische Definition des realen Mediums in dem fundiert werden soli, auf die qualitative und quantitative Analyse von Spannungen und Verformungen im Grundgestein, sowie auf die Bestimmung der Tragfahigkeit, kann man sagen, dass wir uns gerade im Morgengrauen des Aufschwungs von neuen Theorien befinden, die, auf die gesammelten experimentellen Daten gestiitzt, die Erscheinungen getreuer wiedergeben, und so eine verlasslichere WaITe im Kampf urn die notwendige Sicherheit der Griindungen, bei gleichzeitiger Wahrung der Wirtschaftlichkeit, darstellen werden. Selbstverstandlich kaon man das Verhalten des Grundbodens nicht gesondert vom Verhalten der Konstruktion, und umgekehrt, untersuchen. Ein Bauwerk, insbesondere' eine Talsperre, und die Felsmasse auf der es fundiert werden soli, mussen als eine Einheit aufgefasst werden. Dies macht jedoch das Problem des Fundierens ' noch komplizierter. Die Griindungsfragen grosser Bauwerke, sowie eine Reihe anderer schwieriger Probleme im Bereich des Bauwesens und des Bergbaues, fuhrten zu einem kraftigen Aufschwung in der Gestaltung und weiteren Entwicklung der Felsmechanik, einer neuen technischen und wissenschaftliche Disziplin, die sich, imweitesten Sinn, mit der Untersuchung und Erforschung fester Gesteinsmassen als realem Medium beschaftigt, zwecks besserer Erkennung ihrer physikalischen bezw, mechanischen Eigenschaften und ihres Verhaltensunter der Einwirkung von Belastungen bei verschiedenen Spannungszustanden, Ein Ausdruck dieses Aufschwungs ist die Bildung der Internationalen Gesellschaft fiir Felsmechanik, sowie auch die Abhaltung ihres ersten Internationalen Kongresses, auf dessen Tagesordnung sich die Fundierungsprobleme auf Fels befinden. 1m Rahmen des Themas 8 trafen 30 Berichte aus 12 Landern ein. Die in diesen Berichten behandelten Fragen konnen wie folgt eingeteilt werden: 1. Spaonungs- und Verformungsverteilung unter der Einwirkung der Belastung und der Tragfahigkeit der Felsmassen 11 Referate, 2.
Verhalten werken
der Felsmassen
als Griindung
von Bau9 Referate,
3.
Allgemeine mechanische und strukturelle Eigenschaften der Gesteinmassen als Griindung von Bauwerken 10 Referate.
Zur besseren Definition der festen Felsmassenals Medium in dem fundiert wird - nach der auch .die eingelangten Berichte beurteilt und besprochen werden sollen -, wird im Rahmen dieses Berichts eine kurze Ubersicht iiber die allgemeinen mechanischen und strukturellen Eigenschaften der Felsmassen gegeben. Dann wird eine Ubersicht iiber die Fragen der theoretischen Behandlung der Griindungen, der Spannungs- und Verformungsverteilung unter der Belastungswirkung, und der Bestimmung der Tragfahigkeit und des Sicherheitskoeffizienten gegeben. Danach soil eine Obersicht, der in Hinblickauf das wirkliche Verhalten des Gesteins in den Fundamenten erzielten Untersuchungsund Forschungsergebnisse, folgen; alles dies mit Bezug auf die erzielten Erkenntnisse und Beitrage der dem Kongress vorgelegten Berichte. Zum Abschluss wird eine allgemeine Beurteilung und Schlussfolgerung sowie Vorscblage zur Diskussion gegeben.
2. ALLGEMEINE MECHANISCHE UND STRUKTU· RELLE EINGENSCHAFTEN DER FELSMASSEN ALS REALE GRUNDUNGSMEDIEN Wenn man das Bauwerk und die fiir seine Griindung bestimmte Felsmasse als ein Ganzes betrachtet, wird die Tatsache augenfallig, dass die Eigenschaften und das Verhalten des Materials aus dem das Bauwerk erriehtet wird, viel besser bekannt sind als die des Griindungsfelsens. Diese Feststellung regte viele Forscher an, sich gerade der Frage der Erforschung der Eigenschaften der Felsmassen zu widmen. Mit einer bestimmten Menge gesammelter Angaben kann man theoretische Studien zur Definition rheologischer Modelle aufstellen, die es ermoglichen in mathematischer Form das theoretische Verhalten von Felsmassen, die grossen Belastungen ausgesetzt sind, vorauszusagen. Von der methodologischen Seite her, ist es notwendig viele Untersuchungen von Felsmassen «in situ», mit entsprechen den erganzenden Forschungen im Labor durchzufiihren. Eine allgemeine qualitative Analyse der Angaben und Ergebnisse der experimentellen Forschungen iiber die Eigenschaften der Felsmassen zeigt, dass folgende allgemeine meehanische und strukturelle Eigenschaften hervortreten: Heterogenitat, Anisotropie, Diskontinuitat, Spannungszustand und Verformbarkeit. Es ist deshalb kein Zufall, dass im Rahmen des Themas 8 zehn Berichte die Frage der allgemeinen strukturellen und mechanischen Eigenschaften der Felsmassen, als Medium in dem fundiert werden soli, behandeln. Heterogenitat Die Heterogenitat der Felsmassen ist durch die unregelmassige oder ungleichmassige Verteilung, sowohl ihrer wesentlichcn Bestandteile, als auch ihrer meehanischen Bigenschaften, bedingt. In den Felsmassen besteht in der Regel keine Gleichmassigkeit in den Verteilungen der Festigkeit und der natiirlichen Spannungen. Ebenso konnen verschiedene Beschlidigungen und Diskontinuitaten sowie auch die unbeschadigten Teile der Gesteinsmassen, eine vollkommen unregelmassige und ungleichmassige Verteilung innerhalb der Felsniasse einnehmen. Entspreehend dem Charakter und dem Grad der Kliiftigkeit, kann sich auch die WasserdurchJassigkeit von Stelle zur Stelle andern, so dass ein Fels~ massiv auch in Hinblick auf die. Wasserdurchlassigkeit ungleichformig sein kann. Von besonderer Bedeutung ist die Heterogenitat in Bezug auf die Verformbarkeit. Aus dem Vorausgesagten geht hervor, dass grundsatzlich das reale Verhalten einer Felsmasse vom Verhalten des idealisierten und auf Grund der durchschnittlichen Bigenschaften der Felsmasse theoretisch beschriebenen Korpers verschieden ist. Es ist augenscheinlich, dass die Heterogenitlit als relative Kategorie zu betrachten ist und dass sie parametrisch dargestellt werden kann. Auch hangt sie vom Betrachtungsmassstab abo Deshalb kann in Felsmassen von einer «statistischen Heterogenitat», bezw. von einer «Quasihomogenitat» -=
gesprochen werden.
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Die Heterogenitlit der Felsmassen erfordert eine experi'mentelle Erforschung und eine quantitative Beschreibung. Die Versuche miissen so durchgefiihrt werden, dass sie moglischst reprasentativ sind, d.h. moglichst viele Ergebnisse liefern. . . . Urn auf Felsmassen griinden zu konnen, muss ihre Heterogenitlit gepriift und quanti~ativ aus~edriickt werden,
insbesondere durch relative Bewertung, d.h., durch Bestirnmung quasihomogener Zonen nach gewissen Parametern. Die Verformbarkeit, Kliiftigkeit, Wasserdurchllissigkeit und Scherfestigkeit sind solche Parameter. Diese Angaben miissen in den Fundierungsunterlagen enthalten sein, Im Rahmen des Themas 8 wird die Frage der Heterogenitlit der Felsmassen in mehr oder weniger expliziter Form in seehs Berichten bearbeitet oder umfasst. CHRUTCHLOW (Berieht 3) berichtet iiber verschiedene Probleme im Zusammenhang mit der Griindung von Bauwerken auf heterogenem Gesteinmaterial, speziell auf Schiefertonen des oberen Carbons. Auf Grund der Feststellung der Heterogenitlit der Felsmassen, schlagt LANE (Bericht 14) eine Bestimmungsmethodologie fUr den Elastizitlitsmodul E vor, der wahrend der Planung, ausgehend von der vorhergegangenen Bestimmung seiner Grenzwerte bei den Untersuchungsergebnissen in situ, abzuschatzen ware. Die Ergebnisse der bisher vorgenommenen Untersuchungen beweisen, dass man auch bei «quasihomogenen» Zonen die Heterogenitat beriicksichtigen muss. Die Dispersion der durch die Proben in situ erzielten Ergebnisse macht die Anwendung der Wahrscheinlichkeitstheorie und statistischer Methoden notwendig, besonders wenn es sich urn die Bestimmung der Tragfahigkeit von Felsmassen und der Sicherheitskoeffizienten der Fundamente handelt. Anisotropie 1m Allgemeinen sind die Felsmassen anisotrop, Die Anisotropie der Felsmassen ist in erster Linie durch ihre K1iiftigkeit, Schichtung und Schieferung bedingt. Durch den Ursprung der Kliiftigkeit, Schichtung und Schieferung sind diese strukturellen Diskontinuitaten, falls grossere Yolomina betrachtet werden, nicht chaotisch verteilt. Auch die meehanische Anisotropie im betrachteten Bereich ist in der Regel nicht chaotisch, sie kann bestimmt und quantitativ ausge~ driickt werden. Bei Griindungen macht sich die Anisotropie der Felsmassen besonders durch die Parameter des mechanischen Widerstandes und der Verformbarkeit bemerkbar. Durch die Verformbarkeit, kann die meehanische Anisotropie bei Griindungen den Verlauf und die Verteilung, der durch die Belastung des Bauwerks in der Felsmasse hervorgerufenen Krafte und Spannungen, wesentlich beeinBussen. Die Krafte richten sich, wie bekannt, immer in die Richtung der geringsten Verformbarkeit. Bei den Grundungen von gewOlbten Talsperren, kann die Umverteilung der Krafte, die die Mauer senkreeht oder parallel zum Tal an die F1anken iibertrligt, verbunden mit dem meehanischen Widerstand der Felsmasse, eine sehr grosse Rolle hinsiehtlich der Standfestigkeit spielen. Wegen der Eigenart des Felsbruches sind die privilegierten Richtungen der geringsten Scherfestigkeit fiir die Anisotropie des meehanischen Widerstands von besonderer Bedeutung. .' Auf Grund des bisher Dargelegten miissen in den Unterlagen zur Griindung grosser Bauwerke auch aile qualitativen und quantitativen Angaben iiber die Anisotropie enthalten sein. In Fallen stark ausgepragter Anisotropie der Felsmassen, konnen die Fundamentbereehnungsverfahren, die den Fels als isotrop voraussetzen, nieht angewendet werden. Die Frage der Anisotropie der Felsmassen wird, in verschiedener Art, in 9 Berichten behandelt. DVORAK(Bericht 10) gibt die Interpretation des Einflusses der Anisotropie auf die Verformungen des. Fundamentsockels einer .
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Briicke bei Prag. Im Bericht 9, berechnen PIQUER,MUZAS, URENAund GRAJERAtheoretisch die Spannungsverteilung, die durch die Kraftewirkung auf das anisotrope, horizontal geschichtete Medium - dessen elastische Konstanten in vertikaler und horizontaler Richtung verschieden sindentsteht. URIEL (Bericht 8) behandelt ebenfalls in seinen theoretischen Betrachtungen die durch eine Kluftschar entstandene Anisotropie. GRISHIN, OREHOV,PYSTOGOVund SHIMELMITZ(Bericht 15) beschreiben theoretische und experimentelle Untersuchungen iiber den Eintluss der Felsanisotropie beim Grunden von Betonsperren. Diskontlnuitdt Zu den Diskontinuitaten der Felsmassen gehoren folgende Erscheinungen: Kliiftigkeit, Schichtung, Schieferung, Spaltbarkeit. Trennbarkeit und Karstformen. Ohne Zweifel stellt die Kliiftigkeit eine der charakteristischsten Eigenschaften der Felsmassen dar, und gerade der diskontinuierliche Charakter des Felsens kann eine grosse Zahl ihrer Eigenschaften erklaren, besonders die Nichtiibereinstimmung zwischen dem Verhalten der diskontinuierlichen Felsmasse und ihrer idealisierten Darstellung als Hooxs'scher Kerper. Wenn die Krafte, deren Wirkungen die Felsmassen in naher Vergangenheit ausgesetzt waren, bestimmte Grenzen iiberschritten kam es zu Briichen in den Felsen, d. h. zu 10kalen Verlusten der Kohasion, Die grosste Zahl solcher Briiche ist tektonischen Ursprungs. Da auch die Kliifte selbst als Folge eines bestimmten Spannungszustandes entstanden sind, der - im Massstab unserer Betrachtung in der Regel nicht als chaotisch anzusehen war, sind auch diese Diskontinuitaten, nicht chaotisch verteilt, Statistische Messungen zeigen auch, dass es meistens drei mehr oder weniger klar. ausgepragte Kluftscharen gibt. Wie schon vorher gesagt, bedingt die Kliiftigkeit eine mechanische Anisotropie, d.h, die Kluftscharen bestimmen die privilegierten .Richtungen der Anisotropie. Eine besondere Bedeutung kommt dem Eintluss der Kliifte auf die Scherfestigkeit der Felsmasse zu. Hierbei spielen Verwerfungen und grosse Spalten, als grosse potentielle Scheroberflachen, eine dominante Rolle. In gewissen Fallen, jedoch, kann eine nicht viel kleinere Gefahr aus der verringerten Scherfestigkeit in bestimmten auf statischem Wege festgelegten Kliiftigkeitsrichtungen hervorgehen. Das mechanische Verhalten eines solchen diskontinuierlichen Mediums, d. h. seine Scherfestigkeit, hangt in erster Linie von der Geometrie und den mechanischen Eigenschaften der Kliifte und ihrer FiiIlung ab, aber auch von den Eigenschaften der Grundfelsblocke, insbesondere von der Grosse der Kohasion und des inneren Reibungswinkels. Die Scherfestigkeit ist grosser wenn die Kliifte versetzt sind, weil dann der Widerstand der Blocke wirksam wird, wahrend im FaIle der durchlaufenden Spalte der Widerstand geringer ist. Die Natur der KluftfiiIlungen und der Wassergehalt beeintlussen die Grosse des Reibungswinkels und die Kohasion in den potentiellen Bruchflachen. Auch .die Diskontinuitat ist eine relative Kategorie und hangt von den Dimensionen des betrachteten Gebiets abo Betrachtet man nur einen kleinen Bereich der Felsmasse, so werden schon kleine Risse eine Diskontinuitat hervorrufen, wahrend sich zwischen diesen kleine praktisch unzerbrochene Monolithkorper befinden. Betrachtet man jedoch, einen viel grosseren Bereich derselben Felsmasse, so nimmt im Verhaltnis zu den bestehenden grossen Spalten die Bedeutung der kleineren Diskontinuitaten ab, und man bekommt auf diese Weise quasihomogene Gebiete zwischen grosseren
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Spalten, Innerhalb dieser Bereiche kann die FeIsmasse aIs «Quasikontinuum» betrachtet werden, wenn man die Anisotropie und die durch die kleinen Risse bewirkte Heterogenitat beriicksichtigt und beschreibt. In jedem FaIle muss die durch die Beweglichkeit der einzelnen Teile der Felsmasse hervorgerufene Anisotropie, sowie die durch die verschiedene Kluttigkeitsintensitat der einzelnen Zonen hervorgerufene Heterogenitat, als eine statistische Kategorie aufgefasst werden. In bestimmten Hillen kann auch die dichtzerkliiftete Felsmasse als Quasikontinuum aufgefasst werden, wenn man voraussetzen kann, dass die Kohasion gleich Null ist. Urn eine gute Kenntnis der Diskontinuitaten zu erhalten, bezw. der Kliiftigkeit einer Felsmasse, auf der man Griindungsarbeiten ausfiihren will, miissen die Kliifte und ihre Scharen sorgfaltig erforscht werden. Zu dieser Kenntnis gehOren folgende Angaben: die Lage, der Richtungswinkel und der Fallwinkel, die Dichte, die Ausdehnung, der OfTnungsgrad, die Grosse der Spaltoffnungen, die Eigenschaften der Kluftfiillungen, das Aussehen der Kluftwandungen. In der Regel sollen aIle diese Parameter der Kluftbeschreibung quantitativ zum Ausdruck gebracht werden. Einen bedeutsamen Beitrag zur besseren Erkenntnis der Felsmassen und zu ihrer AufTassung als diskontinuierliche Medien brachte die Oesterreichische Schule der Felsmechanik dar (STlNI, SANDER,MOLLER, u. a.). Zweifellos ist die weitere Bntwicklung der Felsmechanik an die Entwicklung der Mechanik diskontinuierlicher Medien gebunden. Bs muss erwahnt werden, dass man in dieser theoretischen Richtung bisher noch keinen grossen Fortschritt erzielte, wahrend man auf dem Felde des praktischen Ingenieurwesens, mit Injektionen, Verankerungen und Entwiisserung, wirkungsvolle Verfahren zur Beseitigung der negativen Wirkung der Kliiftigkeit entwickelte. In 13 Berichten wird die Diskontinuitat als spezifisches Merkmal der Felsmassen bearbeitet. Einige dieser Referate werden auch in anderen Abschnitten dieses Berichtes erwahnt, im Zusammenhang mit den Fragen der Spannungsund Verformungsverteilungen, des Bruchcharakters der Felsmassen und der Betrachtung des Verhaltens der Fundamente. GRISHINund andere (Bericht 15) zeigen auf Grund experimenteller Untersuchungen an Modellen des Bintluss verschiedener Klufscharstellungen auf die SpannungsverteHung unter dem Fundament, sowie auch den Bintluss von Storungen mit verschiedener Lage und Stellung auf Spannungsverteilung und Kriifteverlauf. REBAUDI und LINARI (Bericht 17) betrachen den Bintluss der Diskontinuitaten auf die Abweichungen des Frafteverlaufs, und vergleichen den Bintluss der Diskontinuitaten auf die Stabilitat der Fundamente auf Grund von Modelluntersuchungen des Griindungsfelses als Kontinuum und aIs Diskontinuum. Es ware, indessen, von Interesse, dass man in diesem FaIle, wie auch im FaIle der VONDVORAK(Bericht 10) behandelten mechanischen Anisotropie, die allgemeinen Gleichgewichtsbedingungen innerhalb der gesamten zu betrachtenden Felsmasse, naher erklaren wiirde. FUMAOALLI(Bericht 4) hebt hervor, dass die Diskontinuitaten der Felsmasse in der Nahe der Oberflache, wo die durchschnittliche Spannung in der Felsmasse gering ist, einen grosseren Binfluss auf die Festigkeit ausiiben als in der Tiefe, wo diese Spannung grosser ist. Die Neigung der Oberflache ist von grossen Bintluss auf die Stabilitat der Masse, ebenso wie ihr Charakter, sowie der Charakter der Kliiftfiillungen. Br findet, dass die geotechnischen Modelle ein bewahrtes Mittel zur Untersuchung der Griindung darsteUen, insofern sie die Bigenschaften der Felsmasse richtig wiedergeben.
Natlirllche Spannungen
Andererseits wird durch die Anwendung von einer Reihe statischer Messungsmethoden fiir die naturlichen Spannungen, bei entsprechender Interpretation, die Feststellung des Spannungszustands in einer zur Fundierung vorgesehenen Felsmasse errnoglicht. Dieser Frage ist auf diesem Kongress das Thema 4 gewidmet. Bei der Analyse des Spannungszustands, der in der Zone der Felsmasse entsteht, auf welche sich das Bauwerk stutzt, und auf welche es die Krafte die neue Spannungen erregen ubertragt, sollen grundsatzlich die bereits bestehenden natiirlichen Spannungen berucksichtigt werden.
Feste Felsmassen befinden sich in natilrlichen Spannungszustanden, wobei die primliren Spannungen die in ihnen herrschen nicht vernachliissigbar sind. Wie auch bei einer Reihe anderer natiirlicher und technischer Werkstoffe, hangen die mechanischen Eigenschaften der Felsmassen von der Natur und Intensitat der Spannungen, die in ihnen herrschen, abo Untersuchungen haben bewiesen, dass die vorherrschenden natiirlichen Spannungen tektonischen Ursprungs sind, gleichwohl ob es sich urn latente Spannungen handelt, oder urn Spannungen, die durch Erdkrustenbewegungen die sich Verformbarkeit in unserer Zeit abspielen, erregt werden. Die Wirkung der Schwerkraft kann bei sedimentaren Eine Reihe von systematisch durchgefUhrten UntersuFelsmassen, die aus horizontalen Schichten, die keine nachchungen und Messungen der Verformbarkeit in festen Felstraglichen Bewegungen erlitten haben, bestehen, als domimassen zeigten, dass sieh die Felsmassen weder wie idealnant bezeichnet werden. In sedimentliren oder eruptiven elastische, noch wie ideal-plastische Korper verhalten. Die Felsmassen, die Bewegungen erlitten haben, oder in metatheoretische LOsung der Spannungsverteillung von Bousmorphen Felsen, konnen bedeutsame Spannungen bestehen, SINESQist daher nicht ganz giiltig und kann nicht aIle Erdie sieh von den durch die Schwerkraft erzeugten unterscheinungen erklaren; da die Gebirge keine elastischen Korscheiden. per sind, sind die Verformungen der Felsmasse nieht reverDas Problem der natiirlichen Spannungen hat, vom sibel, d.h., sie sind nur teilweise reversible. Die VerforStandpunkt der Griindung aus, zwei Aspekte. Der erste ist, mungen der Felsmasse konnen aber auch nicht als ideal-pladass die Felsmassen, auf denen gegrnndet wird, haufig an stisch betrachtet werden, der Oberflache entspannt sind, und die Tiefe der entspannten Die Verformungen der Felsmasse zeigen einen reversiZone auch die Grundungstiefe beeinftusst. Statische Messunbilen und einen unrucklaufigen TeiI. Die Gesamtverformung gen mit Hilfe der Bohrlochdilatometer (KuJUNDZzc, MAYER, besteht aus der Verformung der Masse der Felsblocke, [I] [2]), sowie auch dynamische Messungen (BoLLO, B.27, sowie aus der Verformung, die durch Schliessen der KIUfte STOne und andere [3]) haben das Bestehen der entspannten und Risse erhalten wird. Die reversibilen Verformungen Oberflachenzone bestatigt, Der andere Aspekt besteht darin, gehoren zu den elastischen oder viskoelastischen Verfordass es in bestimmten Fallen, vor allem beim Aushu b an mungen; sie zeigen, dass sich die Felsmasse als rein-elastisch sehr steilen Ufern, zu einer bedeutsamen Brhohung, bezw. und als verzogert-elastisch verhalt, Dauemde Verformungen Konzentration natiirlicher Spannungen kommen kann. Die sind in der Regel durch das Schliessen der Hohlraume, Kenntnis dieser Spannungen ist erforderlich, urn rechtzeitig Spalten und Klufte in der Felsmasse bedingt, und sie entdie Folgen der befreiten Spannungen, wie z.B, Dekompresstehen durch die teilweise Beweglichkeit einzelner Elemente sionsklufte, Bergschlage, u.a, durch vorbeugende Massder Felsmasse. nahmen zu verhindern. Manchmal kann diese Erscheinung Bei der theoretischen Erforschung der Felsmassen Verankerungen notwendig machen, und ihres Verformungsverhaltens werden-zwecks Erklarung Eine Reihe von Forschem studierte die Veranderungen wahrgenommener Erscheinungen - haufig verschiedene rheoder mechanischen Felseigenschaften als Funktion des Spanlogische Modelle benutzt, wie zum Beispiel: der Hooxs'sche nungszustandes. Diese Untersuchungen wurden, indessenKerper fur elastische Verformungen, :der KELVIN Korper in der Regel an Modellen, d.h, einem Kontinuum. durch, fUr visko-elastische Verformungen, der ST. VENANTKerper gefUhrt. Die Untersuchungen dieses Effektes am Diskonfiir plastische Verformungen, der BINGHAMKerper fiir viskotinuum, bezw. an der zerklufteten Felsmasse, sind noch nieht plastische Verformungen, sowie Kombinationen dieser. Die genugend entwickelt. Die Kompression oder Dekompression Felsmechanik muss sich in ihrer weiteren Entwieklung mehr der zerklufteten Felsmasse ruft eine VergrOsserung oder auf die Erforschung des Fliessens undden teilweise rucklauVerringerung der natilrlichen KIuftbreiten und dadurch figen Charakter der Verformungen der Felsmassen orienauch der Wasserdurchliissigkeit der Felsmasse mit allen tieren, d.h. in der Richtung der Rheologie der Gebirge, was ihren negativen Folgen hervor. Es scheint, dass die Anwenmit der Definition der Felsmechanik, die vom Komitee fiir dung dynamischer Untersuchungsmethoden fiir das StuFelsmechanik der Amerikanischen Geologischen Geselldium dieser Frage glinstig ist. Einen sehr interessanten schaft verfasst wurde, ubereinstimmt. Beitrag zur LOsung dieser Frage steIIt der Bericht 19 von Zweifellos, haben die Anfangsspannungen einen Einftuss TERRASSA,DUFFAUT und GARNIER dar, die seismische . auf die Verformbarkeit der Felsrnasse, was durch dreiachsige Messungen wahrend der ersten Fullungen des SammelLaborversuche, sowie auch durch Versuche in situ, bewiesen beckens der Roujanel-Talsperre ausfuhrten und bedeutsame wurde. Geschwindigkeitsanderungen .erhielten. 1m Referat 23 beBei der Griindung grosser Ingenieurbauwerke, wie z.B, richtet der Verfasser, unter anderem, auch von einer hoher Talsperren, hat die Verformbarkeit der GriindungsProbe in situ, deren Ergebnisse die Abbangigkeit zwischen felsmasse erst dann Bedeutung, wenn es sich urn stark der Spannungen und den Geschwindigkeiten der elastischen verformbare Felsen handelt. Theoretische Untersuchungen Wellen zeigen. BoLLO und SERAFIM stellen in ihrem und Messungen an Modellen zeigen, dass sich der SpanBericht 27 die Anwendung der seismischen Methode nungs- und Verformungszustand bei Bogenrnauem nicht dar, und fuhren die, bei der Untersuchung -der Tiefe und fuhlbar andert, wenn das Verhaltnis zwischen den BlastizitatsAusdehnung der entspannten Zonen von fUnf Talsperrenmodul des Griindungsfelsens und des Betons der Bogenprofilen erzielten Ergebnisse an. mauer von 1 auf 1/4 abnimmt (ROCHA [4]). Dies gilt auch
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fur Pfeilerstaumauern, wenn die Felsmasse als homogen betrachtet werden kann, Hierdurch ist es nicht unumganglich notwendig, die Verformbarkeit der Felsmasse mit einer grossen Genauigkeit zu bestimmen. Indessen, ist es trotzdem manchmal sehr wichtig, dass die Verformungsanderungen als Funktion der Zeit bei langandauemden Belastungen sorgfaltig untersucht werden. Es ist aber wiehtig, dass die Lage von stark verformbaren .Zonen festgestellt wird, urn ein Bild uber die Aenderung der Verformungen an den Begrenzungen des Bauwerkes zu erhalten. Sehr haufig konnen die Fundamente in Bezug auf die Verformbarkeit nieht als homogen betrachtet werden, und es muss daher die Lage der Ausdehnung der einzelnen quasihomogenen Zonen festgestellt werden. In stark verformbaren Felsmassen konnen unerwiinschte Begleiterscheinungen vorkommen, wie z.B. Zugspannungen. Die Belastung durcb eine hohe Talsperre fuhrt dazu, dass die Felsmasse stromaufwarts von der Sperre auf Zug und stromabwarts auf Druck beansprucht wird. Falls durch die Zugspannung die Durchlassigkeit des Felsens durch Oeffnen von Spalten stromaufwarts zunimmt, kann erwartet werden, dass das Wasser in diesen Offnungen vollen bydrostatischen Druck ausuben wird. Gerade dies geschah am der Talsperre Bissina, wo die Einsickerungen-gemass dem Bericht 13 von WEYERMANN - in sehr grossem Massstab zugenommen haben. Die Verformbarkeit der Felsmassen wird in dieser oder jener Art beinahe in allen Bericbten behandelt, Da im Rahmen des Themas 3 ein besonderer Abschnitt den Verformungen der Felsmassen gewidmet wurde, soil in diesem Bericht die Verformbarkeit im Abschnitt 3 weiter behandelt werden. Kurzer Riickblick auf die Methodologie der Forschung des mechanischen Verhaltens der Felsmassen Die Fragen der Erforschung der Felsmassen und ihrer Beschreibung vom Standpunkt des mechanischen Verhaltens, sowie die Frage der Eigenschaften der Felsmassen werden ausfUhrlicb im Rahmen der Themen I, 2 und 3 bebandelt; hier soli also auf diese Fragen nicht tiefer eingegangen werden. Es soli nur zur Vervollstandlgung des Gesamtbildes der Felsmassen, als reeles Medium in dem gegrundet wird, hier auf die Vielfliltigkeit der Forschungsmethoden hingewiesen werden. Die experimentellen Forschungsmethoden iiberwiegen, besonders zur Sammlung eines Grundstocks von Angaben iiber die Grundeigenscbaften der Felsmassen. Besonderen Wert haben Feldversuche in grossem Massstab, in erster Linie um die vorher beschriebenen strukturellen und mechanischen Eigenschaften der Felsmassen zu erfassen. Forschungen im Laboratorium baben in gewissen Fallen Wert zur Bestimmung von Angaben, die die Feldversuche erganzen oder aber zur parametrischen Forschung wissen-: schaftlichen Charakters. Feldversuche sind zur regelmassigen Praxis geworden, obwohl die einwandfreie Deutung der gewonnen Ergebnisse sehr heikel ist. Wegen der Mannigfaltigkeit des Problems, ist es fUr die GIilndung wichtiger Bauwerke ratsam die Programmierung der Versuche und die Deutung der Ergebnisse von einer Mannscbaft durchfiihren zu lassen, die aus entsprecbenden Spezialisten besteht: Geologen, Geophysikem, Geotecbnikem und Konstrukteuren. In lezter Zeit iiberwiegen die Forschungen an Hand von Modellen immer mehr, da sie zur Erforschung des Ver-
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haltens der Felsmassen fUr verschiedene Belastungsbedingungen sehr nutzlich sind. Ausser der Photoelastizitat und anderen Methoden,sind die geotechnischen Modelle von besonderem Interesse, die - den Aehnliehkeitsgesetzen gemass-die mechanischen Eigenschaften der Felsmasse, wie Heterogenitat, Anisotropie, Kliiftigkeit, Spannungszustand und Verformbarkeit am besten wiedergeben konnen. Beobachtungen und Messungen an Felsmassen in den Griindungen fertiger Bauwerke, stellen aucb wiehtige Methoden experimenteller Forschung dar. 1m 4. Abschnitt dieses Berichtes wird davon noch gesprochen werden. Die theoretische Forschungsmethode, gestiitzt auf experimentelle Ergebnisse, errnoglicht eine Verallgemeinerung der Ergebnisse, die die Aufstellung und Beschreibung der Gesetzmassigkeits der Erscheinungen in mathematischer Sprache erlaubt. Diese Theorien :ermoglichen dann auch die weitere Entfaltung und standardisierte Anwendung anaIytischer Methoden in der laufenden Ingenieurpraxis. Gerade diese wechselseitige Beeinflussung der Ergebnisse der experimentellen und der theoretischen Forschungen, ist 'die grundsatzlicbe Vorbedingung fur die weitere Entwiek·Iung. Der Versuch ohne Theorie ist blind, die Theorie ohne Versuch ist fruchtlos. . Die Berichte 12 (SERAFIM,GUERREIRO),24 (SERAFIM, CosTA NUNES,27 (BoLLO, SERAFIM)und 29 (SERAFIM,ULATE, UMANA)behandeln Methoden und Forschungsprogramme, und zeigen deren Ergebnisse fur eine Reihe hoher Talsperre~.
3.
SPANNUNGS· UND YERFORMUNGS YERTEILUNG UNTER EINWIRKUNG DER BELA STUNG UND DER TRAGFAHIGKEIT DER FELSMASSEN
Die Griindung von grossen Bauwerken auf Felsen gibt besondere Probleme auf, die mit der durch die Wirkung der Belastung hervorgerufenen Verteilung von Spannungen und Verformungen, sowie mit dem Charakter der Briiche und dem Sicherheitskoeffizienten im Zusammenhang stehen. Dabei soli der Fels in seinen natiirlichen Bedingungen, oder verandert durch die Wirkung von Wasser oder kiinstlicher Verbesserung der mechanischen Eigenschaften, betrachtet werden.
Theorie der Griindungen auf Felsen Die ersten Theorien zur Berechnung der Fundamente auf Felsen grundeten sich auf die Elastizitatstheorie. Dies ist verstandlich, weil sich die ersten Fundierungsprobleme auf Fels, bei denen man die Verformbarkeit der Felsmasse beriicksichtigen musste, aufrelativ kleine Bauwerke und Krafte bezogen, und der Fels auch in der Regel von sehr guter Qualitat war. Mit dem Anwachsen von Grosse und Bedeutung der Bauwerke, mit der Vergrosserung der von den Bauwerken auf die Felsmasse iibertragenen Krafte, sowie wegen der Notwendigkeit die Bauwerke auf schlechtere Felsmassen zu grUnden, musste man auch die Eigenschaften des Felsens besser erforschen. Die Feststellung grosser dauemder Verformungen, sowie auch die mit dem Bruch in den Felsmassen im Zusammenhang stehenden Probleme, bedingten dann die Anwendung der Plastizitatstheorie. Zur Anwendung dieser Theorie war die Kenntnis bestimmter mechanischer Eigenschaften der Felsmasse unumganglich notwendig. Aus diesem Grund und auch wegen einer Reihe anderer Probleme des Bauwesens und des Berg-
baues, kam es zu einem grossen Aufschwung in der Entwicklung der Methoden zur experimentellen Untersuchung der mechanischen Eigenschaften und des Verhaltens der Felsmassen unter verschiedenen Bedingungen der Belastung und der Spannungszustande, Als die gesammelten Angaben eine bestimmte Einsicht in das Verhalten des Felsen erlaubten, war es notwendig neue Theorien, die den tatsachlichen Eigenschaften der Felsmassen: Heterogenitat, Anisotropie, Diskontinuitat und Verformbarkeit entsprachen, zu schafTen. Gerade gegenwiirtig befinden wir uns am Anfang einer schnellen Entwicklung von Theorien, die sich dem heutigen Stand der Kenntnis der Felseigenschaften besser anpassen. Die erste, auf die Elastizitiitstheorie gestiitzte Losung, gab-wie bekannt - BOUSSINESQ im Jahre 1885, fiir den Fall eines elastischen, homogenen und isotropen Halbraumes, der durch eine senkrecht auf die Grenzflache des Halbraumes gerichtete Einzelkraft belastet wird. Aus dieser LOsung wurden dann Losungen fUr eine unendlich lange Linienlast, fiir einen gleichmiissig belasteten Streifen konstanter Breite und fur eine gleichmiissig belastete Kreisflache abgeleitet. CERRUTIgab im Jahre 1882 die LOsung fiir eine Kraft beliebiger, auch horizontaler Richtung [5]. SCHLEICHER loste im Jahre 1926 den Fall einer rechteckigen gleichmassig belasteten Flache, Diesen theoretischen LOsungen kann auch BOUSSINESQ'S Losung eines durch eine gegebene Kraft an einem Punkt belasteten elastischen unendlichen Raumes zugefiigt werden. Mit Riicksicht auf die mechanische Anisotropie der Felsmassen, sind theoretische Arbeiten, die das Problem des Gleichgewichts geschichteter Medien behandeln, von besonderem Interesse. So brachte WOLF [5], im Jahre 1935, eine auf die Elastizitiitstheorie gestiitzte LOsung fUr den Fall eines orthotropen Mediums mit in vertikaler und horizontaler Richtung verschiedenen Elastizitiitsmodulwerten, wiihrend FROELICHnoch im Jahre, 1934 die Spannungsverteilung fur den durch eine konzentrierte Kraft belasteten elastischen anisotropen Halbraum gab. Interessant sind auch die Studien BUISMAN'S,der voraussetzte, dass der Elastizitatsmodul E der vertikalen Spannung a. proportional ist, und die Arbeit HRABAN'sder voraussetzte, dass der Elastizitiitsmodul E der Quadratwurzel der Tiefe proportional ist, was in einem gewissen Mass mit den Ergebnissen experimenteller Forschungen iibereinstimmt. Obwohl die Losungen der Blastizitatstheorie, in bestimmten Hillen, ein geniigend gutes Bild iiber den Spannungszustand der gesamten Felsmasse geben, zeigte sich jedoch, dass die Spannungsverteilung im natiirlichen Fels, unmittelbar unter dem Bauwerk, von der theoretischen stark abwei- , chen kann. Es wurde festgestellt, dass es in natiirlichen Felsen zu sehr grossen Spannungen unterhalb der Lastflache kommt. , In einer Reihe experimenteller und theoretischer Studien wurde daher die Frage der Spannungsverteilung in der Niihe der Lastflache fiir biegsame und steife Grundungskorper behandelt, wobei auch eventuell Reibung zwischen Griindungssohle· und Boden beriicksichtIgt wurde, BoUSSINESQgab die, LOsung fiir den starren und fiir biegsamen Grundungskorper, Die Reibung zwischen Boden und Griindungssohle hat fiir Griindungen auf festem Fels keine praktische Bedeutung. 1m Bericht 1gibt NISHIDAdie Integration der Boussrssso' schen Gleichung fiir den Fall einer Belastung in der Tiefe des elastischen Halbraumes, mittels kreisforrniger gleichmassig verteilter Belastung durch einen biegsamen oder starren Grundungskorper, HAYASHI(B.5) erweiterte die Untersuchung auf das zerkliiftete Medium mit horizontalen
und vertikalen Spalten in regelmassiger Verteilung, und gibt Gleichungen fiir die Berechnung der Spannungsverteilung in verschiedenen Tiefen, wobei er auch lokale Gleitungen wegen der Ueberschreitung der Scherfestigkeit in den Kliiften beriicksichtigt. PIQUER. MUZAs, URENA,und GRAJERA (B.9) bringen Losungen der Spannungsverteilung fUr den anisotropen Halbraum, unter der Wirkung der normalen und tangentialen Belastung einer dreieckigen Gewichtsmauer, mit vollem und leerem Staubecken. Andereseits bedingen die grossen Verformungen und der Scherbruch die Behandlung dieser Frage im Lichte der Plastizltdtstheorie. Die Anwendung der Methoden der Bodenmechanik wird dadurch gerechtfertigt, dass die Fels~ masse in der gegriindet wird nahe der Oberflache liegt, und dadurch von natiirlichen Spannungen vollkommen befreit ist, oder aber diese Spannungen sehr klein sind; der Fels ist in der Regel durch Spalte und Risse zerkliiftet, besitzt aber doch eine bestimmte Kohasion und einen Reibungswiderstand der sich mit dem Wassergehalt andert. Deshalb nimmt man an, dass das CoULOMB'sche Gesetz fUr das Gleichgewicht eines kohiirenten Massivs im plastischen Bruchzustand gilt. Die experimentellen Ergebnisse beweisen, dass fUr den Fels und fiir die zerkliiftete Felsmasse das Iineare Cotrtoses'sche Gesetz nur fUr ein begtenztes Span- ' nungsintervall annahernd gilt. Die Abhiingigkeit a, folgt einer gekriimmten parabolischen Linie (KARMAN, SKEMP-
T.-
TON [6]).
'
PRANDTLgab die Losung fUr das plastische Gleichgewicht des liings eines endlosen Streifens belasteten Halbraumes, wobei er den Boden als gewichtslos voraussetzte. Das Bruchschema PRANDTL'Smit der Zone elastischen Gleichgewichts, mit der Zone radialer Abscherung und mit .den Zonen in plastischem Widerstandszustand stellt eine LOsung dar, mit der man die Tragfahigkeit des Griindungsstreifen bestimmen kann. CAQUOThat diese LOsung bearbeitet und die Werte der Bruchbelastung angegeben, die durch einen Sicherheitskoeffizienten von mindestens 2 vermindert werden sollen. Fiir die Berechnung der Tragfahigkeit im Falle schriiger Fundamente, wird hiiufig das von MEYERHOF[7] vorgeschlagene und von TALOBRE[5] interpretierte Verfahren fUr homogene und isotrope Medien angewendet, ohne Riicksicht auf seine theoretischen ,Mangel. MEYERHOFerganzte die fUr schrage Krafte in vertikalen Flachen geltenden theoretischen Brwagungen durch experimentelle Forschungen, un I brachte LOsungen fiir zwei Fiille: erstens,' Material ohne Kohasion, und zweitens, Material ohne innerer Rei bung. Die Kohasion kann in bestimmten Fallen gleich Null angenommen werden, da eine Reihe von in situ Messungen zergte, dass die Kohasionswerte relativ klein sind, und andererseits der Verbandwiderstand durch die Auswirkung des progressiven Bruchs auf ein Minimum reduziert werden kann (SKEMPTON). Aus dieser kurzen Uebersicht sieht man, dass die Anwendung der genannten Theorien die Kenntriis einer ,A.nzahi mechanischer Konstanten der Felsmasse voraussetzt, besonders aber des Elastizitiitsmoduls, bezw. des Verformungsmoduls E, des inneren Reibungswinkels fS und der Kohasion c. Experimentelle Untersuchungen und Messung dieser Werte, besonders in situ und an Modellen, fiihrten zu neuen Erkenntnissen, auf Grund deren eine lange Reihe neuer Fragen auftauchte: in welchem Ma(3e und in welchen Grenzen iiberhaupt die Bruchhypothesen anwendbar sind; wie sich der Bruchmechanismus in kliiftigen Felsmassen verhalt; wie die, Heterogenitat, die Diskontinuitaten und die mechanische Anisotropie das Spannungs- und Verfcrmungs-
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bild, sowle das Bruchbild beeinftussen; auf welche Weise und mit welehen Angaben die Festigkeit und der Bruch in kliiftigen Felsmassen beschrieben werden konnen, USW. Auf diese Weise verscharfte sich der Widerspruch zwischen den entwickelten analytischen Berechnungsmethoden der Konstruktion selbst, z.B. des Talsperrenkorpers, und den unentwickelten Berechnungsmethoden fUr die Tragfahigkeit der Gnindungen. Dieser Widerspruch verlangt eine Losung. Eine Reihe von Forschem hat sich mit experimentellen Untersuchungen und theoretischen Forschungen beschaftigt, urn diese Fragen zu beantworten. Die experimentellen Untersuchungen sind auf die Erforschung des Charakters und der Phiinomenologie der Spannungs- und Verformungsverteilung, besonders im Bruchzustand, gerichtet, wahrend sich die theoretischen Studien mit der Beschreibung der wahrgenommenen Erscheinungen und - auf Grund bestimmter Voraussetzungen - der Ermittlung analytischer Verfahren fUr die Ingenieurpraxis befassen. Wie schon erwahnt, sind die theoretischen LOsungen auf die Voraussetzung eines homogenen und isotropen «Quasikontinuums», das am haufigsten durch zwei Parameter c und q'I gekennzeichnet wird, gegriindet, wobei man manchmal c= 0 setzt und fUr q'I den fur die Kliifte bestimmten Reibungswinkel annimmt. Dies bedeutet, dass der Reibungswinkel und die Kohasion der Felsblocke vemachliissigt werden. Gewisse neue experimentelle Forschungen zeigen jedoch, dass man mit den Werten der Kohasion und des Reibungswinkels, sowohl fUr die Kliifte, als auch fUr die Felsmasse rechnen kann und muss. Der Bruch entsteht llings bestimmter Oberflachen, wobei jedenfalls die bevorzugten Richtungen der Diskontinuitat eine wichtige Rolle spielen, Die richtige Wahl der Bruchflache bereitet jedoch Schwierigkeiten, weshalb man mit verschiedenen Moglichkeiten rechnen muss. Einige Ergebnisse der ausgefUhrten Forschungen sind schon veroffentlicht, unter anderen die interessanten Ergebnisse von SIRIEYS,MOLLER-PACHERund KRSMANOVICund anderen. SIRIEYS[8] studierte das Problem des Bruchs der geschichteten Materlale, die er im Labor mit Hilfe von homogenen, in parallelen Reihen - durch Anwendung entsprechender Mortel- Parallelepipeden nachbildete, und dann der Wirkung einachsiger Drucke mit verschiedener Orientierung zur Schichtung aussetzte. Die Versuche zeigten, dass sich die Bruchbedingungen mit dem Winkel ex, zwischen der Senkrechten auf die Schichtflachea und der Spannungsrichtung, indem. Bis zu einem bestimmten Wert dieses Winkels, der dem Reibungswinkel des Fullungsrnaterials in den Schichtflachen entspricht, verhalt sich das Material als homogen, und ist die Bruchfestigkeit konstant. Danach verringert sich die Festigkeit, und erreicht ein Minimum, wahrend dec Bruch jetzt tangs einer gebrochenen Linie verlauft die den Schichtungsflachen folgt. Die Bruchlinie hangt von den Eigenschaften des Bindemittels, der Kohasion und dem inneren Reibungswinkel abo MUELLERund PACHER[9] fuhrten zwecks Untersuchung des mechanischen Verhaltens der kluf!igen Medien wahrend des Fliessens vor dem Bruch, und im Bruchzustand selbst, eine Serie von Proben an Modellen mit Kluftkorperverband aus. Sie variierten: den Winkel zwischen der Kliiftungsrichtung und der Richtung der Hauptbelastung, den Durchtrennungsgrad, die relative Kluftungsdichte und das Verhaltnis der Belastungen in den verschiedenen Richtungen. Die Untersuchungen zeigten, dass die Kliifte die Festigkeit
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bis zu 85% verringem, und dass diese Verringerung umso grosser ist, je mehr die Belastung sich dem einachsigen Spannungszustand nahert. Von besonderer Bedeutung ist der Winkel den die Belastungsrichtung mit der Schichtungsrichtung einschliesst. Dunn geschichtete Kerper baben geringere Festigkeit als Kerper mit starkeren Schichten. Der Bruch des Modells entsteht am haufigsten in zwei Verbanden, von denen sich einer nach den bestehenden Kliiften gestaltet, wahrend der zweite als gemischter Bruch in stufenfOrmiger Gestaltung hervortritt. KRSMANOVICund MILle [10] fuhrten Untersuchungen an zweidimensionalen Modellen einer horizontal geschichteten und durch ein Netz vertikaler Kliifte durchgetrennten Felsmasse aus. Die Proben zeigten, dass der Anfangsspannungszustand im Felsmassiv einen grossen Einfluss auf die Verteilung der aufgezwungenen Spannungen ausubt, Eine ebenso grosse Rolle spielen: die Starrheit des Bauwerks und des Fundamentfelsens, die Natur der Klufte und die Eigenschaften der Kluftfiillungen. Die Natur des Bruchs in soleh einem Material unterscheidet sich vom Bruch im Boden, so dass keine Moglichkeit des Vergleichs oder irgendwelehe Analogie besteht. Der Bruch des diskontinuierlichen Mediums ist progressiv. Seine Natur und die Grosse der kritischen Kraft hangen von vielen Parametem ab: von der Festigkeit des Grundfelsens, vom naturlichen Spannungszustand, von der Natur und der Verteilung der Diskontinuitaten, usw. Ais Schlussfolgerung wird festgestellt, dass man jeden Fels als besonderes Problem erforschen muss, wobei man aIle Faktoren berucksichtigen soli, die sowohl auf die Spannungsverteilung wie auch auf die Bruchlast Einfluss haben konnen. Zweifellos ist die Erforschung des Bruchcharakters, sowie der quantitativen Verhaltnisse beim Bruch, eine sehr gute Methode zur Losung dieser komplizierten Frage. Gegenwartig verfugen wir nur uber die ersten Ergebnisse, und man kann erwarten, dass man die Frage auch weiter behandeln wird, in dem man vom Einfachen zum Komplizierten fortschreiten wird, von der parametrischen zur komplexeren Losung, Ein Beispiel einer parametrischen Untersuchung des Bruchcharakters an Probestucken zeigt FUMAGALLI(Bericht 24), der den Unterschied des Bruchcharakters des felsigen Materials fUr die Faile des sproden und des starkplastischen Bruches beschreibt. Aus der Probenanlage geht nicht klar hervor, ob die Versuche fur biaxiale Spannungszustande gemacht wurden, oder ob auf die Enden des Probestucks auch axiale Zugkrafte ubertragen wurden, die den Bruch fur einen triaxialen Zustand mit axialer Zugspannung hervorriefen. 1m Zusammenhang mit dem Bruchcharakter sollte man, indessen, auch das Problem des progressiven Bruchs erfassen. Infolge der Heterogenitat der kliiftigen, geschichteten oder schieferigen Felsmasse entsteht eine ungleichmassige Spannungs- und Verformungsverteilung, so dass in den festeren Teilen eine Spannungskonzentration zustande kommt. Wenn die konzentrierten Spannungen die 'Festigkeit dieser starreren Teile ubersteigen, ubertragen sicb die Spannungen auf weniger feste Teile. Eine solche allmahliche Festigkeitsverringerung kann aufgehalten werden, wenn der Gesamtwiderstand der Felsmasse mit geringerer Festigkeit genugt. urn die von der Konstruktion ubertragenen Krafte mit zulassiger und abnehmender Verformungsgeschwindigkeit auf zunehmen. In extremen Fallen setzt sich der allmahliche Bruch fort, bis nur noch der Endwert der Festigkeit der Felsmasse der ausseren Belastung widersteht. Gegenwartig ist die Reproduktion cines solchen progressiven Bruchs in
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geotechnischen Modellen von Bauwerken noch nicht mogIich. Interessant ist das von SUKUEund DRNOVSEK[11] entwickelte analytische Verfahren fur die dreidimensionale Untersuchung der Stabilitat der Fundamente von Bogenmauem, die auf geschichteten und zerkIiifteten Medien gegriindet werden, Es wird vorausgesetzt, class sich die Felsverschiebungen langs horizon taler oder leicht geneigter Schichtflachen mit Toneinlage und langs vertikaler spiralformiger Bruchflachen abwickeln. Der Widerstand der Felsmasse wird Iangs der Peripherie aneinanderfolgender Rutschungskeile bewaltigt und die Verschiebung findet als Drehung urn eine ziemlich entfemte vertikale Achse statt Die aktiven Krafte sind die von der Talsperre ubertragene Belastung und das Gewicht der Felsmasse, wahrend als reaktive Krafte die Scherfestigkeiten in der tonigen Grundflache des Keils und in dem einer Treppe ahnlichen Teil der inneren vertikalen Grenzflache des Keils, angenommen werden. Das Verfahren ermoglicht auch die Berucksichtigung anderer aktiver Krafte, wie z.B. die des Auftriebs oder die der vorgespannten Anker. Die Losung des Gleichungsystems wirde durch Anwendung elektronischer Rechenmaschien bewerkstelligt. MOLLER und PACHER[9] versuchten eine Berechnungsmethode zu entwickeln, die auf geologische, bezw. strukturelIe Angaben und die Kenntnis der Materialfestigkeit in einer bestimmten Richtung gestuzt, errnoglichen sollte, mit Hilfe von Anisotropiefaktoren Schliisse iiber den Widerstand in anderen Richtungen zu ziehen. Diese Methode der sogenannten Widerstandsziffer des Kluftkorperverbandes gab brauchbare Ergebnisse. Fiir ihre Bestatigung und Vervollkommnung, jedoch, wird es notwendig sein, noch weitere Vergleiche mit den Ergebnissen von Versuchen in der Natur und auf Modellen zu machen. LaNDE [12] stellte eine Methode fUr die dreidimensionale Stabilitatsanalyse eines felsigen Hanges auf. Die Berechnung bezieht sich auf einem Teil der Felsmasse, der durch drei Kliifte der Felsmasse und durch die Oberlflache begrenzt ist. Die auf diese Felsmasse wirkenden Krafte sind: das Eigengewicht, Krafte die das Bauwerk ubertragt und der Kluftwasserdruck. Die reaktiven Krafte sind die, die durch die Reibung an den kohasionslos angenommenen Gleitflachen hervorgerufen werden. Sechs verschiedene Systerne sind je nach dem Bruchtyp moglich, da das Gleiten auf einer beliebigen der drei Flachen vorkommen kann, oder auch auf einem beliebigen der drei Flachenpaare, Die Ergebnisse der Berechnung ermoglichen - durch Abanderung der gegebenen Werte - die Feststellung auf welcher Flache der Wasserdruck einen grossen Einftuss ausiibt und welche am empfindlichsten auf die Verrninderung der Reibung ansprincht. Die graphische Darstellung der Ergebnisse ermoglicht eine leichte Beurteilung der relativen Wichtigkeit der wesentlichen Parameter: des Reibungskoeffizienten und des Wasserdrucks, was fUr den praktischen Ingenieur von besonderem Interesse sein kann. Obwobl die Voraussetzung, dass die betrachtete Felsmasse einheitlich und nicht verformbar ist, ubermassig vereinfachend ist, stelIt doch dieses Verfahren einen Beitrag dar, der dieDiskontinuitat in die Rechnung einfiihrt, und dem Kluftwassemdruck zuweist. Die Rechnung kann mit Hilfe von elektronischen Rechenmaschinen ausgefiihrt werden, was eine weitere Entwicklung dieses Verfahrens und die Beriicksichtigung komplizierterer Formen der interessierten Felsmasse ermoglicht, Es bestehen vorlaufig noch keine Methoden zur Berechnung der Gesamtstabilitat der Einheit Bauwerk-Felsmasse. Die Fundamente werden unter der Wirkung der unguns-
tigsten Kraftekombination, die das Bauwerk auf den Fels ubertragt, untersucht. Hierbei werden die Berechnungen, wie schon gezeigt, fUr den Fels als Medium mit durchschnittlichen Eigenschaften durchgeftihrt, wahrend die Bruchmoglichkeiten langs grosserer Diskontinuitaten gesondert iiberpriift werden. Es muss bemerkt werden, dass der Bruch in der Griindung langs der Kontaktoberflache des Bauwerkes mit dem Griindungsfelsen durch die Wirkung horizontaler Krafte entstehen kann, sich aber auch im Fels langs einer der Griindungsflache parallelen Oberflache, oder als Tiefbruch durch Gestaltung eines Gleitkeils ausbilden kann, Sicherheitskoeffizient Es bestehen noch immer grosse Verschiedenheiten in der Auffassung und Einstellung zur Frage des Sicherheitskoeffizienten fUr Griindungen auf Felsmassen. Obwohl schon seit Anfang des Baues hoher Talsperren iiber den Sicherheitskoeffizienten diskutiert wird, ist diese Frage noch immer nicht ganz geklart. Der Sicherheitskoeffizient wird gewohnlich als k = Pv]P definiert, wo P, die Kraft ist, die die Felsmasse im plastischen Bruch aufnehmen kann, wahrend P die auf die Griindung wirkende Kraft ist. Der Wert von k hangt von der Art des Bauwerks, von der Genauigkeit der Unterlagen und von der Streuung der Eigenschaften der Griindungsfelsmasse abo Der Sicherheitskoeffizient wird gewohnlich zwischen 2 und 5 gewahlt. Die Werte von P, konnen in weiten Grenzen schwanken, da die Felsmassen nicht homogen sind. Da die Messergebnisse innerhalb einzelner quasihomogener Zonen eine bestimmte Streuung aufweisen, konnen entweder die Durchschnittswerte oder Werte, welche einer geringen Bruchwabrscheinlichkeit entsprechen, der Rechnung zugrunde gelegt werden, woraus sich verschiedene Sicherheitskoeffizienten ergeben. Die Streuung der Messergebnisse macht die Anwendung der Wahrscheinlichkeitstheorie und statistischer Methoden notwendig. Jeder angenommene Wert einer Eigenschaft fur eine bestimmte quasihomogene Zone entspricht einer Verallgemeinerung, kann man doch den Wert dieser Eigenschaft an einem bestimmten Punkt nicht voraussagen. Man kann jedoch die Wahrscheinlichkeit dieser Voraussage feststellen. Wenn fUr die quasihomogenen Zonen die Tragfahigkeit bestimmt wird, dann sind die Werte Pr der Tragfahigkeit und die Werte P der Belastung fUr jeden betrachteten Abschnitt zwei statistische Familien. Der Quotient P, I P stellt ebenfalls eine statistische Familie dar. TALOBRE[2] schlagt vor, dass die Wahrscheinlichkeit, dass der Sicherheitskoeffizient kleiner als 1,0 wird, niemals den Wert des Risikos von 5 % iiberschreiten soIl. Dernzufolge kann, auf Grund statistischer Methoden, die Grosse der Gefahr analysiert werden. Manchmal bezieht man den Sicherheitskoeffizient nur auf gewisse der wirkenden Krafte. So wird z.B. der Sicherheitskoeffizient einer Schwergewichtsmauer in Bezug auf die Gleitgefahr mit k = T, IT definiert, wo T, den Wert der den Bruch bewirkenden tangentialen Krafte und T den Wert der auf das Fundament wirkenden aktiven tangentialen Kraft darstellt. Die Kraft T, wird langs der KJiifte oder Spalten aus dem Reibungswinkel der Kluftfilllungen berechnet. Wenn die Festigkeit der Felsmasse nur durch Reibung . bestimmt wird, kann der Sicherheitskoeffizient durch k = = tg 1/1,ltg 1/1 ausgedriickt werden, wo 1/1 den in der Felsmasse durch die einwirkenden Krafte tatigen Wert, und 1/1, den
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Wert, bei dem der Bruch entsteht, darstellt. Wenn die Festigkeit der Felsmasse nur durch die Kohasion bestimmt wird, dann ist der Sicherheitskoeffizient k = e, [c, wo e den in der Felsmasse durch die einwirkenden Krafte tiitigen Wert, und e, den Wert, bei dem der Bruch entsteht, bedeutet. ROCHA schliigt eine andere Definition des Sicherheitskoeffizienten vor. Dieser solI durch k = Ig ~ I tg ~', erhalten werden, wobei (~) den Scherwinkel der Felsfestigkeit darstellt und (~') den Scherwinkel, der fur die gegebene Belastung betatigt werden muss urn Gleichgewicht zu sichern, Wenn die Festigkeit nur durch Kohasion (e) gekennzeichnet wird, ist k = e l c', wobei wieder (e) die existierende Kohasion und (e') die fUr das Gleichgewicht bei gegebener Belastung benotigte Kohasion ist. In der Praxis wird die Scherfestigkeit einer quasi homogenen Zone am haufigsten durch die Werte der Kohasion e und des Reibungswinkels ~ gekennzeichnet, die der CouLOMB'schen Geraden entsprechen. ROCHA gibt an, dass sich die Reibungswinkel am haufigsten uber ~ = 55° bewegen, was einem Reibungskoeffizienten von 1,4 entspricht [4]. Die Werte des Reibungswinkels fUr Schiefer bewegen sich jedoch urn ~ = 38° (KUJUNDZIC) [2]. FUr die Reibung wird ein Sicherheitskoeffizient von 1,5 bis 2 - in Abhangigkeit von der Streuung und der Zuverlassigkeit der Massergebnisse -- angenommen, wahrend fUr die Kohasion der Sicherheitskoeffizient zwischen 4 und 5 liegen solI (ROCHA). 1m Bericht 25 empfehlen SERAFIMund SAENZ die Anwendung verschiedener Sicherheitskoeffizienten fUr die Kohasion und den Reibungswinkel, und in einigen Fallen auch e = O. Die Verfasser stellen sehr interessante Betrachtungen iiber die potentiellen Bruchoberflachen an. 1m Bericht 16 wird von ISHII, IIDA und KIsHIMOTOdie Bestimmung der Bruchoberflache durch Vergleich der Bruchfestigkeit mit den Spannungen an verschiedenen Punkten vorgeschlagen. Da sie aber die Spannungen fUr eine gegebene Belastung nach der Blastlzitatstheorie bestimmen und dann diese mit der Festigkeit im plastischen Bruchzustand vergleichen, scheint eine solche Berechnungsmethode nicht gerechtfertigt zu sein, da sich die Spannungen auf zwei verschiedene Zustande beziehen. URJEL (B.8) zeigt den Einftuss von Kluftebenen geringerer Festigkeit in verschiedenen Stellungen auf die Festigkeit geklufteter Massen, unter -der Annahme des CoULOMB'schen Gesetzes fUr das Gestein und fUr die Klufte, URIEL erweitert die von NONVEILLER[13] im I. Symposium fur Felsmechanik (Belgrad, 1963) vorgebrachte Analyse auf Korper mit zwei Diskontinuitatssystemen. Er meint, dass man verschiedene Werte des Sicherheitskoeffizienten fUr die Kohasion und fUr die Reibung wahlen solI, da er vom Standpunkt ausgeht, dass es sich urn zwei Festigkeiten handelt. Der Verfasser dieses Generalberichtes ist der Meinung, dass e und ~ nur Festigkeitsparameter sind. URIEL gibt die Losung fUr das plastische Gleichgewicht eines Keils, auf dessen Seiten eine gleichmiissig verteilte Belastung wirkt, sowie Angaben iiber die Anwendung dieser LOsung fUr Talsperrengriindungen auf kliiftigen Untergrund. Seine Schlussfolgerung ist, dass die Sicherhe ~t der Fundamente unter starren Bauwerken mit den Maximalwert. der Festigkeit berechnet werden kann. Wirkung des Wassers auf die Felsmassen Die Griindung hoher Talsperren, durch welche Staubecken geschaffen werden, stellt - gerade infolge der Anwesenheit des Wassers - eine Reihe spezifischer Probleme iiber die mechanische und chemische Wirkung des Wassers
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auf die Felsmassen auf. Obwohl die Wirkung des Wassers speziell im Rahmen des Themas 3 behandelt wird, soli hier dennoch die Seite dieser Frage erortert werden, die fUr die Griindungen bedeutsam ist, da in einer gewissen Zahl der Berichte des Themas 8 aufdiese Frage eingegangen wurde. Der Wassergehalt selbst beeinflusst die Gesteinfestigkeit gewisser Felsarten. Die Feuchtigkeit wirkt ungiinstig auf tonige KluftfUllungen in der Felsmasse. Das Wasser, dass in die Kliifte der Felsmasse eindringt, ruft auch hydrostatische und hydrodynamische Wirkungen hervor, die fUr die Griindungen sehr ungiinstig sein konnen. Der hydrostatische Druck wirkt auf die Grundflache des Bauwerks und muss in der Stabilitatsberechnung beruckslchtigt werden. Es ist verstandlich, dass der Auftrieb bei Gewichtsmauern bedeutsamer ist als bei Bogenmauern. Das Wasser ruft auch Porenwasserdriicke in der Felsmasse selbst hervor, die man auch in der Stabilitatsberechnung beriicksichtigen muss (LoNDE, MULLER,PETZNY,und andere). Der hydrostatische Druck in den Kluften verringert die Reibung und erleichtert Gleitungen, so dass auch dieser in der Berechnung berucksichtigt werden muss. Die hydrodynamische Wirkung kann ebenfalls von grosser Bedeutung sein. Wenn die Hohe der Talsperre im Verhaltnis zur Breite der Griindung gross ist, kann der hydraulische Gradient sehr bedeutsam werden. Die Bewegung des Wassers unter Druck durch die Klufte kann zu intensiver Ausspillung der KluftfUllungen in der Felsmasse der Talsperrgriindung fuhren. Bin eklatantes Beispiel einer solchen Wasserwirkung zeigte der Verfasser dieses Berichtes im VIII. Talsperrenkongress in Edinburgh (1964) [2]. In jedem Fall werden durch die Ausspiilung der KluftfUllungen die Eigenschaften der Felsmasse ungunstig beeinftusst, was eine gresse Gefahrenquelle darstellen kann. Das Eindringen des Wassers in die Griindung hoher Talsperren kann durch bekannte Mittel vermindert werden. Ausser Dichtungsteppichen, werden am meisten Injektionsschleier und Dranagen angewendet. Sehr interessant ist die Frage der Durchlassigkeit der Felsmasse in Abhangigkeit vom Spannunszustand. Systematische Laboruntersuchungen an Felsprobestiicken, die auf Zug- und Druck beansprucht wurden, bewiesen,: dass sich das Verhaltnis der Durchlassigkeit fUr diese zwei Spannungszustande zwischen 10 und 1000 andern kann (HABIB, und Bericht 6). Die an den Probestiicken beobachteten Anderungen der Wasserdurchlassigkeit als Funktion der Spannung stehen im Zusammenhang mit der Erscheinung von Mikrorissen. Diese Schlussfolgerungen konnen in einem bestimmten Sinne auch auf die Felsmasse in situ extrapoliert werden. Wie schon gesagt wurde, werden gewohnlich bei der Belastung einer Felsmasse durch eine hohe Talsperre stromabwarts Druckspannungen und stromaufwarts Zugspannungen hervorgerufen. In der unmittelbar strornabwarts liegenden Zone werden sich die Kliifte unter der Wirkung der Druckspannungen schliessen und eine wasserundurchliissige Zone schaff en (LoNDE)- B.6. Strornaufwarts aber konnen sich langs der Oberflachen geringster Zugfestigkeit Spalten offnen. In diese Spalten wird Wasser unter Druck eindringen und aile ungiinstigen statischen und dynamischen Wirkungen entfalten. Wenn solche Klufte strornaufwarts bestehen, kannes zu hohen Drucke im Fels kommen, und die Gefahr einer vollkommenen Durchtrennung von Blocken in der Felsmasse heraufbeschworen werden. Nach den Angaben MAYERS'S8 war gerade der Gneis _ im Profil der Talsperre Malpasset einer solchen Wirkung ausgesetzt. Die Laboruntersuchungen dieses Gneises zeigten, dass die Wasserdurchlassigkeit bei Zugbeanspruchung
10000 mal grosser war als die Wasserdurchlassigkeit bei Druckbeanspruchung. Wenn man schon fruher zu dieses Erkenntnissen ge1angt ware, wurde man, sehr wahrscheinlich, in die Fundamente dieser Talsperre Dranagen eingebaut haben, urn den Auftrieb, der bei der Katastrophe eine ausschlaggebende Rolle spielte, zu vermeiden. LONDE und SABARLY,die ihre Beobachtungen auf die Ergebnisse der von HABIB durchgefiihrten Laboruntersuchungen grunden, zeigen im Bericht 6 durch eine quantitative Analyse, dass die fein zerklilfteten Felsmassen auf die Spannungsanderungen sehr empfindlich sind. Unter Berucksichtigung der Tatsache, dass sich stromabwarts einer Bogenmauer Druckzonen und strornaufwarts Zugzonen bildeten, kommen die Verfasser zur Schlussfolgerung, dass die Entstehung einer wasserundurchlassigen Barriere im Grundungsfels in Richtung der Belastung wahrscheinlich ist. 1m Zusammenhang damit ziehen die Verfasser sehr interessante Schliisse uber die Lage des Injektionsschleiers und der Dranagen, Infolge von Schwankungen des Wasserspiegels im Stausee kann es zu negativen Wirkungen des Wassers auf die Felsmassen kommen, und zwar sowohl an den Flanken im Talsperrenprofil, wie auch an den Hangen langs des Beckenrandes. Ein eklatantes Beispiel dieser Wirkung stellt die Katastrophe im Staubecken Vajont dar [14]. Die Frage der Stabilitat naturlicher Hange jedoch, wird besonders im Rahmen des Themas 6 behandelt. Sowie man im Allgemeinen die Wirkung des Wassers auf die Felsmassen hliufig unterschatzt, ebenso hliufig unterschatzt man auch .die Gefahr der chemischen Wirkung des Wassers, weil diese Prozesse in der Regel sehr lange dauern. Die hierdurch entstehende Gefahr kann jedoch auch sehr gross sein, obwohl sie in der Regel vernachlassigt wird. Die Anderung der Wasserdurchlassigkeit ist ein Mass fiir die Verwitterungsanfalligkeit eines Felsens. Falls die Wasserdurchliissigkeit mit der Zeit konstant bleibt, bedeutet dies, dass der Durchgang des Wassers keine Auflosung hervorruft. Falls, im Gegenteil, die Wasserdurchlassigkeit zunimmt oder sich verringert, bedeutet dies, dass das Wasser eine bestimmte Anderung im Fels hervorruft, bezw. dass der Fels der Verwitterung unterworfen ist.
Verbesserung der mechanischen Eigenschaften der
Feslmassen Der Ausbau immer grosserer Bauwerke und die Obertragung immer grosserer Krafte auf' die Felsboden fiihrt immer haufiger zur Notwendigkeit einer kunstlichen Verbesserung der mechanischen Eigenschaften des Felsens. FOr Grundungen im Fels besonders wirksam sind die Verfahren der Zementeinpressung, der Dranage und der Verankerung. Von der Abdichtung durch Injektionen war schon die Rede. Ihr Zweck ist, vom Standpunkt des Fundierens, der Schutz der Felsmasse gegen das Eindringen von Wasser. Interessante Beobachtungen in Bezug auf diese Frage sind, wie schon gesagt, im Bericht 6 enthalten. Neben der Anwendung zu Abdichtungen, werden Injektionen immer mehr zur Verfestigung von Felsmassen benutzt, Durch Ausfiillung der Kliifte und Hohlraume in der Felmasse wird aus dem Diskontinuum ein Kontinuum geschaff en, wodurch die Dichtigkeit der Felmasse zunirnmt, und die Beweglichkeit ihrer einzelnen Teile im grossen Ma('e verringert wird. Damit wird die. Verformbarkeit der Felsmasse verringert und der Wert des Verformungsmoduls vergrossert.
Wenn die Felsmasse nach dem KhiftigkeitsparameteI nieht homogen ist, dann ist sie, in der Regel, auch nach dem Verformbarkeitsparameter nicht homogen. Durch Verfestingungsinjektionen in einer Reihe nach dem Kliiftigkeitsparameter quasihomogener Zonen, die aber aIle zusammen ein heterogenes Medium ergeben, wird eine wirksame Homogenitat erreicht, oder werden zumindest die Unterschiede zwischen den einzelnen quasihomogenen Zonen fiihlbar verringert. Durch Verfestigungsinjektionen wird auch der Anisetropiegrad der zerklilftete Felsmasse wesentlich beeinflusst. So wird, z.B, durch Flillung der Klilfte in den Schichtflachen, die privilegierte Richtungen darstellen, die mechanische Anisotropie wirksam verringert. Durch Verfestigungsinjektionen kann man auch die mechanische Festigkeit der Felsmasse, besonders aber ihre Scherfestigkeit, bedeutend verbessern. AIle diese Wirkungen der Verfestigungsinjektionen sind umso grosser, je schlechter die mechanischen Eigenschaften der Felsmasse waren. Die Frage der Injektionen wird in 7 Berichten behandelt. 1m Bericht I heben DUNCANund HANCOCKdie Bedeutung der Bodenverfestigung durch Injektionen hervor, da diese die Kontaktoberflache an den Kluftenvergrossern, BoLLO, NAVALONund ARGUELLES(Bericht 22) berichten uber die Anwendung der dynamischen Methode zur Feststellung der Verbesserung der rheologischen Eigenschaften von Schiefern nach Durchfuhrung von Verfestigungsinjektionen. Der Verfasser beschreibt im Bericht 23 seine Methodologie fOr die quantitative Bestimmung der Wirkung von Verfestigungsinjektionen, die aus der Anwendung ein Probebelastung, die mit der dynamischen Methode verbunden wird, besteht. EVDOKIMOV und CmRlAEV (Bericht 28) weisen auf die geringe Wirksamkeit der Verfestigung des felsigen und halbfelsigen Bodens mittels Zementinjektionen hin, in Bezug auf die Vergrosserung des Gleitwiderstandes der auf solchen Boden errichteten Bauwerke. Diese Schlussfolgerung zogen sie aus einer Reihe von Untersuchungen an Gneis in verschiedenen Verwitterungszustanden, 1m Bericht 30 geben ARGUELLES,MARINIER,NAVALONund SANZSARACHO eine Klassifizierung der Klilfte, mit Riicksicht auf die durch Verfestigungsinjektionen erreichbare Wirkung. In allen Fallen in denen es zur negativen Wirkung des Wassers auf die Felsmasse kommen kann, besteht die Moglichkeit zum Dranieren, was am hliufigsten mit Abdichtungsinjektionen verbunden wird. Durch das Dranieren erhoht sich die Stabilitat der zerkliifteten Felsmassen, besonders, wenn die Klilfte mit tonigen und nicht geniigend . verfestigten Fiillungen ausgefiillt sind. Die Erhaltung des Felsens im trcckenen Zustand iibt einen wesentlichen Einfluss auf die Stabilitat der Fundamente aus und verringert die Gefahr der Bildung einer Gleitmuschel. In Bezug auf Verankerungen kann man sagen, dass dieses Verfahren in letzter Zeit immer haufiger angewendet wird. Die Verankerung kann zur Vergrosserung der Stabilitat einer potentiellen Bruchzone, und vor allem des ausseren Keils, der als Widerlager dient, angewendet werden. Sie kann aber auch zur Bildung eines bewehrten Felssockels dienen, der im Stande ist, die auf den Boden iibertragenen Driicke zu verteilen. Die Anker konnen auch vorgespannt werden, wobei die Felsmasse zusammengepresst und kompakter wird, wodurch sie instandgesetzt wird, auch grossere Beanspruchungen aufzunehmen. Sehr wirksam kann auch die Anwendung der Verankerung mit Zugankern sein, die COYNE und noch eine Reihe anderer Konstrukteure oft angewendet haben. 571
Uber 'das Problem der Dranage und der Verankerung, im Zusammenhang mit Griindungen auf Felsmassen ist, leider, in den im Rahmen des Themas 8 eingereichten Berichten sehr wenig zu finden.
4.
VERHALTEN DUNGSBODEN
DER
FELSMASSEN
ALS
GRON-
Wenn man beriicksichtigt, dass die Felsmassen, als Medium auf dem fundiert werden solI, sehr komplex und noch ungeniigend erforscht sind, dann ist das Streben verstandlich, ihr Verhalten wahrend der Beniitzung des Bauwerkes zu beobachten. Das unmittelbare Ziel dieser Beobachtungen, bezw. der Verformungs- und Verschiebungsmessungen, ist eine systematische Kontrolle des Verhaltens der Fundamente und ein Vergleich der gewonnenen Angaben mit den Annahmen, die im Entwurf, auf Grund bestimmter Voraussetzungen, gemacht wurden. 1m Wesentlichen beschrankt sich dieses Ziel auf die Frage der Sicherheit des Bauwerkes wahrend der Benutzung. Andererseits konnen auf Grund einer Reihe von einzelnen Untersuchungen unter ahnlichen Bedingungen, Verallgemeinerungen gemacht und Gesetzlichkeiten in den Erscheinungen wahrgenommen werden, was in letzter Hinsicht von allgemeiner wissenschaftlicher Bedeutung ist, und zur weiteren Entwicklung der Theorie und Praxis des Fundierens auf Felsmassen fuhrt. Wenn es sich urn die Beobachtung der Felsmassen handelt, sollte eine der Grundaufgaben die Betrachtung des Verhaltens der Felsmasse als Funktion der Zeit sein. Die Sicherheit der Griindung hangt nicht nur von der Grosse der gemessenen Verformungen ab, sondern auch und insbesondere von ihren Anderungen als Funktion der Zeit, wobei dauernde Verformungen als besonders bedeutsam hervortreten. Deshalb hat es sich eingebiirgert, dass man die Beobachtungen so lange fortsetzt, bis die Verformungen und Verschiebungen einen reversiblen Charakter erreichen. Urn eine vollstandige Einsicht in die Evolution des als Prozess aufgefassten Spannungs- und Verformungszustands zu erhalten, sollte man mit den Beobachtungen vor Beginn der Arbeiten auf dem Terrain anfangen, und dann wahrend des Aushubs, wahrend des Bauens, wahrend des Injektierens und zur Zeit der Belastung und Entlastung der Konstruktion fortsetzen. Auf diese Weise konnte man mit grosserer Sicherheit Nachpriifungen der in die Entwiirfe einbezogenen Voraussetzungen anstellen, die sich auf die experimentellen Untersuchungen in situ stutzen, die noch im Zusammenhang mit den Forschungsarbeiten ausgefiihrt warden, Der Bericht 19 von TERRASSA, DUFFAUT,GARNIERund BoLW weist auf eine wirksame Moglichkeit der Beobachtung von Spannungszustandsanderungen in der Felsmasse unter den Talsperrenfundamenten als Funktion der Zeit und in verschiedenen Phasen hin. Eine seismische Beobachtungsanlage ermoglicht den Vergleich, nicht nur benachbarter Zonen, sondern auch der aufeinander folgenden Zustande einer und derselben Zone. Die Autoren wendeten eine solche Anlage an der Talsperre von Roujanel an, fiihrten Messungen zur Zeit der ersten Fiillungen des Staubeckens durch, und registrierten bedeutsame Geschwindlgkeitsanderungen. Diese Geschwindigkeit ist ein vortrefflicher und empfindlicher Anzeigerdes Kompressionszustandes natiirlicher Trennungsfugen innerhalb der Felsmassen. Auf diese Weise kann man die raumlichen Zonen feststellen, in denen durch die Wirkung der Kratte
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die natiirliche Breite der Kliifte vergrossert oder verkleinert wird, und derngemass auch die Wasserdurchlassigkeit der Felsmasse. Ein ahnliches Problem wird auch im Bericht 26 von BOLW und VIGNAUDbehandelt, in dem Ergebnisse dargelegt werden, die sich auf das Verhalten des Grundfelsens mit der Zeit und in einzelnen Belastungsphasen beziehen. Die Bedeutung des Zeitfaktors zeigen auch die Beobachtungsergebnisse iiber das Verhalten der Glimmerschiefer im Bereiche von New York City, die von FELDim Bericht 7 angefiihrt werden. Der Erweichungsvorgang dieses Materials kann zwischen 10 und 20 Jahren dauern. Der Autor zieht die Schlussfolgerung, dass man ungeachtet dessen Fundierungsarbeiten in diesem Material durchfiihren kann, unter der Bedingung, dass seine Eigenschaften sorgfaltig iiberpriift werden. Eine relativ grosse Anzahl von an verschiedenen Orten veroffentlichten Arbeiten bietet Angaben und Beobachtungsergebnisse iiber Talsperren und Felsmassen, die als Ganzes betrachtet werden. Zur Sicherheitskontrolle einer solchen Einheit besteht eine Reihe schneller, einfacher und geniigend praziser Methoden, mit deren Hilfe man Einsicht in den Verformungsprozess des Ganzen erzielen kann, sowohlIn der Zeit, als auch in Bezug auf die Natur dieser Verformungen. Von viel grosserer Bedeutung fiir unser Problem sind, indessen, Beobachtungen und Messungen, die sich auf das Verhalten der Felsmasse selbst in den Fundamenten beziehen. Zu diesem Zweck konnen, sowohl statische als auch dynamische Beobachtungsmethoden angewendet werden. Eine wirksame Methode besteht in der Messung von Verformungen mittels Bohrlochern, durch Anwendung von Verformungsmessem mit geniigender Messstrecke. Der Bericht 11 von La MAY und CoMES gibt in diesem Sinne einen sehr wertvollen Beitrag. Ihre Methode baut auf einem speziell veranderten elektro-akustischen Verformungsmesser. Die Anwendung dieses Instruments an der Talsperre Monteynard ergab sehr gute Ergebnisse. Die Analyse der Messungen erlaubte die Verformbarkeit des Felsens von der Verformbarkeit des Betons zu unterscheiden. 1m Bericht 21 teilen RAcr-MADOUX und La MAY.sehr interessante Schlussfolgerungen mit, die aus den Ergebnissen der, im Rahmen der EDF, auf den Widerlagern der Betontalsperren ausgefiihrten Messungen, im Laufe ihrer ersten Belastung erzielt wurden. Unter anderem, wurde auch das Bestehen von kleinen und progressiven Verformungen irreversiblen Charakters festgestellt, wodurch die unter der Belastungswirkung hervorgerufenen Anderungen der mechanischen Eigenschaften des Fundaments zum Ausdruck gebracht wurden. Dieangewandten Messeinrichtungen ermoglichten die Trennung des sich auf die Verschiebung des Widerlagers beziehenden Teils, von jenem Teil, der sich auf die Verformung des Bauwerkbetons bezieht, festzustellen. Ebenso von grosser Bedeutung ist auch die Beobachtung derVerformungen und Verschiebungen in speziellen Stollen unter den grossen Bauwerken, wie es, z. B., die Talsperren sind, besonders, wenn sie in derinteressierten Zone angelegt sind. MARAZIOgibt im Bericht 18 die Ergebnisse einer Analyse der mehrjahrigen Beobachtungen des Verhaltens des Felsens in den Fundamenten der erleichterten Gewichtsmauer von Pantano d'Avio. In der Analyse -wurde auch der parasitare Einfiuss der Temperatur auf das Verhalten des Felsens umfasst. Der Autor folgert, dass die Theorie BoussINESQ'szur. Analyse der Phanomene im Grundfels solcher Talsperren sehr verwendbar ist. Interessant ist auch die
auf Grund einer Analyse der Messergebnisse gewonnene Angabe, dass der Einfluss horizontaler Krafte bis zu einer Tiefe von 20 m fuhlbar ist. Nach den von SCHNfITERgegebenen Angaben, wurde in der Schweiz an einer erleichterten Gewichtsmauer von 120 m Hohe durch Messungen im gewachsenen Granit, mit Loten die eine Tiefe von 50 m erreichten, festgestellt, dass die horizontalen Verformungen sich bis zu dieser Tiefe fuhlbar machen. Im Bericht 13 gibt WEYERMANN eine sehr umfassende Obersicht iiber die an die Fundierung hoher Talsperren gebundener Probleme, besonders vom Standpunkt der Verformungen aus. Er betrachtet, ganz richtig, die Felsmassen als heterogene, anisotrope, zerkliiftete, Spannungen augesetzte und verformbare Massen. Yom Standpunkt des Charakters und der Grosse der Verformungen aus, misst er die grosste Bedeutung den Kliiften zu, und gelangt im Zusammenhang damit, zu logischen Schlussfolgerungen im Hinblick auf die Wirkung des Wassers auf die Felsmassen und im Hinblick auf die Wirkung der Injektionen. In einer besonderen Tabelle werden interessante Angaben iiber die Verformungen der felsigen Widerlager fUr eine Reihe von schweizerischen, italienischen und franzosischen hohen Talsperren gebracht. Im Bericht 20 legen CAPOZZA, PENTA und MARAZIO eine Obersicht der Untersuchungsmethoden der Verformbarkeit der Felsmassen vor, und setzen umfassend die, im Rahmen der ENEL, besonders in Bezug auf die Methodologie der Anwendung statischer und dynamischer Untersuchungsmethoden gesammelten Erfahrungen zusammen. Auch dann, wenn man iiber eine grosse Zahl von durch Messungen gewonnenen Angaben verfiigt, ist es haufig schwer zu sagen, ob die Stabilitat des Griindungsfelsens geflihrdet ist und in welchem Ausmass. In diesem FaIle kann es, im Sinne eines Vorschlags OBERTI'S[15], niitzlich sein, dass ein geotechnisches Modell hergestellt wird und an ibm' die erganzenden Untersuchungen vorgenommen werden. Die Herstellung solcher Modelle wird, durcb die Kenntnis der Eigenschaften der Felsmasse, die in der Phase der Voruntersuchungsarbeiten bestimmt werden, ermoglicht, und gibt die Moglichkeit die Wirkung der Belastung auf die Verformungen und ibren Charakter zu bestimmen. Die Beobachtungen der Felsmasse werde auf verschiedenen Orten, unter verschiedenen Bedingungen, auf Grund verschiedener Konzeptionen, mit verschiedenen Zielen und in verschiedenem Umfang durchgefUbrt. Zum Zweck einer rationelleren Ausnutzung dieser heterogenen Daten, ware er vielleicht angemessen, dass man im Rahmen der Internationalen Vereinigung fiir Felsmechanik die Anregung zur Gestaltung umfassender Forschungsprogramme erteilt, in denen, Ziele, Mittel und Verfahren innerhalb bestimmter Grenzen, klar festgelegt wiirden, so dass sich die Forscher an verschiedenen Orten, in grosserem oder kleinerem Ausmass, an diesen Programmen beteiligen konnten und auf diese Weise die Bildung emes grossen, aber auch zweckmassigen Angabenfonds, sichergestellt wiirde, dessen Daten man dann aucb verallgemeinern konnte, Irn Zusammenbang damit konnte man aucb den Versucb zur Standardisierung und Typisierung einzelner Formen, Dimensionen und Verfahren, unternebmen. Es ist selbstverstandlich, dass alles dies den Charakter von Empfehlungen tragen wiirde, wahrend es in der Praxis durch die Tatsache ibres Bestebens zum Ausdruck kommen wiirde.
5. ABSCHLlESSENDE BEMERKUNGEN FOR DIE DISKUSSION
UND FRAGEN
Abschliessende Bemerkungen Dreissig Berichte, die dem Kongress im Rahmen des Tbemas 8 «Verhalten des Gebirges als Fundament von Bauwerken» vorgelegt wurden, steIlen, in ihrer Gesamtheit betrachtet, zweifellos einen Beitrag zur besseren Kenntnis der Erscheinungen im Zusammenhang mit dem Fundieren grosser Bauwerke auf Felsmassen dar, und zwar, sowobl vom Standpunkt der Sicherheit, als auch vom Standpunkt der Wirtschaftlichkeit, d. h. "om Standpunkt der besseren Ausniitzung ibrer Tragfahigkeit aus. Die eingereichten Bericbte zeigten, dass die Felsmassen, als Medium auf dem fundiert werden solI, sehr komplizierte Materien darstellen, und dass sie in Bezug auf ibre kornplexen Eigenschaften noch immer ungeniigend erforscht sind, obwohl die Methoden zu ihrer experimentellen Untersuchung und Erforscbung «in situ» fur Griindungszwecke bedeutend fortgeschritten sind. Ein ebenso bedeutsamer Fortscbritt wurde auch auf dem Gebiete der Laboruntersucbungen erreicbt, und, besonders in der letzten Zeit, im Bereicb der Modelltechnik. Die Metboden der Beobacbtung der Felsmassen in den Fundamenten grosser Bauwerke im Verlauf ihrer Beniitzung entwickeln sicb ebenfalls sebr rascb. Andererseits, entwickelte man im Bereicb des praktischen Ingenieurwesens sebr wirksame Methoden zur Verbesserung der mechanischen Eigenschaften der Felsmassen und zu ihrer Beflihigung zur Aufnabme immer grosserer Belastungen, wie, z. B.: Injektionen, insbesondere verfestigende Injektionen, Verankerung, Dranagen und andere Verfahren. In Bezug auf den theoretischen Standpunkt aber, sowohl im Hinblick auf die Bestimmung der Eigenschaften der Felsmassen als reales Medium, wie auch im Hinblick auf die Kenntnis der durch die Belastungswirkung entstehenden Spannungs- und Verformungsverteilung, ganz besonders aber im Zusammenhang mit der Frage der qualitativen und quantitativen Bruchbedingungen, ist noeh viel zu leisten geblieben. Die eingereichten Berichte bezeugen, dass wir uns gerade gegenwartig in einer lebhaften Phase theoretischer Entwicklung befinden, so dass man in unrnittelbarer Zukunft Antworten auf viele noeh ungeloste Fragen erwarten kann. Fiir dieses erhohte Interesse fUr die theoretische Seite der noeh offenen Fragen spricht die Tatsacbe, dass sich zwei Drittel der vorgelegten Berichte inbestimmter Art gerade mit der theoretischen Seite des Fundierens auf Felsmassen beschaftigen. Die verfugbaren Berechnungsmethoden, jedoeh, sind noeh immer relativ begrenzt, weil die grundlegenden Voraussetzungen dieser Methoden meistens viel zu vereinfacht oder ubermassig parametrisch sind, so dass sie den gegebenen tatsachlichen Bedingungen nicbt entsprechen. Es ist selbstverstandlich, dass die neuen theeretischen Anschaungen die tatsachlichen strukturellen und mechanischen Eigenschaften der Felsmassen besser erfassen, wie: die Heterogenitat, die Anisotropie, die Diskontinuitat, den Spannungszustand und die Verformbarkeit. Die weitere Entfaltung der Berechnungsmethoden kann mit mebr Optimismus erwartet werden. Schon deshalb, weil sich durch Anwendung zeitgemasser elektronischer Rechenmaschinen neue Moglichkeiten zur komplexeren Erfassung der Probleme eroffnen, Im Zusammenhang hiermit, ist es unumganglich notwendig, dass zwecks experimenteller Oberpriifung dec
573
theoretischen Ergebnisse, die experimentellen Forschungen, sowohl die parametrischen wie die komplexen, fortgesetzt werden. In der gegenwartigen Entwicklungsstufe zeigen sich Untersuchungen und Forschungen des Verhaltens der Felsmassen in den Fundamenten fertiger Bauwerke als besonders bedeutsam. Besonders hervorzuheben ist die Wichtigkeit solcher Untersuchungen an in Betrieb stehenden Bauwerken. ' In der standigen gegenseitigen Beeinflussung der Ergebnisse experimenteller und theoretischer Forschungen liegt die Grundbedingung fiir die weitere Entwicklung, nicht nur der Theorie und Praxis des Fundierens auf Felsmassen, sondern auch der breitesten Gebiete der Felsmechanik, die sich als junge wissenschaftliche und technische Disziplin gerade gegenwartig in einem stiirmischen Aufschwung befindet.
The Chairman Le President Der Prasident
I am glad to espress our thanks to Prof. Milovanovic for the very clear summary of the general report that he has presented to us. Now the members of the Panel shall present their views on the subject referred by the General Reporter. The first one dealing with the theoretical aspect of the stress/ [strain distribution in the foundation rock as a real medium under the boad transmitted to it by structures. Prof. Hayashi from the Central Research Institute of Electric Power Industry of Tokyo, Japan.
M. Hayashi Mr .. Chairman, Ladies and Gentlemen,
Fragen flir die Diskussion Auf Grund der ausgefiihrten Forschungen, sowie auf Grund der eingereichten Berichte, und unter Berucksichtigung der im Zusammenhang mit dem Problem der Fundierung auf dem Kongress fiir hohe Talsperren in Edinburgh (1964) gefiihrten Diskussionen, werden folgende Fragen zur Diskussion vorgeschlagen: Theoretischer Aspekt der Spannungs-und Verformungsverteilung im Fundamentsfels als realem Medium, unter der Wirkung der vom Bauwerk iibertragenen Belastung. b) Vergleich der .mechanischen Eigenschaften der Felsmasse, die wahrend der Forschungsarbeiten festgestellt werden, mit den entsprechenden, auf Grund von Beobachtungen und Messungen in den Fundamenten fertiger Bauwerke zur Zeit ihrer Beniitzung gewonnenen, charakteristischen Merkmalen. . •• c) Zeitbedingte Anderungen des Verhaltens der Felsmassen in den Fundamenten. d) Charakter und Mechanismus des Bruchs in den Felsmassen, mit Riicksicht auf ihre allgemeinen strukturellen und mechanischen Eigenschaften. e) Kritische Riickblicke auf die Methodologie der Untersuchung der Felsrnassen, zum Zweck des Fundierens grosser Bauwerke, besonders vom Standpunkt der komplexen Zusammenfassung ihrer Eigenschaften. ' f) Beitrag zur besseren Ausnutzung der Felsmassen als Fundamente, durch Anwendung spezieller Verfahren, wie Verankerung, Injektionen, Dranagen usw.
a)
Es ware wiinschenswert, dass in der Diskussion der angefiihrten Probleme die Felsmassen als reales Medium behandelt werden, d. b., auch der Heterogenitat, der Anisotropie, der Kliiftigkeit, der den natiirlichen Spannungen und dem spezifischen Charakter ihrer Verformungen, Rechnung getragen wird. Der Generalberichterstatter gratuliert allen Autoren der eingereichten Berichte zum erzielten Erfolg und spricht Ihnen seinen Dank aus, fiir das Gefiihl der Zufriedenheit, das er beim Lesen ihrer Berichte erlebte, umsomehr als er das Gluck hatte diese als Erster zu studieren. Seinen besonderen Dank schuldet der Generalberichterstatter dem Prof. Dr. ERVIN NONVEILLER,von der Universitat Zagreb, fiir seine wertvolle Hilfe, sowohl bei der Bewaltigung des sehr umfangreichen Materials. als auch bei der Verfassung dieses Berichts.
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I would like to give two small comments. At first, it will be pointed out that the measured results of many rock deformeters in abutment of arch dam showed a stress state which tends to rather concentrate beneath the arch thrust than the homogeneous case. which may be due to the internal slipping on the fissured planes, according to my approximate analysis. The second, I would like to say about an inclination of lower estimate of modulus of deformability in design stage, if we adopted the numerals directly obtained from loading test «in situ» even if it was the result after grouting. My discussion about this second point will deal with the initial stress or natural confining condition in the slope. Well, Jet us look at the underground triangular net of many rock deformeters in the horizontal sections of an arch dam with one hundred eighty six meters in hight with the granite foundation. In order to inspect the actual safety, many rock deformeters were installed in the horizontal boreholes. The deformeter consists of long stainless cylinder, extensometer and thermometer to compensate the length change of cylinder by temperature charge. Each deformeter is very long: about thirty to one hundred meters, in order to catch the macroscopic rock behaviour in dam scale. I believe that the rock mechanics would go forward the actual investigation such as dam scale particularly in the civil engineering side apart from the traditional discussion on small laboratory test. The observation has been carried out during the intermediate pressure increase against dam and mountain side. ' Engineer in the owner company of the dam Mr. Yokota and engineer in our research institute Mr. Irobe have reported a tentative comparison between actual deformation along each deformeter and theoretical expectation. Previously, many kinds of analysis on this deformation and stress state in this rock foundation have carried out by us by means of the finite element method, usual computer analysis of stress function, two and three dimensional plaster model test as the mosaic structure initiated by Dr. Takano already six years ago, and two and three dimensional photoelastic analysis for jointed masses or for centrifugal force as gravity. I have no sufficient time to speak about their details. , To clearify my discussion, a simple calculated deformation will be compared with the actual deformation. In
this case, the calculation is based on the classical engineering assumption of isotropic and homogeneous plain strain. Correlation of load conditions between actual measurement and analysis was taken carefully into account of forces from dam, direct reservoir pressure to mountain side and estimated pore pressure refering to the different measuring apparatus. Based on their reports, I interpret now the correlation between actual and theoretical deformations along each side of triangular net.
The tentative numerals of the ratio of actual deform against the theoretical one in this Figure show a significant feature. Look at please that the actual deforms in the directions of the first trajectory of stresses are more than theoretical case but, on the contrary, actual deform in lateral to the trajectory are clearly slight in comparison with the theoretical case. It may be a valuable fact to be discussed, now. What is the principal cause? You may expect that there were some geological anisotropy, some ambiguous effects of seepage pressure, or some unsatisfactory assumption in theoretical analysis, and so on. In this case, there were, more or less random fissure distribution according to the statistical investigate by the Schmidt net. Then, if you please permit my opinion, this tendency in the state of deformation should be caused by the local slipping or separation of some fissured planes in the granite rock masses. Concerning this mechanism, I have made an approximate analysis considering mosaic structure five years ago independently from this recent actual behavior.
The results of the analysis about the fissured foundation showed that it is important to take into account at least of the specific parameters: relative size fissured elements C to loading width T, apparent cohesive resistance TI due natural initial stress against the loaf intensity f and also frictional resistance tan W on existing fissured planes in foundation in Report No. 8.5 In this my past work, the degree of stress concentration beneath the load or prevention of lateral transmission of stress due to internal slip were shown as a function of the above mentioned specific parameters. And also it was tried to estimate the inner boundary between slip zone and non-slip zone in terms of the specific parameters by progressive calculation. In my report No. 8.5, this past work is reported comparing with Prof. Krsmanovic's interesting experimental work and recent work by Prof. Trollope and Dr. Brown. Another my report No. 3.12 deals with mechanism of anisotropic dilatancy of jointed masses.
At any rate, I would intend to point out that mechanical research of fissured foundation should be proceed not only from academic interesting, but also, at the present time, from the realistic engineering field as you could see in that Figure.
20 '-30
2,00
-150
The second subject is on this table. Actual apparent modulus of deformability obtained from the previous Figure in dam scale seems to be considerably larger then the value obtained from the loading test after grounting in test adits.
575
This difference should be due to the effect of natural confining condition and effect of relaxation of test adit in spite of careful excavation. Concluding my remark on the actual behavior of dam foundation, I hope that more knowledge would be obtained from the carefully analyzed actual results, particularly as the fissured or jointed masses and more particularly in the actual construction scale. Thank you. The Chairman Le President Der Prasident
Many thanks to Dr. Hayashi for the valuable contribution. Now we pass to point 2 of the subjects of discussion, that is, on the comparison of the mechanical characteristic of the rock mass as determined during preliminary prospecting and the corresponding characteristics as determined by observations and measurements on the foundations of the concrete structures during their use. The Panelist is Dr. Duffaut, Electricite de France, who also is representative of the ICOLD - International Commission on Large Dams. Mr. Duffaut, please.
P. Duffaut C'est seulement la sanction de l'experience en vraie grandeur qui peut apporter une reponse, Ii fin de ce Congres, Ii de nombreuses questions restees jusqu'ici sans reponse, Sans pouvoir eiter iei tous ceux qui les ont posees Ii juste titre, j'enumererai par exemple: -la -la
standardisation des methodes d'essai; lecture des modules sur les graphiques effort-deformation obtenus; -Ie comportement continu ou non du massif rocheux. Dans la comparaison des caracteristiques mesurees pendant la reconnaissance et pendant l'exploitation, on peut s'attacher Ii 3 tpyes de caracteristiques mesurables, touchant l'alteration, la rupture, et la deformabilite: J) ALTERATION
Les etudes d'alteration et d'alterabilite ont ete d'abord necessaires pour les granulats ou agregats, employes pour les routes ou le beton, ainsi que pour les tunnels. Dans ces deux cas l'etat initial de la roche est profondement modifie, notamment par creation de surface libre nouvelle en contact avec l'air ou l'eau. Pour les appuis de barrage, ces methodes apparaissent pessimistes et nous ne connaissons pas en France d'alteration affectant les appuis de barrages en service. La surface naturelle du maSsif rocheux nous apparait done stable Ii ce point de vue, marne dans des conditions nouvelles de gradient hydraulique. 2) RUPTURE
Dans ce domaine la comparaison est limitee aux accidents. C'est done au cas de Malpasset (1) que 1'0n peut se referer bien que les mesures de mecanique des roches aient ete posterieures Ii la rupture. On trouve alors, comme dans les catastrophes ferroviaires par exemple, la conjonction
576
de plusieurs defauts dont chacun isole serait beaucoup moins dangereux: _ deformabilite plus grande que sur tous les autres barrages francais (de l'ordre de 10 000 bars dans les essais au verin fait par Monsieur TALOBRE)(I); _ diminution de la permeabilite avec les contraintes plus considerables qu'avec toute autre roche etudiee Ii ce jour par Ie laboratoire de I'Ecole Polytechnique; _ structure geologique comportant un diedre oriente d'une facon tres defavorable. Mais on n'a pas fait d'essai de cisaillement en place pour avoir les coefficients de frottement veritables. L'ampleur des deplacements enregistres avant la rupture permet de supposer que toute cohesion etait annulee.
3) DEFORMABlLITE
Dans un rapport col1ectif au Seme Congres des Grands Barrages, nous avons essaye de rapprocher des resultats d'essai et des mesures de deplacements d'ouvrages en service. Nous avons obtenu un tableau tout Ii fait insuffisant, en grande partie parce que les deformations du rocher etaient trop rarement mesurees en elles-meme. II fallait alors les deduire de deplacernents du barrage. Une autre difficulte vient de ce qu'il faut aussi estimer les contraintes, en general par des formules elastiques. A ce Congres, nos confreres de I'ENELapportent au contraire un tableau impressionnant de resultats nombreux et coherents, confirmant d'ail1eurs des valeurs elevees du module du massif rocheux, quelquefois plus elevees que celles donnees par les essais «in situ» Ii plus petite echelle pourtant. Un cas tout Ii fait classique est celui de cordes vibrantes placees de part et d'autre de la surface de separation beton-rocher, Ii une distance assez petite pour qu'on puisse supposer le champ de contrainte homogene. On obtient alors directement Ie rapport des modules du beton et du rocher. Beaucoup de barrages francais sont ainsi equipes, et par exemple celui de Monteynard decrit dans le Rapport 11 et celui du Gage decrit dans le rapport 21. Mais iI s'agit de mesures ponctuelles et le module obtenu est seulement celui de la matrice rocheuse. Nous n'avons actueIlement pas de resultats nouveaux completemenr depouilles et interpretes. Cependant nous avons trouve Ii Roselend par les deformations d'un verrou supportant le mur Ii contreforts, un ordre de grandeur de 200 000 bars, en bon accord avec les resultats d'essais anterieurs. Notre effort consiste done Ii obtenir de nouveaux resultats, meme s'iI faut pour cela mesurer specialement les deformations du rocher sur des ouvrages en service. Je donnerai done seulement iei deux exemples inedits de notre activite dans ce domaine:
]0)
Usage de fils multiples en forage
La Figure 1 montre Ie dispositif mis en place sous le contrefort d'un barrage en service depuis plusieurs annees. Technologiqueiuent iI est intermediaire entre les dispositifs (1)
Expose en detail par P.
LoNDE
dans la discussion du Theme 6.
(2) Voir ces resultats dans le rapport 15 question 28 au 8erne
Congres des Grands Barrages - Edimbourg 1964.
a
effet les essais la plaque, sur la paroi d'un tunnel DOUS apparaissent de plus en plus comme tres pessimistes, car les forces rnises en jeu ne permettent pas toujours de neutraliser la zone superficielle disloquee, A la fin de cette fructueuse discussion je voudrais souligner l'unite de pensee et d'action qui anime les construeteurs de barrage ici presents, en l'opposant peut etre aux querelles d'ordre theorique rernarquees les jours precedents, par exemple sur le caractere plus ou moins continu du massif rocheux. Pour DOUStous le massif rocheux est moins continu que Ie beton, et il faut tenir compte de ses elements structuraux a I'echelle de nos ouvrages. Si nous faisons neanmois des essais a echelle reduite, DOllSn'avons guere d'illusions sur les extrapolations que necessitent leurs resultats.
DI ELASTICITE
MODULES ~ Fig. 1 - Dispositif de mesure de deformation du rocher de fondation d'un contrefort de barrage par fils scelles dans 4 sondages, aux 3 points marques d'une croix Les chiffres portes a c6te de ces segments indiquent leur allongement dixlemes de millimetre pendant une vidange complete de la retenue
o ::l
Carottes Jf145mm.t 100 bal"s
L~
i=
z
Prismes 140,,140 100 bars _
:::z: U
=
=
_~E3::::3==-
employes par le Professeur POTTSdans les mines, et ceux mis au point notamment par INTERFELS. Les mesures effectuees pour l'instant pendant une vidange complete montrent que les deformations sont reparties assez irregulierement dans l'espace et dans le temps. Ainsi se manifestent des anisotropies, des discontinuites et des phenomenes de retard (notamment au pied amont, alors que le pied aval reagit irnmediatement aux variations du plan d'eau). C'est seulement en moyenne qu'on peut attribuer a ce micaschiste un module de l'ordre de 100 000 bars. Cet exemple me permet d'attirer l'attention sur l'interet des modeles presentee a ce Congres par GRISIDN et al. - qui' etudient separement les discontinuites et les heterogeneites. Nous n'oserions pas faire confiance en France, meme pour un cas aussi simple que celui d'un contrefort sur terrain horizontal, a des modeles plus complexes qui reunissent trop de parametres independants,
2°) Comparaison de resultats d'essai entre eux Le 2eme exemple conceme un grand barrage-voute en construction ou nous avons pu confronterles methodes de mesure de module, sur echantillons. et en place. La Figure 2 VOllSmontre l'etendue des divergences. C'est evidemment l'auscultation qui tranchera. (Les fils sont actuellement en installation). Je partage entierement l'opinion de Monsieur HAYASHIsur la necessite de cette auscultation a l'interieur du massif rocheux, et sur des bases de plusieurs dizaines de metres. (3). J'insiste au passage sur la mesure de module en sondage et en saignee, Dans ce dernier cas, c'est grace a un extensometre place a l'interieur du verin plate que nous mesurons la deformabilite, Nous suivons avec beaucoup d'interet les nouvelles realisations et les projets de notre President ROCHA dans ce domaine des verins plats. En
'~{
~
Q
500.600 100 bars
t
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'"
" 80 76 bars mm. apparent)
[module
" 165 mm. 200 bars
11560mm. 220 bars
__
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•IJ.J
t
•
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I.
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•
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500000
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Fig. 2 - Histogrammes compares des resultats obtenus sur un meme site calcaire par differentes methodes de mesure du module d'elasticite (Ies prismes ont ete tailles dans des blocs eboules, toutes les mesures concernent l'tnterieur du massif rocheux)
The Chairman Le President Der Prasident
Je remercie M. Duffaut pour sa remarquable contribution et maintenant nous aurons M. Silveira qui va continuer sur la meme question et en plus nous dira quelques choses sur la question de la variable «temps» qui entre dans les deformations des fondations. M. Silveira, s'il vous plait.
(3)
Opinion egalement exprimee ci-dessous par Monsieur
SILVEIRA.
S77
A. Silveira 1. COMMENTS
ON SUBJECT
B)
The most important mechanical properties of the foundation rock mass determined during the preliminary prospections with a view to obtaining the data to enable the design of. a structure are the deformability of the rock mass and and its resistance to shearing loads. Nevertheless it should be noted that while the deformability is obtained by performing non-destructive tests, the resistace to shearing loads is obtained by means of rupture tests. These two procedures have, probably, their origin in the fact that those formations normally called rock masses very seldom attain the rupture stage under the compressive loads applied by the structure, it being of interest to determine the de-
formability only in order to compute the influence of that deformability on the behaviour of the structure. It is otherwise in relation to the resistance to shear loads. The foundation rock mass, due to its nature and to the characteristics of the applied load, can aproach rupture under the loads normally applied by the structure. Thence the interest of the rupture tests under the action of shear loads. This difference leads to the fact that characteristics normally determined during the observation of the foundation of completed structures are those of deformability, since the resistance to shearing loads cannot be determined, as the structure is constructed to stand. In the field of the determination of foundation deformability of structures, already completed or under construction, a considerable effort has been made everywhere, the results being very encouraging. meter
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Fig. 1
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76
in m.t.r.
Fig. 2
57.8,
I
CoO
. V.',
'·If 0 17
I. I 0 17
SCALE
o
20
40
60 m
triangulation
pillar
Fig. 3
In Portugal some devices have been developed in the last few years to determine the deformability of the foundation under the weight of the structure, during construction, and under other loads after construction. The comparison between the results obtained and those previously determined in the prospection stage by means of «in situ» tests, in which the mobilized loads are small as compared with those imposed by the structure, has interest since it enables us to draw conclusions about the real meaning of «in situ» tests. In Portugal some results have been obtained about the initial deformations of the foundation due to the action of the weight of the structure during construction, and also about the behaviour of the foundation during the first and the subsequent loading cycles and, finally, about time effects. . Among the techniques in use in Portugal, I will refer the foundation strain-meters with a length of two meters, the invar wires fixed at different depths in boreholes driven in the foundation and the traverse method for measurement of displacements inside galleries in the structure extending into the foundation. In' Fig. i we can see a strain-meter with 2 meters length. These strain-meters are embedded in boreholes driven in the foundation immediately before concreting and are read afterwards at any moment. Fig. 2 shows a setup of invar wires in the foundation of a buttress dam. The wires being fixed at different depths enable not only to survey the properties of the rock in the pressure bulb, but also to differentiate the properties at the different zones from the top to the deepest one. This arrangement has advantages with respect to strain-meters, which as a rule are embedded immediately below the loaded surface, that is in a zone disturbed by the excavations. In Fig. 3 we can see the geometric sketch of the traverse method used at Alto Rabagao dam. We can see the gallery inside the dam extending into the foundation rock mass, the geodetic connexion with the piers placed outside in the valley downstream of the dam, and a geodetic base. The fixed points of this geodetic system are placed at the surface in points
far from the dam, called control points. We intend now to take fixed points at the bottom of bore~ driven at the end of galleries inside the rock mass, as shown in Fig. 4. So horizontal displacements are determined in relation to fixed points inside the rock mass, which are transferred by means of a high precision optical plummet (0.3 mm at a distance of 100m), and vertical displacements are related to the same points, which are transferred by means of invar wires. . .. . Some results already obtained with the referred strain-meters are presented in Fig. 5. Here we can see-the diagrams of the strains in the foundation layer just below a block of Alto Rabagilo dam, in the vertical and at 45°, in two vertical-radial and tangential planes" in correspondance with the concreting and temperature diagrams. Notice ELEVATION
e
HORIZONTAL
SECTION
I,
Fig. 4
CONCF~E TING
DIAGRAM
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(m)
••0
I·
T I I I BLOCK A-B
170
160
no I-840
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LEVEL
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II
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/ 160
/
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10
TEMPERATURES
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the influence of the raismg of the water in the reservoir. These results enabled us to note a remarkable agreement between predicted and observed values of the deformability of the foundation. The predicted values were obtained by means of a very comprehensive geotechnical survey in which almost all the techniques in use at the LNEC were applied. A computation of the deformability based on the measured strains and on the value of the weight yields a value of 10 000 kgjcm2, of the same order of magnitude as the predicted value. Nevertheless the agreement is not always so good. In fact, when the rock is sound, with high moduli of elasticity, it has been observed that the strain-meters embedded in the surface layer of the foundation detect a higher deformability under the effect of the weight during the construction, than that previously mesured in the stage of prospection. We think that this is due to two facts: i) the small dimensions of the loaded areas in the «in situ» tests, in relation with the heterogeneity of the rock mass and, especially, of the fissuration of the rock mass (more important when the rock is sound); ii) the disturbance of the surface layer of the foundation due to the excavations. The grouting of the rock mass probably attenuates and sometimes even eliminates the differences between the above referred results. So, it is of great interest that the measurement in the stage of prospection be made before and after grouting the rock, in order to make comparisons
with the results obtained in the observation of the structures, where, as a rule, grouting operations start when the structure is high enough to counterbalance the effects of the grouting pressure. In conclusion, in spite of difficulties of interpretation, «in situ» tests can characterize the rock mass sufficiently well to enable designers to plan their structures. In general, due to the differences between the magnitudes of the areas loaded in the «situ» tests and those loaded by the structures, it is necessary carefully to assess the results of the tests in the light of all available data, and to prospect the pressure bulb of the structure in order to obtain values of the deformability of the rock mass approaching as far as possible the real ones. It seems also indispensable carefully to observe deformations and displacements occurring at the surface of and deep inside the foundation rock mass during the construction and after the completion of the structure, in order to assess the results of previous tests used as design values. 2. COMMENTS
ON SUBJECT
C)
In Portugal the influence of time on the deformability of rock masses has been evaluated by means of creep «in situ» tests in the stage of preliminary prospection of the mechanical properties of the foundation. These creep tests
Table I
Influence of time on deformabUity E Rock
Site
type
forces
.1. Alcantara
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1. Caneiro
0
Mill.
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II J..
l06,000
II J..
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125,000
Average
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rhn.
Max.
Average
Min.
Max.
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13
45
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68
10
77
78
77.5
68
60
10 2
13
67
98
5
15
55
153,000
8
55
32
22
23
22.5
32
47
40
53
117,OOC 112,OOe
n,ooe
47,oOe
462,OOC 430,000
Average
16
33 1+5
1'7,ooe
Number of 'tests
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2
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Dlio
Schist with Aguieira layers ot
x 100
0
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Schist
Eoo -E--
Eo - E "'" x 100 E
0
(kg/cm2)
Dir~ction
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5
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35,OOC
17,000
20
40
29
60
80
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5
33,000
254,OOC
89,oOe
20
52
33
38
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5
1
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as .ooc
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II
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ravwacke
Aguicira Graywacke
Caneiro
Phyllite
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Granite
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68
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2
II
23,000
24,OOC
23,500
13
18
16
82
87
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2
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-
8,000
141,OOC
33,000
6
42
15
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94
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22
Alvarenga
-
12,000
581, ,ooe 238,000
6
60
30
40
94
70
18
137,OOC
47,000
5
56
19
44
95
81
22
69,000
670,OOC 280,000
5
38
20
62
95
80
4
-
19,000
7
15
11
85
93
89
7
Aguieira
Vilarinho
Alto Li.ndoso
Cong12 merate
i-
Cachi normal
6,000
56,OOC
31,000
to schistosity
" - parallel to schistosity Eo - instantaneous modulus of deformability in the sites of creep tests
581
The Chairman
consist in measuring the displacements undergone by the surface under test loads which remain applied for periods which have been as long as three weeks. Assuming proper laws for displacements in function of time it is possible to determine from the measured values the displacements for t = .00, and the values of Eo (instantaneous) and E 00 (for t = 00). The time effect is evaluated by means of the coefficients Eo-E Eo
' E x 100 and -;,
00
Le President Der Prlisident Many thanks to Dr. Silveira for his very valuable contribution on the statement and now we pass to Prof. Krsmanovic of Sarajevo, Yugoslavia, who shall treat on the point 4 and 5 concerning on the mechanism of rupture in 'the Tock mass, with regard to general structure and mechanical properties, and some critical review of the investigation of rock masses for foundation of low structures.
x 100
In Table I we can see, for different types of rocks, the values' of Eo and of these coefficients. The results presented show remarkable reductions in the values of the moduli of elasticity of some rocks, which can 'very adversely affect the behaviour of the structures. Notice, however, that creep tests with displacements possibly not asymptotic to a finite value were extremely rare. The observation of the behaviour of structures also allows us to evaluate the time effect by interpretation of the results of the measurement of certain magnitudes. In fact, by means of a method of quantitative interpretation of the results of the ,observation of structures developed at the LNEC, it is possible to separate time effects on the structure itself and on the foundation. An analysis of the displacements measured at the crown of the crest arch of Castelo do Bode dam by means of a pendulum showed that an irreversible displacement was in progress, given by the expression
at = 0.49
D. Krsmanovic In connection with the General Reporter's proposal for the discussion I wish to say a few words about the Character and Mechanism of failure in fissured rock mass. The problem of failure in rocky fissured masses is much more complex than that of failure in the' soil. Reasons for a heigher complexity are many and I shall deal with some of them in particular as follows: -
in almost every geological complex we find a number , of types of materials-matrix rock, filling materials in fissures, cracks and faults, and sometimes two or more kinds of matrix rocks-with greatly varying mechanical characteristics; - the existence of numerous, variously orientated, surfaces of discontinuity which may represent, to a smaller or greater degree, potential sliding surfaces due to the characteristics of shear strength along these surfaces which are almost always of lower value; - the varying behaviour and different shear characteristics of particular materials of a geological complex; - the possible existence of the heterogeneous natural residual stress state as well as the change of natural stress state caused by the carrying out of our work; these stress states often change from one place to the other and usually we are more often than not insufficiently familiar with this change.
(1 :- e - 1.32 t)
in which
at -
irreversible displacement in centimeters t - time in: years from May 1955 , This irreversible displacement includes creep effects in the concrete and the rock.
'ti' (kg/em)2
It IS . our WIsh to give a short a ccount of the complexity of the problem of shear strength and the factor of safety. In our Report to this Congress u nder No. 3.52 we propose
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to classify shear diagrams of rocky fissured masses in three categories. The three types of the diagrams according to the deformations performed and normal stresses, are shown in Figures 1 and 2 in which:
(a, == 1000 kg/cm2 is the average of unconfined compression strength of matrix rock, Fig. 2). All the three diagrams of different categories are taken from one geological complex.
Line I, represents the matrix rock; line II different kinds of fissures without filling materials; line III fissures fille with detritic materials;
Fig. 2 shows the change and decrease of shear stregth in relation to normal stresses under which the shearing of various samples occurred.
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3
Fig. 2
583
It can be stated that the diagrams of shear and deformation of categories I and II have changeable strength values at failure, Ill,. These values depend on the size of shear deformations performed (Fig. 1), and on normal stresses applied at shear (Fig. 2). With the increase of deformations and normal stresses the values Ill, decrease. It can be assumed that the materials of category III because of the relatively slight changes of values, -e , in relation to deformations and normal stresses, have constant values of the angle Ill" over a large area. The sliding surfaces in the fissured rocky mass along which the shearing is performed, are, for the most part, such that along these surfaces various categories of materials can be found. Therefore, when fissured rock mass is involved, the constant values of the angle of friction at failure, Ill" should not be used in the analyses of stability and the calculation of the safety factors, because these values are changeable in relation to the values of normal stresses and shear deformations performed - except for materials of category III. These facts, observed in the investigation of shear strength, raise new difficulties in analyzing the slope stability and the" problem of determination of safety factors. Usual methods in solving these problems can only be applied when dealing with materials whose shear diagrams belong to category III or more precisely, when the materials have analogous shear characteristics with soils. For other categories new methods should be worked out, which in analyzing the problem of stability and in calculating the safety factors, should primarily take into consideration the deformations performed and also the actual values of normal stresses at which the shear occurs in nature. If deformations at shear increase and reach values of about 20, 50, 100 or more millimetres (depending on the type of rock), the values, 't', become also more or less constant over a large area for aU the types of materials. We thus obtain the residual strengths. Only in this case, although in analyzing our problem these residual values should be accepted as reliable, it is no more necessary to pay attention to the deformations performed, but only to the intensity of normal stresses - problems of slopestabillty -, because then, according to the shear diagrams, the values, Ill" are practically independent of further deformations. In the stability analyses of dam foundations it appears that the analyses of bearing capacity could only be carried out correctly if they are based on the previously presupposed and accepted displacements of the dam at different places, or they even should be carried out on a number of possible presupposed displacements. First the sizes of displacement on different sections of the structure should be determined as well as the range of normal stresses along the sliding surfaces, and then on the basis of this the values, the actual shear strengths, for the calculation of safety factors should be adopted, taking note also of the categories of materials along which the apperance of sliding surfaces is expected. It is obvious what difficulties will be encountered while applying the variable values of the angle of friction in relation to two parameters. The application of these variable parameters appears to be inevitable. The diagrams, which may be obtained by testing, give a possibility of obtaining for each case the corresponding value of the angle of friction. One such diagram is given in Figure 3. 584
SANDSTONE SERIES I
-
-
-
0
'"Ci,Series
1\
O(kg/cm2)
40 Fig. 3
If the deformations performed, 8, and normal pressures, a, are known the corresponding values of the total actual
shear strength can be obtained immediately from this diagram. Thus, the concept of the safety factors in the form F. ~ tg
Ill, /
tg
III
and other similar cannot be applied in estimating the safety factor for structures whose permissible displacements are limited and low. This concept may be used for the stability of slopes of rocky materials only when dealing with residual values. The changeable values Ill, depending on normal pressures, however, should also be included into the calculation. Special attention should be given to these facts while designing dams which are considerably higher than 100 m, as the normal stresses, effected by the dam construction, along the sliding surface will be considerably higher. On the basis of this diagram we can state that it is precisely in the change of the shear strength, depending on normal stresses, some reserves as to the bearing capacity can be made use OL It is known from soil mechanics that normal stresses in non-cohesive soils along the sliding surface under one
foundation band with uniform loading, P» are, according to the density of material, 10 to 20 per cent of the loading p or slightly more. If we apply this to the rocky materials also, which does not seem unreasonable, there is a possibility of taking into consideration considerably higher strength values. As it is necessary in the determination of actual values of shear strengths to presuppose the size of deformations performed, it will be very useful to be, as aware as possible,
LEFT
of the relations between the nature of translatory deformations of one support of the dam and the increase of the support loading up to the occurrence of failure. The failure problem of the fissured rocky mass was studied on the plane models consisting of one arch of dam with supports. Reproduction of fissured rocky mass was carried out in various ways with parallelepipedic blocks of various sizes leaving the orientations of surfaces of discontinuity
ABUTMENT
n 8,0 7,0 6,0 5,0
/ I
I
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3,0 2,0
Paralel to value dir ction
1,0
5,0
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Direction from value
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Direction to value
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Size of model block.
0
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8
10
Fig. 5
unchanged while the arrangement of blocks were changed. The experiments up to now have been made without taking into consideration the weights of rocky mass (the programme is still in progress). However, the nature of failure in various models varies in proportion to the displacements of supports. Displacement components parallel with the dam axis were taken for comparison because they are, as is well known, approximately equal to the direction of maximal displacements of supports at failure of one arch dam. The lines of support displacements for different cases of imbrication of fissured systems, and their continuity and the sizes of blocks are shown in Figure 4. It can be stated that here also there are three characteristic lines in the diagram of loading and supports displacement (en» is the factor proportional to loading): The first type of lines corresponds to the failure of materials with a great cohesion participation and in which the crushing of materials in the area of the support itself occurs, (M1, Fig. 4). The second type of lines corresponds to the rupture where there exists a comparatively high roughness along the system of fissures, This rupture is characterized by small displacements and sudden rupture - brittle rupture (M7). The third type of lines is one where displacements continuously occur and one can almost say that the displacements are quite great and almost proportional to the loadings. This line in the diagram, n - 8, corresponds to the rupture at which the sliding surface extends along one (or more) long and unsuitably orientated surfaces of discontinuity; the rupture is characterized by great displacements, (Ms, M,,). Block arrangements and orientation of surfaces of discontinuity for different models are shown in Fig. 5.
u.,
586
If we compare the classification of the diagram of shear strength with the diagram in Fig. 5, we can notice that there is a logical' connection and analogy between the shear results and the nature of rupture produced. I have tried to demonstrate as concisely as possible certain characteristics of rocky mass materials in relation to the shear strength as well as to connect the rupture mechanism with the characteristics of displacements of dam supports. I trust my colleagues will excuse any lack of clarity which may have arisen from lack of time and the necessity of being as brief as possible.
The Chairman Le president Der Prasident Many thanks to Prof. Krsmanovic for his very interesting contribution and now we may finish with point 6, devoted to the improvement of the foundation by special procedures and this will be treated by Mr. Wilkins engineer of HydroElectric Commission of Tasmania, Australia. .
J. Wilkins SUBJECT F)
The improvement of the stability of rocks as a foundation by grouting, drainage and reinforcing is an engineering problem. It was therefore thought best to present an outline of a specific project, namely the Meadowbank dam in Tasmania now approaching completion. The foundation of this dam required all 3 methods of improvement. The foundation rock consists of horizontally bedded .sandstones and mudstones. These strata have also been
horizontally faulted forming a family of weak planes beneath the dam. These brecciated joints are filled with rock particles ranging in size from gravel to silty clay. There are also a large number of vertical joints giving access for water to the horizontal faults. If the reservoir water had unrestricted access to these faults and high uplift pressures developed under the dam the whole structure would float and slide downstream. To prevent this a cement grout curtain was formed at the upstream face of the dam and a buttress type of dam with an inclined upstream face was chosen to reduce the uplift area and increase the water load acting downwards on the dam. The dam is 140 ft. high and the grout curtain is 90 ft. deep. The first 50 ft. -of the curtain consists of 3 rows of holes 3 ft. apart, one row of which was taken down to the full depth. A reduction of permeability of about one order was obtained. In order to form a solid block of under the dam the top 25 ft. was grouted over the whole area of the dam and dissipator slab. Although this was beneficial in preventing the closing of the vertical joints, which process would allow limited sliding, it had an adverse effect in hindering the free drainage of water to the surface. A row of 4. in. dia.: drain holes was therefore drilled through this to the base of the grout screen. With these precautions it was assumed that the uplift pressures within the rock would fall from 100% headwater pressure to 100% tailwater pressure through the thickness of the buttress heads. Even with this assumption the factor of safety against sliding on the faults was only about 1.0. A very extensive investigation was carried out to establish the shear parameters of the weak planes and a tan ~ of 0.5 was adopted as the lowest figure likely to exist over anyone block. To increase the factor of safety against sliding to 2.0 at the base of the dam, inclined prestressed cables were constructed angled at 35° to the vertical in an upstream direction. It was decided to anchor these cables below a level 60 ft. under the dam and the angle of 35° was calculated to give the most economic arrangement. Each cable exerts a load of about 270 tons and 16 are sited at each buttress. If it were assumed that full headwater pressure exists within the rock at the upstream face, the factor of safety as calculated reduces with increasing depth. The computed figure at 50 ft below the dam is 1.50. Any further reduction was ignored as it was considered that the rock downstream of the dam would prevent failure.
50ft
I I
------rJ ______
}/
Fig. I-Meadow
Bank Dam (Tasmania)
This figure was chosen partly arbitrarily but also because it was well in excess of the greatest scour which could occur from large floods. The factor of safety was calculated using the following expression F = _(_W_-_U_+_P_co_s_IX_)_ta_n_~_ H-P sin IX
where
W is is IX is H is U is P
the the the the the
total downward force total load in the cables angle of the cables total horizontal water load total uplift force
If will be observed that the horizontal force from the cables is regarded as reducing the water load as it is a known force. The expression follows Rocha's suggestion that the factor of safety is really a factor on tan 91. Thus it would require tan 91 to fall to 0.25 before the dam could slide. This figure is thought to be impossible. SUBJECT E)
When considering the stability of arch dam foundations it is thought that the actual value of the modulus of deformation of the rock is not critical, quite large variations do not affect the stresses in the dam very much. While this is true of uniform foundations and the some extent of foundations containing small areas of reduced modulus, the presence of continuous weak joints may change the situation. In such cases it may be possible for large wedges of rock to displace under the loads from the dain and upstream water. Even if the wedges are large enough to resist the thrust from the dam they may require quite large movements at the dam foundation before the whole 11U'1S of the rock is mobilised. As stresses rapidly diminish t" :<>ughthe mass a knowledge of the modulus through tl stress range is vital. Thus in the design of a 370 ft. arch dam recently carried out in Tasmania it was found that <
E
IX
(a)O.6
where E is the modulus of deformation and a the applied normal stress. This expression was obtained from jacking tests made in adits at stresses up to 1000 p. s, i, The use of this expression to calculate deformations of critical wedges forecast serious movements at the dam. It has been argued that the increase in modulus with stress is due to the closure of the joints which were opened in the first place by the process of excavation. It is however by no means certain that this is so and much further work is required before the question can be resolved. The problem of finding the average shear resistance of the joints is also difficult. The ideal approach is a statistical one. For this a large number of tests should be made from areas of the joint selected absolutely at random. This procedure is generally not practicable and some compromise is necessary. «In situ» tests are very expensive if the costs of the adits are taken into account. Therefore laboratory tests on drill cores are preferable.
587
For clean joints laboratory tests are probably adequate provided that care is taken to interpret the dilation effect which is always present in such tests. The reduced accuracy is more than compensated for by the increase in number. For joints containing filling material there is no substitute for «in situ» tests because there seems to be evidence that remoulded samples of the joint material can actually give shear strengths considerably higher than the same material «in situ». This way be due to the preferred orientation of the particles «in situ». If there is a family of joints present each of which is not continuous' care showed be taken to evaluate whether the solid rock between the joints can be accepted in shear. The failure of a rock mass along such joints may involve tension failures which do not increase' the strength appreciably. For this work it is most important that engineers and geologists work together to understand the history of the rock. If this is done, it may be possible to give a very much better assessement of the shear strength of a joint system by expert judgement than by inadequate and expensive tests. ,Joints In quartzite
Tan
R. Lane In my paper I put forward a philosophy of design, which is a particular application ofa general philosophy, and which designed to make the best of all available information. It was possible only to mention the great importance of time effects on the properties of rocks. The «creep» of rock has not been defined, but the expression is probably used to refer to a property similar to the creep of concrete. There is another long term effect which has not been especially mentioned during the Congress. As examples: 1) A long wall of long shallow stones which sank slowly with its foundations. The stones took up the curvature of the deflection without cracking. 2) A stone tablet which deflected an amount equal to its thickness over a period of 160 years. In both cases the stresses were very low. It is of the almost importance that researchers should study all time effects.
rock
The Chairman
IfJ
Le President Der Prasident Laboratory
Type
«In situ»
Clean rough
0.44 to 0.67
0.45
Joints with filling
0.63 to 0.81
0.40 to 0.65
Cut smooth in laboratory
0.42 to 0.78
Remoulded
joint filling
Thank you Mr. Lane. Now we heard Mr. Barroso of Portugal.
M. Barroso COMMENTS RELATED WITH SUBJECT DJ. BEING PART OF AN UNPUBLISHED REPORT BY M. B .• A. F. SILVEIRA AND F. M. P. RODRIGUES
Tan ~ 0.6 to 0.7 CETHANA DAM SITB TASMANIA
The Chairman Le President Der Prasldent
Many thanks to Mr. Wilkins. Now we break our session for about then minutes then we begin with the speakers and I am obliged to invite each one of the speakers to shorten his intervention such leaving about 3 minutes for each speaker to have the possibility to heard all that have been inscribed, which are 25.
Intermission Intervalle Pause
The Chairman Le President Der Prasident
Mr. Lane, please. 588
Given the strength characteristics of normally encountered rock foundations and the magnitude of acting loads, the collapse of a foundation cannot, as a rule, occur by crushing of the rock but only by sliding or shearing. In fact, even in very altered rock masses the crushing strength always exceeds the stresses due to the applied loads. Hence, provided that safety conditions against shearing and sliding are satisfied, the maximum allowable load on the foundations will depend exclusively on its deformability. Since failure of the foundation is more likely to occur by sliding or shearing, it is very important to investigate the presence of joints and faults. These joints and faults together with other discontinuities such as bedding planes and planes of schistosity very often cut across the rock mass, forming planes of lower shearing strength. The parameters currently used to characterize shearing strength in a rock mass, i. e., cohesion (c), and the angle of internal friction (~), are difficult to define. This is because of the existence of discontinuities i. e., faults and joints, and because of the heterogeneity and anisotropy of the rock mass. The parameters characterizing the rock mass are not identical to those of the intact rock, nor to those parameters characterizing the discontinuities alone unless, for some reason, rupture occurs by sliding along one of these discontinuities. This is in general the case for faults, which should be considered on an individual basis, together with their unique parameters and characteristics. Tests are usually performed to determine the shearing strength of the rock material with its micro-fissures and to
determine the sliding resistance along discontinuities. Yet, due to the very large forces required, it is much more difficult to perform significant tests in a rock mass having its blocks separated by planes of discontinuity. To overcome this difficult it is necessary to resort to model tests. However, model tests are not used due to other difficulties and there is very little experience, in this field. The problem is more complicated when the rupture, instead of occuring through the interface of the structure and its foundation, occurs deep in the rock mass.
70 em x 70 em. Nevertheless, it has been possible to study the influence of some parameters such as the area of shear and roughness of joints. In a rock mass crossed by families of fractures, its shearing strength in the absence of continuous fractured planes favouring slides can be assumed to be comprised between an upper and a lower limit, which are the shearing strength of the rock material assumed intact and the shearing resistance along plane joints, respectively. These extreme values can be assumed to be roughly determined in laboratory 9-
3
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Afl.cting Afl.cting
th. th.
isolropic
rock Mill
B-
rock lion. joints lion.
20
Fig. 1
Assuming as a scheme that the foundation is a semi-infinite body loaded by an inclined force F and a uniformly distributed load (0"0) and with joints like those shown in Fig. 1 such conditions can occur that the rupture follows a surface near surface 1-2-3-4 along which parameters C and S'Sare different for portions in which shear occurs through only rock, through rock and joints or coincides with a joint. The experience of the LNEC deals mainly with rupture tests through surfaces near the interface of the structure and its foundation and, even so, through areas not exceeding
40
o
• 60
.. E ~
C.
...
80
o
VllAlI""O OAS FURNAS AlIO lINDOSO + AllO lINOOSO )( tAlA 6. 1010 TESTS 01 loti - - TESIS ON JO'NTS
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100
UJ
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200
400
600 800 1000
2000 SURFACE
4000 6000 OF TEST
10000
(cmt)
Fig. 3
SURFACE OF TEST
Fig. 2
Tests. As the sheared areas increase both in the tests of the rock and of the joints, the values of shearing strength will approach the curve of Fig. 2 due to the influence of fracturing or of roughness, respectively. Given the limited area involved in «in situ» tests, a band of seattering can be obtained which will be all the narrower for most significant «in situ» tests defining the characteristics of the rock mass. Tests carried out by the LNEC at four dam sites yielded the results presented in Fig. 3, which clearly show that the shearing strength characteristics of rock mass converge when the loaded area increases. An overall analysis of Fig. 3 shows that, as a rule the influence of the loaded area in «in situ» tests of joints is negligible so that laboratory tests are very significant, and can give excellent results. I refer, especially, to the peculiar case of shear tests on the foundations of the Roxo dam. Figs. 4 and 5 589
tribution of the joints is similar, only having a difference of scale. This one is a special case where there is no effect of scale, as the type of rupture is identical in both small and large size tests. When this condition occurs the shear strength determined by testing small samples is not greater than that determined on a large block in. «in situ» tests. Tightly connected with the loaded area is the influence of roughness. According to the results of sliding tests in joints, cohesion even if low never entirely vanishes in practice, which macroscopically can be ascribed to roughness or to the fact that the tested surface is never entirely plane . . The results obtained in plane surfaces of four samples of granite with different degrees of alteration are presented in Fig. 6. Contrary to expectation, it is the most altered rock that presents the higest angle of internal friction. Additionally a concave curve with respect to the positive direction of axis "t' is always obtained for higher stresses, possibly due to the interlocking of crystals on one face to those on the other. Micropetrographic analysis of rock samples from the zones where the tested specimens had _ 40
Fig. "
E ~ ~
•.. 30
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MORE
ALTERED
ROCK
:
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LESS
ALTERED
ROCK
-
show that the shape of the rupture obtained in the «in situ» tests through areas of 70 em x 70 em is identical to that obtained in laboratory tests in samples were the rupture occurred through the joints. It may be noted that the dis-
20
10
o
\0
20
30
40
50 60 Clklll/cm2)
Fig. 6
Fig.
590
s
been obtained showed obviously different alteration degrees in the feldspars. Whereas in the less altered tested zone, 38 per cent of the minerals on the average were unaltered feldspars and 11 per cent were altered feldspars, the corresponding figures for the more altered tested zone are 22 and 31% respectively. It is sensible therefore to assume that crystals interlock beyond certain values of the normal stress which depend on the degree of alteration of the prevailing minerals (feldspars in this case). An apparently paradoxical conclusion is that shearing strength in plane joints can be higher in more altered than in sounder materials, provided an improbable condition is met, namely that the surface referred to is continuous and plane. It seems reasonable to conclude that the knowledge of the shear strength of the rock and sliding resistance of joints can contribute to predict the behaviour of the foundation rock mass. The experience of the LNEC shows that there is no advantage in increasing the areas submitted to rupture in shear tests, as the results of laboratory tests can often be significant, since the results of tests on large and small areas can often be correlated. A problem which needs much investigation is: how to forecast the behaviour of a rock mass under the acting loads. Even if the shearing strength of the rock material and the resistance to sliding along the joints are known, the strength of the rock mass as ••••. a whole cannot be determined, both for the case in which
rupture occurs through the interface of the concrete and rock or when it occurs deep in the rock mass. Given the practical difficulties of significant «in situ» tests are for clearing up this question, it seems that model tests could give a valuable contribution. Till now the difficulty has been overcome by the designers using safety factors confirmed by past experience in what concerns the rock mass with its systems of joints, and by the individual consideration of the large potential planes of rupture, which must be carefully surveyed for determining its position, dimensions and resistance to shear loads.
The Chairman Le President Der Prasident
Thank you Mr. Barroso for the interesting contribution and now we have Prof. Mello Mendes also of Portugal.
In the experience of the Laborat6rio Nacional de Bnge. nharia Civil concerning the study of schistous rock masses of dam sites, there are cases, such as the one of FIg. 1, referring to the variation of the mechanical anisotropy of deformability with the consolidation grouting. In this figure, in which the anisotropy is expressed by the ratio of the moduli of deformabliity, E, of the rock mass, parallel and normally to the schistosity, one can see that the increase of anisotropy with the consolidation grouting is rather sensible and as bigger as the quality of the original rock mass is worse. This aggravation of the mechanical anisotropy of schistous rock masses may be of relevant importance in the cases in which the attitude of the schistosity has considerable local variations due, for instance, to the creep of slopes.
The Chairman Le President Der Prasident
F. MeUo Mendes In the general report, about the improvement of the mechanical characteristics of rock masses, it is stated that the consolidation grouting decreases significantly the degree of anisotropy of fissured rock masses, We consider it important to point out that such a statement cannot be regarded as having a general validity. On the contrary, it must be regarded with reserve and the eventual improvement of the rock masses anisotropy by the action of the consolidation grouting must be attentively considered and discussed, one case after the other. In order to obtain such an improvement it is necessary, in a general way, that the consolidation grouting may act in the same manner on all the fissure systems or the weakest ones which occur in the rock mass. If only one or some of those systems are acted upon, there having a little action on another or on others, it is evident that the anisotropy of the rock mass gets worse instead of improving. This is the case, for instance, of the schistous rock masses, in which the mechanical anisotropy is mainly due to the schistosity. Under the action of the consolidation grouting, 'which does not penetrate into the schistosity planes and acts, in a general and sensible way, on the remaining weakness systems due to fissures and joints, the increase of anisotropy may be sensible.
Thank you Mr. Mello Mendes and now Mr. Hunter of England.
J. Hunter The first International Congress on Large Dams was held in Stockholm 33 years ago. Today in Lisbon, are concluding the first International Congress on Rock Mechanics. The origins of both these organisations have the same roots. They were set up because of an increasing awareness among engineers that the prevailing level of technology was inadequate to solve all the problems of the day. By about 1950 it was becoming apparent that advances in the structural design of dams had outstripped our knowledge of how rock behaves as a foundation. No doubt the General Reporter had this in mind when, in his summary, he referred not only to the increasing height and number of dams being built, but to the disturbing rate of failures. Indeed, the published information suggests that in spite of technological advances, the rate of dam failures has actually been increasing in recent years. This may be deduced by comparing the number of reported failures in relation to the number of dams built during the past two decades.
1:2 11
Number of failures and defects
Number of dams built (approx}
10
:::: - 5
W 3 :2
o
100 E{/t)
300
500
(103kg/cm:2)
Fig. 1
1946 -
1955
12
2,000
1956 -
1965
24
2,500
The figures indicate that over the past decade, 1956/65. the number of known failures is twice that of the previous decade, and this in spite of the fact that the total number of dams built only increased by 25 per cent. There may be two possible reasons for this; in the first place the failure of a dam now receives wider publicity than it did in the past and for this reason, the number of failures which are now reported may tend to rise. The other, and perhaps more important reason, is that an expanding world economy requires ever larger dams, giving rise to a steady encroachment on hidden safety margins. 591
Subsequent investigation of such events makes it clear that inadequate knowledge is one of the primary causes of the unexpected failure of engineering works. As the size of such works increases, they outrun the adequacies of technical knowledge and accepted design procedures. So long as the loads imposed by engineering structures remained small, conventional methods of design generally proved adequate to the demands made upon them, because the hidden an largely unknown margins were sufficient to cover up our ignorance of the real conditions. The increasing scale of engineering work has gradually encroached upon the margins and made it imperative that we should develop techniques which will provide us with greater insight into the way in which rock masses behave as a structural foundation.
The Chairman Le President Der Prasident
Thank you Mr. Hunter for your suggestions. Mr. Mallet of France.
de 200 BeV (I BeV = 1 GeV = 1()9 eV) americain et de 300 Ge V europeen, Le rayon de l'accelerateur americain a ete fixe a 690 m dans Ie projet actuel, et celui de l'accelerateur europeen a 1200 m. On voit done immediatement I'accroissement important des dimensions de ces machines. Du fait de ces dimensions, les tolerances sur les parametres magnetiques deviennent plus serrees, D'autre part, les performances atteintes par l' AGS et Ie CPS, de meme qu'une meilleure connaissance du fonctionnement des accelerateurs, permettent de dirninuer dans ces projets les coefficients de securite, ce qui est important pour des raisons d'economie, Le choix d'un ensemble optimum de parametres pour un accelerateur de 300 GeV est difficile, etant donne I'interdependance complexe de la plupart d'entre eux. Un des elements important Ii considerer dans cette etude est la region de champ magnetique utile a l'interieur de la chambre a vide et que I'on appelle ordinairement ouverture. Cette region de champ utile doit pouvoir englober, en premiere approximation les deux elements suivants dont les effets sont les plus importants sur les dimensions de la chambre a vide: -
J. Gervaise et' Ch. Mallet O. RESUME. Extensometres geants pour etude de petits mouvements du sol en surface Pour etudier la stabilite des terrains rocheux propices Ii la construction de grands accelerateurs de particules, un systeme base uniquement sur des mesures de longueur a ete rnis au point et employe sur plusieurs types de terrain en France et en Angleterre. Au moyen d'un nouvel appareil utilisant des fils d'Invar, les distances entre des piliers construits sur les terrains Ii etudier ont ete mesurees chaque mois pendant une annee, Une nouvelle methode, de conpensation a ete utilisee et est decrite dans cette note. Les resultats des variations des longueurs au cours d'une annee sont publies de la meme maniere pour les trois sites.
I.
INTRODUCTION
La construction des accelerateurs de particules du type synchrotron Ii protons a gradient alterne a pose des 1954 un grand nombre de problemes nouveaux. Parmi ces problemes, les tolerances imposees pour I'alignement de la structure formee par les aimants de ces machines, ainsi que la stabilite du sol sur lequel ces structures reposent, ont necessite des etudes de la stabilite du sol, et des methodes nouvelles d'alignement, Le synchrotron a protons du CERNCPS a un diametre moyen de 200 m, le tunnel dans lequel se trouvent situes les aimants a en consequence une circonference de 628 m. A Brookhaven,' l' Alternating Gradient Synchrotron AGS a un diametre de 129 m et le tunnel une circonference de 807 m. Ces accelerateurs, consideres comme geants Ii l'epoque de leur construction, sont largement depasses aujourd'hui en dimension par la machine russe de 70 GeV, qui entrera en service dans deux ans et par les projets de synchrotrons 592
amplitude des oscillations betatroniques correspondant Ii la section du faisceau - deplacements de I'orbite ferrnee dus aux defauts d'alignement et aux imperfections de I'aimant. On prevoit que les deplacements de I'orbite ferrnee seront maximum a l'injection. Les deplacements d'orbite fermee proviennent des erreurs de champ sur le pourtour de la machine. Les erreurs de champ dependent des facteurs suivants: - mouvement du sol entrainant les aimants, - defaut d'alignement des aimants, - non-uniformite des caracteristiques d'excitation aimants, - non-uniformite dans le champ remanent, - champs de fuite dans les sections droites.
des
Dans le cadre de cette etude, ce sont uniquement les mouvements du sol impliquant un deplacement des aimants et les erreurs d'alignement de ceux-ci que nous etudierons. Nous devons remarquer que ces deux causes d'imperfections sont completement independantes, bien que leurs effets sur Ie faisceau soient identiques. . Pour les besoins de I'optimisation des parametres du synchrotron (rapport CERNAR/Int. 80/64-15, du 11 decembre 1964), it a ete necessaire de fixer une limite aux mouvements du sol que les aimants peuvent tolerer sans gene pour la marche de l'accelerateur, de meme it a fallu fixer des tolerances pour l'alignement des aimants en fonction des resultats obtenus dans les synchrotrons existants. 1.1 Mouvements du sol Nous ne tiendrons pas compte ici des mouvements de terrain importants, tels que ceux qui resulteraient de mouvements tectoniques ou de tremblements de terre. Afin de mettre en evidence les mouvements de sol en surface nous avons eu l'idee de construire des extensometres de gran des dimensions, afin de determiner I'ordre de grandeur des mouvements locaux de la surface de la croute terrestre.
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Fig. I
1.2 Systeme d' alignement des aimants Deux cas sont
a
considerer:
Mise en place dans un plan horizontal. Nivellement conventionnel au niveau a bulle d'un aimant au suivant. b) Alignement radial des aimants. Geometric fractionnee en deux eta pes. D'abord mise en place des points de reference sur un double enchainement de piliers faisant Ie tour de la machine des deux cotes du tunnel, consa)
Deplacements Erreurs v. q, m, prevues
.'1-
Le tableau suivant donne les erreurs prevues et leurs incidences sur les deviations d'orbite fermee qui ont 98% de chance de ne pas etre depassees, Les deviations totales indiquees sont obtenues en additionnant quadratiquernent les effets individuels. fermee
a
I'lnjectlon
Deviation maximum (98% de probabilite )
Dans Ie plan vertical
Erreurs ·v. q. 'm. prevues
>
Deviation maximum (98% de probabtlite )
Dans le plan horizontal
NivelJement des unites d'aimant adjacentes
e:=0,1 mm
9,Omm
Position des mires par rapport Ii la Iigne mediane
e:=0,1 mm
8,Omm
Inclinaison
d'orblte
tituant ainsi une chaine fermee de quadrilateres, puis mise en place des aimants a partir de ces reperes principaux (voir Figure I). Chaque aimante tant situe a l'interieur d'un quadrilatere de 32 m de cote, et de 5 m de large.
du plan median
«=0,2
mrad
4,Omm
Alignement des piliers adjacentes Alignement des mires par rapport aux _piliers Position des mires par rapport a la Iigne mediane Non-uniformite
Champ radial remanent equivalent NivelJement des quadripoles d'adaptation
e:=0,2mm Total
magnetique
5,7mm
Etalement equivalent du champ remanent vertical
4,6mm
Alignement des quadripoles d'adaptation
14,6mm
e:=0,2mm
5,8mm
e:=O,1 mm
8,Omm
e:=O,I-mm AB/B=O,5x 10--8
10,Omm 14,3 mm
e:=0,2mm Total
8,Omm
4,6mm 22,1 mm
593
On voit done que pour l'ensemble: mouvements du sol et erreurs d'alignement des piliers, la valeur de l'erreur moyenne quadratique a ete fixee a 0,2 mm; et que l'erreur moyenne quadratique sur l'alignement d'un aimant par rapport aux piliers qui l'encadrent a ete fixee a 0,1 mm. Nous ne traiterons pas ici du nivellement des aimants dans Ie plan horizontal, ni des tassements du sol dus a des surcharges temporaires autour de l'accelerateur, ni des deformations pouvant resulter de la circulation des eaux souterraines. lIs feront l'objet d'une etude separee. Les erreurs d'alignement et les valeurs des petits mouvements de sol peuvent etre ajoutees quadratiquement, puisqu'elles proviennent de deux causes independantes, La valeur de 0,2 mm acceptee comme erreur moyenne quadratique dans la position de piliers adjacents peut etre decomposee comme suit:
rp = £$
=
erreur moyenne quadratique sur Ie positionnement valeur du deplacement possible dil au mouvement du sol.
Les resultats obtenus au CERN montrent que ron peut fixer une valeur superieure de Ep egale a 0,14 mm (rapport CERN AR/Int. 80/64-15). II en decoule que la limite des E$ est de 0,14 mm. De rneme la valeur de 0,1 mm fixee pour la mise en place d'un aimant a partir de 4 piliers voisins peu s'ecrire sous la forme:
L'erceur moyenne quadratique d'une mesure de longueur isolee etant de 0,02 mm, on estime la valeur de Ep a 0,05 mm, en moyenne.
2. FORME
ET
CONSTRUCTION
DES
EXTENSOM£-
TRES
L'utilisation de l'Invar et d'un appareil nouveau concu et realise entierement a l'atelier de metrologie du CERN a permis, grace a la precision atteinte et a la rapidite des mesures, d'envisager la realisation' d'extensornetres. Sur le terrain, ces extensometres sont constitues de figures geometriques simples dont les sommets sont materialises par des piliers en beton construits avec precaution et reposant par leur fondation sur la roche formant Ie terrain dont on veut etudier les mouvements superficiels au quasi-superficiels. L'appareil de mesure au fil d'invar, baptise «Distinvar» dans le rapport CERN 64-16, du 17 mars 1964, permet en effet de mesurer,' en plein air, des longueurs reliant les alesages fixes sur des piliers geodesiques distants de 50 m les uns des autres avec un ecart type de 0,04 mm, soit une precision relative ~ 1/1 <: 1.10-6; ceci dans des conditions de rapidite permettant de faice une serie de 100 mesures en deux jours. Avant la realisation du Distinvar, de telles mesures n'auraient pu etre envisagees, d'une part parce que les erreurs sur les mesures auraient masque les mouvements du sol, et que d'autre part, le temps necessaire aux mesures a l'aide d'un autre systeme aurait ete trope important.
2.1
Distinvar
Les elements essentiels sont les suivants: ,--
qui composent
le Distinvar
fil d'invar vis micrometrique de grande precision couteau d'acier oscillant dans un roulement a billes niveau a bulle assurant la reproductibilite des mesures.
Fig. 2
La valeur E~ doit etre comptee sur une longueur de 7 m, distance separant les centres de deux aimants consecutifs; sa valeur superieure resultant du calcul est de 0,08 mm. 11 s'agissait done de determiner experimentalement un ordre de grandeur des valeurs pOTU les E$' Pour cela 3 extensometres ont ete construits sur troids types de sol differents, run sur un plateau calcaire, l'autre sur un terrain en gres et Ie troisieme sur un terrain en craie. L'installation, les mesures, les resultats sont decrits dans les chapitres .,.uvants.
594
L'originalite de l'appareil reside dans l'emploi simultane de ces quatre eleTT'el'ts(Fig. 2). Le Distinvar est un appareil simple, tres leger, de manipulation aisee et qui conserve dans les condittons de laboratoire une reproductibilite des mesures de ± 0,01 mm pour des distances atteignant 50 m. Les deux pieces essentielles du Distinvar sont le balancier et l'appareil de mesure des appoints. Le role du balancier (Figures 3 et 4) est d'assurer au fil une traction constante, 'reproductible dans une position donnee, Cette position est reperee grace a un niveau a bulle
par une difference de lecture sur l'appareil des appoints de 0,01 mm, alors qu'une variation de 5 milligrammes fait amorcer des oscillations. Les aretes des trois couteaux du balancier determinent la longueur du bras de levier, Ie rapport des longueurs de I a 5 a ete choisi pour des raisons pratiques d'encombrement et de fonctionnement. La partie principale de l'appareil de mesures des appoints est la vis micrometrique de haute precision qui permet de deplacer Ie fil d'invar pour amener la bulle du niveau spherique entre ses reperes; ce deplacernent se lit sur Ie poulet molete solidaire de la vis, qui tourne en face d'un repere fixe. La precision de lecture est de 0,01 mm (Figures 5 et 6). Le poids tenseur est en acier chrome. Le poids utilise dans Ie Distinvar est de 2,728 kg assurant au fil une traction de 147,13 N. Cette valeur correspond a un compromis raisonnable, evitant un allongement non-elastique trop
Fig. 3
Fig. 4
solidaire du balancier. La partie fixe de celui-ci est constituee par la partie male qui vient se fixer dans I'alesage materialisant Ie repere, Cette partie fixe porte un roulement a billes, sur la bague interieure duquel vient osciller la partie mobile. Cette derniere porte trois couteaux et Ie niveau a bulle. Chacun des couteaux a un role propre a jouer, lis sont disposes de facon a transformer une force verticale (poids tenseur) en une force horizontale {traction du fill par l'Intermediaire du 3e couteau dont l'arete est l'axe de rotation de l'equipage, Les points de reaction des couteaux sont les bagues interieures de roulement a billes, ceci afin de supprimer les efforts lateraux sur les aretes, ce qui introduiraient des couples parasites. Les couteaux sont en acier trempe. La sensibilite du balancier est tres nettement superieure a celie qu'exige le bon fonctionnement de l'appareil. Pour un fil de 50 m, une variation de 1 gramme du poids tenseur se traduit
Fig. 5
Fig. 6
595
important au fil, et conservant une fleche petite (environ 0,36 m pour un fil de 50 m). La connaissance exacte du poids n'est d'ailleurs pas necessaire puisque c'est le meme po ids qui sert a I'etalonnage et a la mesure. Chaque poids porte Ie meme numero que l'appareil de facon a eviter toute erreur. L'etude de la sensibilite du Distinvar, de la reproductibilite des mesures et de la precision a ete faiteau CERN sur la base d'etalonnage sous microscopes rnicrometriques. Pour en tester les possibilites d'ernploi sur Ie terrain, une serie de 990 mesures consecutives ont 6te executees entre 3 piJiers en beton, sommets d'un triangle equilateral de 50 m de cote. Toutes les cinquante mesures le fiJ etait controle sur Ie comparateur. L'erreur moyenne quadratique calculee sur les 990 resultats est de Emq
=
± 0,038 mm.
2.2 Construction des piliers sur Ie terrain et forme des figures de trilateration
Le premier terrain envisage pour l'etude des petits mouvements des couches superficielles du sol fut un plateau de caJcaire eocene (thanetien) situe dans Ie Sud de la France pres de Marseille. Cet emplacement aurait pu convenir a I'implantation d'une machine de 150 GeV, envisagee en 1962-1963. Ce plateau etait legerement incline vers Ie Nord, Ie calcaire affIeurait partout en surface sans aucun recouvrement de sol, ni argile de decomposition. Des fondations de 0,50 m de profondeur furent realisees pour recevoir les piliers en bet on arrne, et leur assurer ainsi un soli de ancrage,
sans trop de difficulte pour la manutention des fils d'invar et qu'elle permet de couvrir une surface relativement importante avec un nombre de piliers reduit, tout en conservant une grande precision. Seules les mesures des 63 longueurs separant les 28 piliers furent effectuees, a I'exclusion de toute mesure d'angle. Un nivellement conventionnel des piliers au niveau a bulle de haute precision fut execute a chaque mesure de trilateration, Un ensemble complet de mesures a ete fait chaque mois pendant un an (I3 series de mesures). A la suite des resultats obtenus sur le calcaire, il fut decide d'etudier dans les memes conditions, un emplacement situe dans les gres permiens du Luc. II fut cependant plus difficile de trouver un emplacement favorable au triangle de mesure que sur la surface de la couche de calcaire thanetien, OU avait ete effectuee la premiere serie de mesures. En effet, la topographie des gres est, en general, legerement ondulee, et il ne fut pas aise de trouver un terrain de 300 m, horizontal et plat. De plus Ie gres n'affteure pas partout en surface, en consequence la profondeur moyenne de la fondation des piliers atteint ] ,50 m. Les mesures de trilateration et de niveJlement furent entreprises mensueJlement dans les memes conditions que precedernment, pendant 14 mois. Un troisieme extensornetre fut realise en Angleterre pour l'etude des petits mouvements des couches de craie en depots horizontaux. Profitant de l'experience acquise lors des deux premieres series de rnesures, on construisit un hexagone regulier de 150 m de cote, au lieu d'un triangle equilateral, Cette figure a l'avantage dans Ie calcul des deformations, de ne pas
28
35
37
16
_50 metres_
Fig. 7
Fig. 8
la hauteur moyenne des piliers etant inferieure aIm. On choisit comme figure de mesure pour la trilateration un triangle equilateral de 300 m de cote qui fut divise a son tour en triangles equilateraux de 50 m de cote. (Fig. 7) Chacun des sommets de ces triangles de 50 m fut materialise par un pilier en beton arne. . 50 m fut choisi comme longueur de reference parce qu'elle est la plus grande pouvant etre mesuree sur le terrain,
presenter de points· ayant seulement 2 determinations comme les 3 sommets du triangle eqiulateral de 300 m de cote. Tous les points de l'hexagone ant au minimum 3 determinations, mais le nombre de piliers est plus eleve dans ce cas, il passe de 28 a 37; Ie nombre des cotes a mesurer passant de 63 a 90 (Figure 8). De meme, la construction des piliers de reference fut Iegerement modifiee pour eviter le sol superficiel et la couche
596
de craie alteree, Les fondations atteignirent la craie saine, mais la profondeur moyenne des piliers dans Ie sol etait de 4m.
Le nombre de cotes ou d'elements mesures est:
+ 1)
Nc = 3 N(N
(2)
2
= 6.
2.3 Technique des mesures
soit 63 pour N
Une des raisons essen tielies de la precision obtenue dans les mesures de trilateration est que chaque fil d'invar utilise est etalonne avant I'emploi sur le terrain et Irnmediatement apres, des son retour au CERN dispose en effet d'un comparateur d'etalonnage qui permet de controler la longueur des fils d'invar. On peut etalonner des fils de n'importe quelle longueur entre 0 et 50 m avec une precision de ± 0,002 mm. Chaque mesure de trilateration est effectuee avec trois fils differents, la technique utilisee est la suivante:
La figure theorique peut aussi etre un grand hexagone (Fig. 8), dont Je cote est egal an. lr, II contient 6n2 triangles equilateraux egaux, presente :
a) b)
-c)
Etalonnage des fils au CERN avant le depart. Sur le terrain, les 63 longueurs dans le cas du triangle, ou 90 longueurs dans Ie cas de I'hexagone, sont mesurees a I'aide de deux files. Les differences fil a fil sont enregistrees de facon a eviter les erreurs de lecture. Le troisieme fil sert a etablir une base de controle entre deux piliers choisis initialement. Une fois toutes les dix mesures, les fils servant aux mesures sont compares entre ces deux piliers, au troisieme fil qui ne sert qu'a cet usage. Etalonnage des fils des retour au CERN.
La valeur de la longueur mesuree utilisee dans les calculs est la moyenne des deux resultats obtenus avec chacun des fils. Les corrections de temperature sont faites sur le terrain, pour chaque fil. Lors de l'instaUation des alesages sur les piliers, les precautions prises font que la distance entre deux alesages est de 50 m ± 1 mrn. On a ainsi une figure mesuree qui est tres proche de la figure theorique, Les distances mesurees sont ramenees a I'horizontale, les nivellements effectues lors de chaque trilateration rnontrent des variations qui sont de I'ordre des erreurs de mesures, soit ± 0,25 mm. On peut done negliger I'effet des petites variations en z < 0,25.mrn dans le calcul des longueurs, car leur influence est du second ordre, sinon d'un ordre superieur.
Ns
3n2
=
+ 3n +
1 sommets
(3)
et offre
N;
3n (3n
=
+
1) cotes
a
mesurer.
(4)
Lorsque n = 3 la figure contient 54 triangles equilateraux egaux ayant 37 sommets et 90 cotes d'une longueur theorique fr. La figure vraie n'est evidemment pas connue; la figure mesuree ne peut, en general, pas etre construite. Nous avons en effet mesure les longueurs de Nc cotes de triangles; or, Ie nombre d'inconnues est: 2Ns-3 puisque la position de la figure reste libre. Le nombre r d'equations de condition figure puisse etre construite est done de: r = Nc
(2N.-
-
3)
pour que la
(5)
Ainsi pour le triangle: (N-I)
r=
(N-2) (6)
2
c'est-a-dire 10 dans Ie triangle de 300 m, et pour l'hexagone: r c'est-a-dire
=
3n (n -
+
1)
I
(7)
19 dans I'hexagone de 150 m.
3.2 Theorie de la compensation 3.
CALCUL DES COMPENSATION
LONGUEURS
-
THEOR1E
DE
LA
Nous appellerons
I//'
3.1 Geometric des extensometres Les extensornetres qui ont ete construits, ou que ron envisage de construire, sont constitues de triangles theoriquement equilateraux juxtaposes pour former une figure geometrique simple, par exemple un triangle equilateral ou un hexagone regulier. La figure theorique est, pour un triangle equilateral forrnee de 1 + 3 + 5 + ...+ (2N - 1) = N2 triangles equilateraux egaux dont les cotes ont to us la merne longueur theorique IT (Fig. 7). Le grand triangle equilateral theorique a un cote de longueur N. IT. Le nombre de sommets de la figure est: Ns= soit 28 pour N
=
6.
(N
+ 1)
2
(N
+ 2)
(I)
et sou vent
i;
la longueur mesuree du cote (i,j) c'est-a-dire joignant le sommet numerote j au sommet nurnerote j [Toutes les combinaisons (i,j) ne sont evidemrnent pas mesurees.] Nous designerons par lij et souvant par I la longueur calculee par compensation. Nous poserons: = I
8/
-fr}
81m = Im-fr
La compensation
(8)
fournit: I
= 1m
+
V
(9)
en designant par v le residu comme on le fait en geodesic. 597
La methode des moindres minimum l'expression:
On a done: 81 = 1m -IT 81m
=
+
+
V
(10)
de sorte qu'iei V =
=
La notation
1 -1m
(11)
81- 81m
mathematique dIm
(81m -
V
81)*. (81m -
81)
rendre
+ )... B81
(19)
les ).. etant (fL - v) multiplicateurs de Lagrange done une matrice-colonne de (IL - v) lignes. Nous designons par M· la matrice transposee de M. Ainsi )... est une matriceligne a (fL - v) colonnes. Le minimum de (19) est obtenu par:
serait: =
a
carres eonsiste
[ - 2(81:' -81·)
V
pour que 1'0n ait:
+ )..·B]
d81
+ d)..·
. B81
0
=
(20)
quels que soient les d~1 . En tenant compte de (18) on a: 1 = 1m + dIm
(12)
La notation exposee ei-dessus s'applique quelle grandeur de la figure: Gm est la grandeur
a
B·).. - 2 (81m le produit
I
1
mesuree
G est la grandeur compensee theorique
GT est la grandeur
81) = 0
-
(21)
n'importe B·).. est bien une matrice-colonne
B· colonnes
IL-V
a
IL lignes:
)..
B·)..
I col.
I col.
(13) 8Gm = Gm-GT 8G
= G
-GT
dGm
= G
-
I
Gm = 8G -
8Gm
J
La grandeur vraie Gyest ineonnue, mais 1'0n peut dire que: (14) Gv = G ± e E
La formule (20) indique que:
+ )... B =
- 2 (81:' - 81·)
etant l'erreur sur une mesure. Pour simplifier l'ecriture
IL lignes
IL Iignes .
et que par suite en prenant les transposees:
nous poserons:
-
Nc = IL
0
(15)
2N.-3=v
2 (81m -
81)
+ B·)..
=0
puisque:
L'ensemble des 81 peut se condenser en une matrice-colonne de IL lignes: 81 =
II 8I II n = n
I
I, 2 ... IL
811 81
813
~
81=
(16)
I j
11
81
En designant par B une matrice colonnes: B = /I b~ /I
a
k variant de I
a
(IL -
at variant de I
a
IL nombre de colonnes.
,,)
BB·)..-2Bm
I
2
ou:
Ainsi 1'0n trouve la relation (21) qui multiplie par B s'ecrit:
IL -
S98
0
2 (BB·rl B81m
En portant cette vaUeur de vient finalement:
x
(23)
•
dans l'equation
(21) il
v lignes et IL
ou: 81= [1- B* (BB·rl B] 81m
(17)
(24)
ce qui resoud le probleme, Ainsi les longueurs compensees: 1 = 1m + 81- 81m
On peut d'une maniere tout a fait generale, ecrire les equations de conditions sous la forme:
=
(22)
en tenant compte de (18). De (22) on ccnclut que: ).. =
nombre de lignes,
B.81
=0
(18)
ou: (25)
se calculent
a
la maehina, avec une grande facilite,
152 222
78
113
68
52
-3Z
I
I
-Z8
-Z4
2 -ZO
12 -16
25
19 -IZ
-8
-4
o
4
Fig. 9
8
IZ
6 16
3 20
1 Z4
1 Z8
3Z
centl'mn
d' mm
132 178
86
114
68
77
42 4 -40
-36
I "32
-8
-4
o Fig.
4
8
to
12
36
40
cenfiemes
1 44 48 d.
mm
IItmDBORD
• ,
0.4••0.44.0.40.0.36.0.3 ••0 ••••0.24.0.20.0.16.0.12.0.0.·0.04 0 0 0 0 0 0 0 0 0 4 1
0.00 0.04 0.01 0.12 0.16 0.20 0.24 0.21 0.32 0.36 0.40 0.44 0.48 25 26 10 1 0 0 0 0 0 0
attll 0.0'8
•
_i 0.040 0.48'0.44'0.40'0.36-0.3.-0.28.0.24'0.20.0.16'0.12'0.08·0.04 0.00 0.04 0.08 0.12 0.16 0.20 0.24 0.21 0.32 0.36 0.40 0.44 0.48 0 0 0 0 0 0 0 0 3 8 g 35 23 20 1 0 0 0 0 0 0 0 0 0 juin 0.0" 0.48'0.44.0.40.0.36'0.32.0.28.0.24'0.20.0.1"0.12'0.08'0.04 0.00 0.04 0.08 0.12 0.16 0.20 0.24 0.28 0.32 0.36 0.40 0.44 0.48 0 0 0 0 0 0 0 1 2 10 24 31 16 5 1 0 0 0 0 0 0 0 0 0 juillot 0.041 0.48'0.44'0.40'0.36.0.3,.0.28.0,24-0.20.0.16'0.12.0.08-0.04 0.00 0.04 0.08 0.12 0.16 0.20 0.24 0.28 0.32 0.3' 0.40 0.44 0.48 .0 0 0 0 0 0 0 1 3 6 13 25 17 12 9 3 1 0 0 0 0 0 0 0 aoClt 0.0,6
.,
0.48'0.44'0.40'0.36-0.3,.0.28.0,24'0.20-0.16-0.12'0.08·0.04 0.00 0.04 0.08 0.12 0.16 0.20 0.24 0.28 0.32 0.36 0.40 0.44 0.48 0 0 0 0 0 0 0 0 0 1 0 5 23 21 10 3 2 0 0 0 0 0 0 •• pt •• bra
0.48'0.44-0.40-0.36'0.32.0.28.0.24'0.20.0.1"0.12.0.08·0.04 0.00 0.04 0.08 0.12 0.16 '0.20 0.24 0.28 0.32 0.36 0.40 0.44 0.48 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 10 37 4 0 3' 0 0 0 0 0 0 0 0 0
0.0'9
octobre
0.0" 0.48'0.44·0.40'0.36'0.32·0.28.0.2"0.20.0.16'0.12'0.08'0.04 0.00 0.04 0.08 0.12 0.16 0.20 0.24 0.28 0.32 0.36'0.40 0.44 0.48 0 0 0 0 0 0 0 9 15 3 28 23 10 2 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 no .•.•• bre
0.48-0.44'0.40.0.36-0.31·0.28.0.2'-0.20.0.16'0.12·0.08.0.04 0.00 0.04 0.08 0.12 0.16 0.20 0.24 0.28 0.32 0.36 0.40 0.4' 0.48 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 41 26 1 11 8 2 1 0 0 0 0 0 0
0.052
d'o•• br. 0.042 0.48'0.44.0.40-0.36-0.32.0.38.0,24'0.20-0.16'0.12'0.08'0.04 0.00 0.04 0.08 0.12 0.16 0.20 0.24 0.28 0.32 0.36 0.40 0.44 0.'8 0 0 0 0 0 0 0 0 0 14 11 0 4 12 '2 1 0 0 0 0 0 0 0 0 jan.,.ler
0••8·0 .••·0.40·0.36·0.3'.0.28.0.2.·0.20·0.1.·0.12.0.08.0.04 0.00 0.0' 0.08 0.12 0.16 0.20 0.24 0.28 0.32 0.36 0.40 0.44 0,'8 0 0 O· 0 O· 0 0 0 o . 9 40 32 8 1 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0
0,0"
r'ttler 0.041 0.48'0.44-0.40'0.36·0.3,·0.28.0,24'0.20.0.1.·0.12·0.0''0.04 0.00 0.04 0.0' 0.12 0.16 0,20 0.2' 0.28 0.32 0.3.0.40 0.44 0.4' 0 0 0 0 0 0 0 0 0 3 17 0 4. 19 3 0 0 0 0 0 0 0 0 0 -JIe
0.48'0.44·0.40.0.36·0.32·0.2'.0,2"0.20'0.1"0.12.0.08'0.04 0.00 0.04 0.08 0.12 0.16 0.20 0.2' 0.28 0.32 0.36 0.40 0.44 0.'8 0 0 0 0 0 0 0 0 0 3 1 21 17 3 4' 0 0 0 0.- 0 0 0 0 0
0•. 0'5
•.noll
0.0'4
Tableau 1/1
Ecarls pour
enlre
deux
I' ensemble
mois
des
successifs
MUNDFORD
mesures
276 307
130
144
58
18 -20 -16 -12 -8
89
-.
0
Fig. II
•
8
12
20
2.
eantlemes
de mm
Pour chaque mesure au temps 6 on peut done calculer les on peut calculer aussi les ,U -/~, ce calcul donne une idee de la precision des mesures. Au temps (6 + 1)dans la pratique l'unite est 4 semaines environ - on a mesure les (lg+1)m et ulterieurement calcule les Ig+1' Si ron etudie la difference:
Il,
on voit qu'elle est la somme des erreurs sur les mesures et de la deformation de l'element (i, j): Iu&+1-
IUe=
E&+l
e
+ D&+1 ( l,j .. &
)
(26)
Done on peut ecrire:
e+1 ( lj.. ) De
=
II}
e+l-
II}
4.1 Tableaux de frequences Les differences I/&+I-/e 1 ont ete classees en frequence pour des intervalles de 0,04 mm. En plus de l'indication du mois on a donne la valeur de l'ecart type sur les mesures, tel qu'il ressort du calcul de compensation. Pour chacun des sites, un tel tableau a ete etabli, Le tableau concernant le site calcaire de Marseille (63 longueurs mesurees chaque mois) comprend 12 lignes donannt la repartition des differences entre 2 mois successifs, de mars 1963 Ii mars 1964 (Tableau I). Le tableau concernant le site en gres du Luc (63 longueurs mesurees chaque mois) comprend 13 lignes donnant les memes indications, mais s'echelonnant de novembre 1964 Ii decembre 1965 (Tableau 11). Celui du site en craie de Mundford (90 longueurs mesurees chaque mois) se compose de 12 lignes pour des mesures allant d'avril 1965 Ii avril 1966 (Tableau III).
&-£ 4.2 Histogrammes
4.
PR£SENT ATION
DES R£SULT ATS
A l'origine, Ie but etait de montrer que les differences I/(e+1) -Ie I permettraient de mettre en evidence des mouvements du sol sur lequel reposaient les piliers. En fait les resultats des mesures donnent comme dispersion des differences mensuelles 1 Ie+1 -Ie 1 sur les terrains etudies, les valeurs suivantes: calcaire gres craie
0,07mm 0,1Omm O,06mm
5.
Les mesures ayant ete faites avec le meme systeme que celui qui sera utilise pour la mise en place definitive des 864 aimants du synchrotron, on voit que pour de tels terrains on reste dans des valeurs 'inferieures Ii 0,2 mm, valeur qui a ete utilisee dans le calcu1 des deplacements des orbites fermees, lesqueIs conditionnent l'ouverture utile de la structure magnetique, 11.en est de meme pour les differences I/e+1 - Ie I prises de 2 mois en 2 mois (i = 2), de 3 mois en 3 mois (i = 3), etc. Ces differences sont trop faibles pour permettre de deceler les tres petits mouvements du sol. BIles sont en effet la resultante: a) b) c)
des erreurs sur les mesures au temps 6 et au temps 6 des deplacements eventuels des piliers des deformations eventuelles du terrain.
+I
Du fait de la petitesse des valeurs obtenues, la discrimination entre ces 3 facteurs est impossible. Toutefois, Ie systeme de mesures a montre toute son efficacite lorsqu'un pilier a recu un choc accidentel. Les valeurs correspondant Ii ces accidents ont ete eliminees des tableaux de resultats, La compensation faite apres chaque serie de mesures demontre la precision d'ensemble du systeme, puisque la moyenne quadratique des differences (longueurs mesurees -longueurs compensees) est inferieure Ii 0,02 mm. Les mesures effectuees dans les couches superficielles du sol, avec des conditions climatiques variees, restent en-dessous des specifications. On peut esperer que des mesures faites dans un tunnel situe Ii une profondeur de plus de 10 metres, Ii l'abri des variations de temperature du sol, et autres perturbations, donnent des resultats encore plus favorables. 602
Pour chacun des sites, un histogramme materialise le classement en frequences de l'ensemble des differences I/e+ 1 -Ie I pour des intervalles de 0,04 mm. La dispersion calculee, dans le cas de Marseille, sur I'ensemble des 756 differences est de 0,073 mm (Fig. 9). Pour Le Luc (819 differences), la dispersion est de 0,102 mm (Fig. 10). Pour Mundford (l080 differences), elle est de 0,063 mm (Fig. 11).
CONCLUSION
11 n'a ete traite dans cette note que des composantes horizontales des deformations. Les variations de la composante verticale (de l'ordre de 0,25 mm) groupent les erreurs des mesures, les deformations des piliers et les mouvements eventuels du sol. Les conditions climatiques jouent, pour ces composantes verticales, un role plus important que pour les composantes horizontales. Pour l'accelerateur de 300 GeV, construit dans un tunnel, Ii 10 m sous terre, les nivellements se feront sur des distances plus courtes Ii l'abri des perturbations atmospheriques, et notamment des variations de temperature du sol. On peut done esperer que la part essentielle des deformations verticales proviendra de l'action des surcharges imposees par les blindages, L'etude de ces tassements sous charge fera l'objet d'une note ulterieure.
The Chairman Le President Der Prasident
Merci beaucoup Mr. Gervaise. .Et maintenant nous entendons M. Serafim,
Portugal.
J. Laginha Serafim Messieur
le President, Mesdames,
Messieurs,
Je me refere au sujet a) de la discussion. Comme le temps est tres court je pense que je dois montrer seulement quelques diapositifs et attirer votre attention sur des problemes importants en etude dans quelques barrages.
Fig. 1 -
Site du barrage d'A tazar
Fig. 3 - Site du barrage de Gran Suarna
Fig. 2 -
La Fig. I presente le site du barrage d'Atazar, en Espagne, un site dans lequel ont a atribue beaucoup d'importance aux problemes poses par l'anisotropie et discontinuite du massif rocheux, et aussi dans lequel les problemes de la precontrainte du terrain est en etude et fera l'objet de discussions posterieures, La Fig. 2 indique le site du barrage de St. Eulalia, en Espagne, dans lequel on a constate des discontinuites importantes pour lesquelles des traitements par precontrainte du terrain ont ete faits, Ce travail, qui a ete projete par les ingenieurs de Saltos del Sil, S. A" est completement execute.
Site du barrage de St. Eulalia
I
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ET ~
CYCLE PAR CYCLE
!
11th,
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36
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28 24
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dans le centre et dans la
603
M. Quaresma Guerreiro
Finalement la Fig. 3 montre Ie site du barrage de Gran Suama, en Bspagne aussi. Le barrage, en projet, est une structure d'a peu pres 170 m de hauteur. Je dois attirer votre attention sur Ie fait qu'un nettoyage tres pousse du terrain a rnontre presque toute la structure geologique, surtout les failles et les discontinuites de la formation rocheuse. Cette formation a ete consideree comme tres anisotropique, On a. commence des etudes d'anisotropie soit sur des carottes prises dans differents angles, de 0 a 90 degres avec les plans de stratification (voir discussion 2.21). Aussi essais sur place ont ete conduits dans des galleries de 2 m2• La Fig. 4 montre un resultat qu'on a obtenu sur Ie site du barrage et qui semble avoir beaucoup d'importance. On a mesure les deformations pas seulement au centre, mais aussi dans deux points de la peripherie de la surface chargee. Aussi on a fait des mesures de deplacements horizontales. Dans la figure sont presentes Ie diagramme des deformations au centre et Ie diagramme des mesures dans les deux points peripheriques, On presente aussi la moyenne des deformations mesures dans ces deux points, et les deformations calcules pour ces points a partir des deformations au centre en prenant la theorie de l'elasticite isotropique. Ces resultats sont compares cycle par cycle. Comme vous voyez les deux resultats son absolument coincidants, ce qui veut dire que I'anisotropie ne prends pas dans ce cas presque aucun role important. M. Guerreiro va vous montrer quelques autres resultats de ces etudes.
Monsieur le President, Mesdames, Messieurs, Les remarques qui constituent mon intervention concement au sujet propose pour la discussion: «Contributions a la meiUeure utilisation des masses rocheuses comme fondations». Surement que I'attention de ceux qui ont deja depouille des diagramrnes pressions-deformations d'essais de deforrnabilite «in situ» a ete attiree sur une particularite, Cette particularite est la pente tres fort des diagrammes press ions-deformations au commencement du dechargement dans les cycles chargement-dechargement, Cette forte pente, traduisant un comportement de materiel tres rigide, existe pendant une fraction importante du dechargernent, quelque fois superieure au 50 % de la pression maximum. En essais executes sur des granites du tunnel de Alto Catumbela, sur des gres et schistes de Cambambe et sur de quartzites et schistes de Gran Suarne, on a trouve toujours cette particularite, soit en essais chargeant des surfaces verticales ou horizontales soit en essais chargeant surfaces paralelles, normales ou inclinees en relation aux plans de sedimentation. La figure presente un cas typique, dans lequel o~ a etudie un peu plus en detail Ie comportement du massif rocheux pour des conditions de chargement correspondantes a la zone deja citee des cycles. II nous presente les diagrammes pressions - deformations pour un essai de pression uniforme execute sur une aire circulaire de 2 m2• Les roches chargees sont des quartzites et des schistes et les diagrammes presentes concernent a une surface normale a la stratification. Nous pouvons remarquer que la particularite citee existe meme dans les premiers cycles, quand les deformations permanentes sont encore tres grandes. Mais elle est beaucoup plus claire et importante au fur et a mesure que les deformations permanentes sont plus reduites et que les pressions sur Ie massif rocheux sont plus hautes, c'est-a-dire, dans les derniers cycles.
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Thank you Mr. Serafim, for the valuable contribution. Now Mr. Guerreiro of Portugal.
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Apres Ie premier dechargement partiel fait dans la zone ou les deformations sont tres petites (diagramme press ions-deformations presque vertical), des chargements et des dechargements ont ete executes. En tous ces cas Ie massif rocheux a un comportement de materiel elastique, avec un module d'elasticite tres haut, presque un materiel indeformable. Le comportement du massif rocheux pendant Ie dechargement (d'abord materiel presque indeformable et apres materiel tresdeformable) correspond bien a I'effet d'eponge avec ses vides remplis de colle, ce fait etant deja cite par M. Laginha Serafim plusieurs fois. L'etude des fondations fait a une facon teIJe que les massifs rocheux se comportent toujours dans la zone citee des diagrammes, menerait a des fondations de comportement presque indeformable et elastique au point de vue de la deformabilite. On voit par consequent l'interet qu'iI a en:
Republic of China. This island of rugged mountains approaching 4000 m elevation, composed mostly of post-Cretaceous formations, has been the theater of pronounced geomorphic changes. Monsoons with heavy rains transform the bouldery river-beds of the dry season into streams carrying variable loads of clay, sand, gravel and boulders. Population growth calls for new ambitious projects like the construction of highways, dams, power plants, etc. which aggravate problems caused by the action of the natures' hydrological cycle. A few photographs ellucidate the importance of research and modern methods of investigation where stability of slopes, dam sites selection and foundations are concerned.
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faire la precontrainte des massifs rocheux pour .reduire leurs deformations permanentes et les situer dans un etat de contrainte tridimensionelle adequat a un comportement elastique avec tres petites deformations; 2eme) etudier et depouiller la zone citee des diagrammes pressions-deformations, pour la connaitre bien et l'exploiter Ie mieux possible. Merci par votre attention. I
Photo 1
The Chairman Le President Der Prasident
Thank you Mr. Guerreiro, Now Mr. Fruhauf 0/ the U. S. A.
B. Fruhauf Nature's hydrological cycle, earthquakes and increasing interference by human activity are instrumental factors in the intense geomorphic processes of the land; usually they tend to disrupt the natural slopes which appeared stable for ages and may have developed healthy growth of vegetation, including primeval forests, as is the case of Taiwan off East Asia Coast. Rock slides or falls, debris runs and mud flows are encountered in the mountainous terrain of the island and as the years are passing they generally grow in proportions; on rare occasions rock masses in motion attain equilibrium and new stable land forms revert to vegetation or even to cultivation. Because forests and vegetation cover the land up to high altitudes in these subtropical regions of the Tropic of Cancer, landslide scars are remarkably displayed in aerial photographs or so appear to observers on land, usually revealing underlying unusual geological features often tied to the origin and history of particular landforms. Many accessible recent rock slides have obvious association with human activity like highway construction and other. All the principles of Rock Mechanics so ably presented here are applicable to geological conditions in Taiwan,
Photo 1a
Rugged cliffs in the Southeast may quickly transform upon the removal of vegetation into intensely eroded terrain gutted with gullies; nevertheless, these mudstone formations often display razor sharp edges, but during the rainy season eroded clay in suspension is carried into the reservoirs downstream causing serious silting problems. Elaborate «Sabo» system of stabilization and soil conservation is only about 40% effective. (See photo No.1). 605
East coastal highway is traversing similar mudstone formations, locally dipping 600S. Our party crossed a section north of Fengtien and returning a few hours later, found a slump slide involving about 20 m long section of the highway which dropped vertically about 15 m. (See photo No.2). Survey by the writer disclosed a wet bedding plane having bearing N 300 E as the slidding surface; water from irrigated rice paddies on the coastal terrace 25 m above the highway was the cause of the slide.
killing the workers and destroying the dam on May 17-18, 1951. Most of the mountainous regions are of post-Cretaceous age and consist of a variety of thickly bedded sedimentary or metamorphosed series of rocks, sandstones, conglomerates, quartzite interbedded with shale, slate and phyllites. Complex folding, with igneous or chemical impregnation created a great variety of geological features. Rocks have been subject to rapid erosion thus creating deep young valleys or canyons while floods and ravines of excessive gradient were instrumental in undermining steeply dipping and jointed beds of sandstones and quartzites; shales and to some extent slates were ground by attrition to clay or silt particles and carried in suspension to the alluvial planes and deltas. Geological and meteorological conditions prevailing in Taiwan have created certain peculiar characteristics inherent to each individual watershed. Excessive rainfall spread over summer monsoon period with typhoons, results in enormous run-off floods accompanied by sheet and gully erosion, heavy sediment or detritus loads which at times surpassed all the previous records (1963 Gloria typhoon yielded 1,375 mm of rainfall in two days). Such catastrophic
Photo 2 If young diluvial formations appear troublesome in public works projects, the relatively smaller region attributed to Paleozoic age has its shortcomings too. A large rock slide developed in schistose phyllite on the contact with schist and necessitated diversion of the highway by tunnel under the slide while the tallweg was almost blocked. (See photo No.3). A hydraulic powerplant nearby was completely buried in a typhoon by a debris flow and to be rebuilt at a higher level.
Photo 4
Photo 3 A massive debris flow during "the 1963 Gloria typhoon buried a village of 23 houses on San Pin creek under 15 m of miscellaneous. material (See photo No.4). The island'sl::l~rgest Tsaolin mass landslide on Ching Shui Chi (River) libcurred about 20 km East of Touliu in 1950. Allegedly, it was triggered by an earthquake and water saturated miscellaneous material dammed the river which began to form a lake .. Subsequent emergency effort to convert the dam into a useful reservoir failed when sudden flood inundated partly completed diversion tunnel 606
floods may not recur for a long period, if at all. Nevertheless, they cannot be. completely disregarded in future planning and design of new waterworks. Significantly, the absence of post-Paleozoic and pre-Eocene formation implies a long land stage before the Eocene and subsequent transgression took place. Intensive contorsion, folding and metamorphosis produced geological conditions susceptible to rapid erosion mainly because of stress release along the major zones (usually running N-S). Deeply dissecting streams removed lateral confinement and a system of fracture planes perpendicular to the original bedding superimposed on them the important discontinuity function in all major canyons. Because of these discontinuity boundaries the rock seldom behaves as a mass as had been anticipated but as an agglomeration of huge irregular blocks, slabs and fissile material (slates). Road cuts in layered metamorphosed sedimentary rocks can be excavated at almost vertical slopes; however stress release along the bedding and fracture planes initiates quick disintegration, rock falls and interrupted traffic, especially after a rain (See photo No.5). Tunneling under surficial rock slides becomes imperative (See photo No.3). Use of bridges and" column supported roadway would alleviate difficulties at somewhat increased cost per km,
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Photo 5
Photo 7
. . Dam sites of. the existing reservoirs were selected in most favorable locations and the installations appear to be working satisfactorily. Most of the sites have certain features derived from their geologic and geomorphologic history which, ,combined with instantaneous floods and enormous sediment loads, may create problems sooner or later. Total volume of fine-grained sediments in the Shihmen reservoir during the two' day Gloria typhoon amounted to 19,500,000 cubic meters. Another concrete dam was filled with miscellaneous detritus in less then two years up to the flood sluice gates; during the floods, the discharged water carries boulders and gravel, contributing to the deterioration of the concrete apron in the impact zone. Future dam sites, thoroughly investigated, appear to have similar features originating in their geologic history such as: Tachien, Chiguen, Mintsu, Tsengwen, and others. The meticulous site investigation and foundation treatment at the Kukuan Dam employed practically all the modem metods normally used in such instances with good results. The site of the proposed Tachien Dam is favorable although its left abutment is formed by a relatively narrow spur of steeply dipping beds of quartzites and slates irregularly jointed and faulted. (See photo No.6). Just above
the dam a surficial rock slide made its appearance (See photo No. 7). Discontinuity of stresses along the fracture planes and along the bedding contributes the major problems to be satisfactorily solved in order to upgrade the future performance of natural rocks under changed stresses and new regimen of hydrostatic pressure. Union Industrial Research Institute in Hsintsu has well equipped modern research and testing laboratories both for soil and rock specimens. Some velocity correlation with modules of elasticity in concrete cylinders is used for reliable estimate of their future strength. Hydraulic and soil laboratory of the Water Resources Planning Commissions in Taipei conducts .most of the research and experimental studies on models of dams, spillways and set up construction control criteria for earth and rock fill dams. , Several major rock slides apparently originated from earthquakes. Pei Vanta slide occurred some 50 years ago and its progress west was caused by geological configuration. A mild earthquake set in motion a 10 million cubic meter slide of limestone several years ago destroying part of two cement plants at its base, feeding now on the broken rock (See photo No.8).
Photo 6
Photo 8 607
possess high compressive strength while'the slates are weaker but possess more flexibility and do not fracture readily under changing stress conditions, however, they may become fissile where stress is released. The elastic properties of all rock components should be determined by laboratory and field tests: geophysical investigation would also prove extremely valuable, like sonic velocity measurements. «In situ» measurements of the elastic properties of rock components by geophysical methods are usually more realiable than laboratory determined constants because these . are ,subject to inaccuracies for the following reasons: 1. The overburden stress from which the sample has been removed is difficult to simulate. 2. Only the more competent core samples are recovered, 3. The core size is frequently too small when compared with the heterogeneity of the zone of interest. 4, Physical properties of sample may change with time. 5. Elastic properties of alluvial materials and unconsolidated overburden are difficult to determine because the elastic limits of the sample are easily exceeded in testing. Photo 9
Tremendous Tapang slide lies in a complex of folded and faulted rock formations; rock fall is creating a new gorge and enormous volume of debris to cope with in the planned Tsegwen reservoir downstream (See photo No.9). Road building problems are crucial and will be for some time to come. Larger expenditures would be required to provide all weather safe roadways. The modem four lane highway Taipei to Kellung has been often hampered by rock falls or land slides. (See photo No. 10).
The two principal methods of measuring the «in situ» elastic properties is by seismic shooting and 3-D Velocity logging in core holes. The elastic constants are calculated from the relationships which exist between the compressional wave and shear wave velocities and density which are well known. Poisson's ratio is obtained from the following relations a = Poisson's Ratio
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When the formation density is known, the elastic moduli: Young's modulus, bulk modulus and shear modulus are obtainable. Shear Modulus:
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Young's Modulus:
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Bulk Modulus:
Photo 10
Upon visiting numerous dam sites and becoming acquainted with their geologic configuration, typical of Taiwan, the writer evaluated the inherent potentiality of the rock formation in retrospect to the past orogenetic processes to which the rocks had been subjected. Methods should be employed to restore partially the state of stresses in the mass of rocks forming dam foundations and abutments, which existed in the past geological' ages. Essentially a layered system, almost all dam site formations ,consist of beds 'of .good sandstone or quartzite an" slates of variable thickness, sequences and state .of fracturing. Generally sound,' the quartzites and sandstones
608
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The writer formulated a preliminary concept of site treatment operation which had not been used in Taiwan or possibly anywhere else, He envisages greatly improved compactness of rock formations and their future performances as an .entity with the dam structure. These methods are also to be recommended for the abutments of dams already erected to stabilize their downstream slopes and the downstream gorge. 'To improve the foundations and the performance of planned hydraulic structures, the following operations should be considered: 1. Dam sites according to respective requirements, should be treated to obtain a degree of former compactness and massive state by a tie-back system. This can be done by post-tensioning steel cables installed in strategic locations in order to creat large blocks of massive rock under stress. 2. The rock excavation and blasting should be carefully controlled and limited to small areas and small charges;
a
machine tool excavations would be preferable in certain types of rock. Aditting should also be limited in extent and in use of explosives and then carefully grouted. Mechanical «mole» cutter would be ideal in certain cases. 3.
Prestressed blocks of rock formation should be grouted with one-solution chemical that would penetrate far along the fissures and fine bedding planes while cement grout fills only larger voids and cavities. Thus, monolithic foundations and abutments would be created. 4. Numerous tests, precautions and rock impregnation operations would further improve the function of the rock formation to sustain future hydrostatic and gravity forces as well as often neglected seepage mechanics building up hydrostatic uplift pressures in the abutments. 5. An encouraging progress in the development of the electro - osmosis process envisages the application of this method in the observation and investigation of slopes, tunnels, etc. on the verge of stability especially where fluctuating ground water and variable saturation may be the factors. Each individual site will require special treatment according. to its geological, topographical and structural characteristics based on tests and experience iri other engineering projects. In 1952, the writer proposed treatment of layered foundation rock at Harlan County Dam in Nebraska, U. S. A. by stainless steel cable anchors to prevent shearing of massive blocks of rock along bentonite seams. Recently, chemical grouting has been carried out with success. at Mattmark Dam in Switzerland. Geophysical methods are more frequently employed, because of quick, economical operations in any underwater investigations, for bridges, tunnels, harbors, lake installations, pipelines, etc. High pressure cement grouting has its merit in favorable conditions but does not accomplish sealing of fine voids or fissures where water can exert pressure later on. On the contrary, in layered formations high pressure grouting tends to open joints or bedding planes and while cement particles are being filtered out because of their size, only water under pressure penetrates fine voids without sealing them.
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Fig. J
is just very near to a real foundation and such tests are very expensive. In my opinion the scale of field test depends on the homogeneity of the rock in the sens of Muller and on the depth to which the stress shall penetrate. In most cases for a quasihomogeneous rock the area of jacking
a
Acknowledgement is extended to the United Nations Technical Assistance Bureau which sponsored writers assignment to the Republic of China and the Government Agencies of Taiwan who cooperated fully in his survey of the watersheds and supplied the writer with factual data.
z
The Chairman Le President Der Prasident
Thank you Mr. Fruhauf. Now Dr. Dvorak of Czechoslovakia.
b
A. Dvorak There is a question presented in Theme 3 by Prof. Milovanovic whether a small number of tests on a large scale is more advantageous than a greater number of tests of a smaller size. Undoubtedly such a large area as e. g. 5 x 5 m
Fig. 2
609
tests of about 0,5 to 1,0 m2 is quite sufficient in connection with sounding dilatometer and seismic measurements. If the inhomogeneity is bigger as it is drawn in Fig. I than even a large scale will not be in correlation to the behaviour of real foundation and it is necessary to examine such big phenomena separately as the weakest spots of a rock massive, Fig. 2. Otherwise the expenses will be in no relation to the results. An exception make pressure galleries where it is possible to test a short section in natural scale. It is important that the load applied at tests corresponds to the future stresses exerted by the foundation in relation to the structure of the rock massive.
1 he Chairman Le president Der _Prasident
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Thank you Mr. Dvorak. Now Mr. Gramberg 0/ Holland.
J. Grambera "
"
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Alteration, wheathering and denudation of an upheaved continent will follow generally the lines of the least resis.tance such as strongly fissured zones. They' will affect the morphology of the landscape. There will be a tendency ,that the deep valleys follow these zones. - pi '.':' ; This fissuring is often visible in the valley slopes. For example the jurassic. limestones and dolomites of the valley slope of the Altmilhl at Dollnstein near'Eichstiitt ill Bavaria, Germany, show open fissures. It will be very probable that the river bedrock will. be of the same constitution (see 3.36 of this Congress, Fig. 9, p. 449). ~ Investigations in Finland and in Canada have shown the continuous rise of the land, whereas. other parts of the continent are subsiding slowly. From the reports could be' deduced that these movements take place more or less block-wise. The moving blocks will be more or less stable in itsclves. But the zones between the blocks will act as . «hinge lines». The movements might be very small. For example the tidal movements of the earth crust: these are about 30 em up and down every day, but they are continuous. It is not sure that these zones of movement, these «hinge lines» will be recognized by the geologist, for' it is not necessary that there has developed a real fault. From our mining experience' we know examples of corresponding phenomena. The systematically fissured roof of a coal face will show zones of movement along which rather small subsiding movements have occurred. These zones can be recognized by the sigmoid fracture systems. During a recent visit to Switzerland last 'summer, which was enabled by the generous assistance of Professor· H. Grob from ZUrich and his staff, we have seen many examples of such fissured zones. i
F. i.:
610
1. Fissuring in the bed rock' of the gorge at the site where the new dam ~will be constructed in the valley of the river. Barberine • af Emosson, near Martigny. '. 2 Open water bearing ~ssures' and, fract~res in the dolomite at depths of 600 m and more
3. .>
4.
underneath the mountain surface in the tunnel at Ova' Spin. . A zone of movement in the dolomite cut by the tunnel at Ardetz (undred of cubic meters of crumbed dolomite, 1000 to 500 I water per second) have run out into the tunnel. In litterature has been mentioned that open water bearing fissures have been encountered in the Mont Blanc tunnel at 2000 m below the Toula-Glacier;a man has been killed by the 200 atm of water pressure coming from the glacier at a 2000 m higher level.
We conclude that there exist open, vertical fissures or fractures at considerable depths, being connected with the surface; they are not tightened by compression as one might suppose. . A theory for this phenomenon has been proposed in 3.36 of this Congress, p. 443 - 450: A theory on the occurrence of various types of vertical and sub-vertical joints in the earth crust. These data raise the question if it should not be advisable to develop our knowledge about the signs of movement, to be aware of possible dangerous fissured zones. We may point out to the opinion of the lately deceased great geophysics .Professor doctor Vening Meinesz, ,who raised his voice in this sense in one of his last advises: Dams dangerous in tectonically unstable areas, ·I;:n~.. Geology, 1 (1) (1965), 73-75. .' 1\
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Le President Der Prasident
Thank you Mr. Gramberg, . Now Mr. Marazio 0/ Italy.
A. Marazio Je desire communiquer des informations supplementaires sur le programme de mesures des deformations de la roche de fondation du Barrage de Pantano d'Avio, a la suite des remarques du Rapporteur General a mon rapport 8.18. . Monsieur Ie President, Mesdames; Messieurs, j'exprime .mes remerciements a M. le Relateur General, qui a voulu consacrer de nombreux mots a mon rapport et je desire encore vous preciser que ce que j'ai dit dans mon rapport a propos de la stabilite des couches de la roche a 20 metres au dessous de la fondation du Barrage de Pantano d'Avio, n'est seulement qu'une hypothese formulee a la suite d'un calcul graphique d'extrapolation discutable. Neanmoins je. vous informe que pour verifier cette supposition, nous avons fait un trou vertical dans lao roche du m.8me endroit du meme endroit jusqu'a 20 m de profondeur, et que nous sommes en train d'y installer un autre pendule inverse. J'espere de vous communiquer, au cours du prochain Congres, .les resultats- -obtenus .. I , .-. . Mais a ce propos.je veux .vous mentionner les conclusions auxquelles je suis parvenu en exploitant les mesures des rotations Ie long de trois puits au dessous de la fondation
de gneiss du Barrage de Valle di Lei, en Suisse et qui ont ete publiees dans un rapport plus general par M. C. Marcello. J'avais etabli alors des mesures de rotation tous les trois metres Ie long des puits et j'ai constate que les correlations moyennes dans les trois puits, entre Ies rotations mesurees a chaque niveau et Ia charge hydrostatique peuvent atre representees, a peu pres, par un schema du type que je vais vous montrer.
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Thank you Mr. Marazio pour sa contribution. Now Mr. Gilg 0/ Switzerland. ' I
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B. GiIg M. Ie President, Mesdames, Messieurs, Je voudrais faire une modeste contribution a, Ia discussion passionante sur Ie theme: «Injections, drainage, ancrage». II s'agit du cas d'un barrage fonde sur des couches d'un gneiss a deux micas, tres sain et tres peu fissure, entre Iesquelles on rencontre en revanche des intercalations de fines couches d'argile de l'epaisseur de 1mm environ (Fig. 1). Les injections de ciment realisees n'ont eu. que de tres faibIes absorptions, en moyenne de I'ordre ,de' 50 kg de ciment par metre de forage ou de 12 kg de ciment par metre carre de voile. Le traitement ne s'est toutefois pas montre efficace car des sous-pressions importantes se sont manifestees Iors du remplissage de Ia retenue.
ROTATIONS
Fig. 1
A savoir: a Ia surface de contact entre Ie beton du Barrage et Ia roche de fondation Ia ligne nO1; a trois metres de profondeur Ia ligne nO2; a 6 m Ia ligne nO 3, etc., tandis Fig. 1 - Excavdtio~ "de la [ondation rive droite. Oil reconnait qu'a partir de 18m, Ies variations etaient du marne ordre Ie gneiss et ses intercalations d'argile . de grandeur de Ia precision de mesure, c'est-a-dire de ± 1". Ce qui indique, Ia aussi, Ia stabilite de Ia roche a cette profondeur. Les sous-pressions etaitent d'environ 60% au droit de Les memes resultats ont ete obtenus aussi a I'aide des Ia galerie de drainage et d'injection, d'environ 20 a 30% penduIes, qui aIors etaient encore Ies pendules traditionnels sous Ie pied aval du barrage et se manifestaient encore parce que je n'avais pas encore mis au point, avec M. Ie au dela cequi- nous inquietait quelque peu, Je profite de Professeur Mazzon de I'Institute de Geodesie du PolyI'occasion pour souligner l'interet d'etendre Ies mesures technique de Milan, mon pendule inverse que j'etais en de sous-pression a la zone situee a I'avaI du barrage en train d'essayer pour Ia premiere fois en Iaboratoire et dans dehors de I'emprise de ce dernier, En outre, les 17 forages de Ia roche d'un barrage et qui a ete employe pour la predrainages executes depuisIa galerie de drainage debitaient miere fois a Ia mesure des deplacements horizontaux du '" au total 10 litres par minute. .. Barrage de Valle di Lei meme, comme j'ai eu I'occasion Afin de definir les moyens de reduire les sous-pressions, de Ie communiquer dans un rapport publie par moi en nous avons precede a des essais d'injection chimique en 1961, sur Ia Revue «L'Energia EIetrica». utilisant des silicates et des resines, Le plot d'essais que En ce qui conceme Ia mesure de rotation que je viens nous avons realise nous a montre que s'il etait possible de vous montrer, it faut souligner que Ia mesure de la rode reduire encore les debits de percoiation deja tres faibles, tation est une mesure qui a une reference absolue (la vertiIe traitement envisage, d'ailleurs tres couteux,' ne permettait cale) 'et enfin que j'ai seulement represente, dans Ie schema pas de diminuer les sous-pressions, graphique, Ies rotations reversibIes,aIors que Ies rotations " "Nous nous sommes alors arretes a la solution reprepermanentes se sont elles aussi manifestees seulement sentee sur til Figure '2 'qt'll consistait a realiser sous Ie barrage jusqu'a 18 m de profondeur et qu'elles se sont amortiees un voile dense de forages de- drainage espacesde 3 metres des Ie premier remplissage du reservoir: et profonds de 10 a 15 m, L'effet de ce voile a ete immediat. Merci. . Les sous-pressions' avaient disparu a I'aval du barrage ainsi I
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Evacuateur de crue Vidange de fond Galerie damenee
V-Ancrage VI - Forages VIIForages
de drainage de drainage Fig. 2 -
in itiaux supplementaires
Coupe
developpee,
qu'au pied de celui-ci et avaient ete reduites a environ 30% au droit de la galerie de drainage. En revanche la perte totale est montee a 70 litres par minute, c'est-a-dire qu'elle a augmente proportionnellement a l'augmentation du nombre des forages de drainage. Cette augmentation du debit de perte totale n'est pas dangereuse car elle reste dans les limites admissibles. II eu evident toutefois que si la perte augmente au dela de certains limites lorsqu'on augmente le nombre des forages de drainage, Ie probleme du delavage des couches d'argile du rocher se pose. Pour eviter ce phenomene il est necessaire de prevoir soit des injections ulterieures pour reduire les debits de perte, soit I'equipernent des forages de drainage au moyen de filtres appropries. De cette maniere il sera possible de prevenir l'affaiblissement du sous-sol et. de garantir la stabilite de l'ouvrage.
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du barrage
On sait aussi que, dans les cas normaux, la valeur de l'angle de frottement des massifs rocheux se traduit par un coefficient de securite suffisant, rneme sans compter avec la cohesion. Si on se limitait alors a une prospection conduite seulement pour determiner ces caracteristiques du massif rocheux, on pourrait penser que Ie probleme de l'etude des conditions de securite serait ainsi resolu. Encore faut-il que la methodologie de prospection puisse nous conduire a la recherche des discontinuites du massif, particulierement des surfaces de rupture potentielle dont la position soit dangereuse et puisse donner lieu a un accident de fondation.
Je vous remercie.
The Chairman Le President Der Prasident
Je remercie M. Gilg pour sa tres interessante contribution. Nous passons d M. Xerez de Portugal.
A. Xerez Le Rapporteur General a presente un expose tres clair s'adressant aux responsables de la securite des fondations des grands ouvrages de genie civil, specialernent aux ingenieurs de barrages, expose tenant egalernent compte des discussions du dernier Congres des Grands Barrages, sur les problemes de fondations. . C'est aussi dans ce sens que j'aimerais vous parler de la methodologie de prospection des massifs rocheux pour les fondations de barrages, compte tenu du problerne de la securite, sujet qui rentre bien dans Ie cinquieme point pour la discussion. On sait que la valeur du module de deformabilite du massif rocheux ne conditionne pas la securite du barrage, sauf dans un cas limite d'un massif trop deformable. Le rapport entre les modules du beton et du massif peut varier entre des limites eloignees sans affecter la securite, les etudes du comportement de la structure devant neanmoins encadrer une certaine variation etant donne la difficulte de fixer un rapport valable pour toute la vie de l'ouvrage. 612
. Fig. 1
Je pense que cette methodologie devrait systematiser la prospection en deux phases. Une premiere, pendant la preparation du projet, comprendrait un ensemble de galeries et de sondages qui permettraient au geologue de dresser une carte a trois dimensions des discontinuites du massif. Etant donne que cette premiere phase peut ne pas etre suffisante pour nous donner entiere satisfaction en ce qui
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concerne Ie probleme de Ia securite de l'ouvrage, nous avons toujours la possibilite d'entreprendre une prospection finale au moment de commencer les travaux, de facon a pouvir envisager les dispositions a prendre encore dans le projet et I'execution. Cette prospection finale doit comprendre un ensemble de galeries arnenagees Ie long de la fondation. Nous serons alors surs de pouvoir deceler les surfaces de rupture du massif inapercus pendant la premiere phase de prospection. Ces galeries seraient aussi utilisees pour les travaux de consolidation, d'impermeabilisation et de drainage du massif rocheux et, plus tard, pour I'inspection et la controle du comportement de la fondation.
The Chairman
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Le President
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Der Prasident
The Chairman
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Le President
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Der Prasident
Je remercie M. Xerez pour l'interessant intervention. Now we have Afr .. Gruner of SWitzerland. 't'JI
E. Gruner
in course of the first filling of the reservoir or during the first years of operation when the work tends to find its equilibrium, or after many years of operation due to deterioration, increased uplift or regressive erosion in the bedding. Dam failures are subject to a mechanism which is a consequence of site conditions, building technique and integral loading. The latent stability of a structure may even be triggered by factors of second importance such as variations of atmospheric pressure or temperature. Statistics show cumulations of accidents of sections built over tectonic faults or adjacent to rock shoulders and after nightfall around 22 hours. It serves the interests of all who design, build, own or supervise dams when relevant observations on the behaviour of such works are made available.
Thank you Mr. Gruner. Now we have Mr. Geffen Israel.
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The General Reporter mentioned in his introduction a paper on «Dam Disasters, No. 6648» which was discussed at the Institution of Civil Engineers, London, on the 19th February 1963.•flAs rauthor of this study I wish to inform the audience that many valuable lessons are taught by the silent relics, ,of such calamities. A register on 600 dam failures shows i.tRa~about one third of them may be attributed to defects off foundation. These become evident •
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The intention is to present a problem of slope stability before and after the construction of a building. A talus cliff in Haifa with practical vertical slopes, having a hight of approx, 7 to 12 m. had to be stabilized before construction of a 6 story building on the edge of the cliff. (Fig. I). Due to local conditions only part of the cliff could be excavated for a basement and therefore not requiring stabilization.
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Fig. 1
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The talus which originates in an old land slide consists of a mixture of soft, to hard limestones, plastic clay-all partially embedded into a matrix of wathered limestone (called «nari» in Israel). Figs. 2 and 3 show the vertical face of the clifT and the typical undercutting of the slope. The stabilization of the clifT was
may bring the loaf on the anchors up to their yield value and perhaps cause their destruction. It is suggested to instrument all such anchors and slopes with the necessary apparatus to check the time effect which is governed by the clay material; this may prove as a good large scale «in situ» testing.
The Chairman Le President Ocr Prlsidcnt Thank you Mr. Geffen. M. Louis d' Allemagne sera le dernier «speaker». Les autres contributions pouvront 2tre transmises et incluses dans le volume final du Congres,
c. Louis
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Fig. 2
A check on three anchors after 2 months showed a great variation in the remaining load - 42 to 60 tons on each anchor. A test on 7 anchors, three days after preloading showed also a large relaxation, with remaining loads of 50 to 65 tons per anchor. The loss of preloading and the great range was attributed to. the localized condition of each anchor being either in solid rock or in clay.
Building construction on top of thC1'ciifT 'started some weeks before the prestressing of th~' anchors.' This I additiona! vertical load will cause 'l~tera! movemen'ts, largely time dependent, and an additional streS'SiDgof the ties which.
614
Dans Ie cadre de la question N° 1 soulevee par le Rapporteur General je voudrais faire quelques remarques sur les sollicitations mecaniques et hydrauliques dans les massifs rocheux en insistant plus particulierement sur la correlation existant entre les forces exterieures appliquees au massif et la poussee hydrodynamique. Ces remarques font suite a la communication (6.14) a ce Congres du Dr. WITTKE et de moi-meme mais elles se rapportent davantage a l'expose remarquable de M. LoNDE, Paneliste du Theme 6.- \ '. Dans une communication du Theme 8 MM. LoNDE et SABARLYont mis en evidence I'influence des contraintes sur la permeabilite des massifs, c'est-a-dire sur I'ouverture des fissures. Ces affirmations sont fondees tant sur des essais de laboratoire (These BERNAIX,Paris) que sur des mesures «in situ». En tenant compte de ces constatations les auteurs ont tire des conclusions fort interessantes concernant les problemes d'injection et de drainage qui se posent lors de projets de barrages. Ce phenomene de fermeture des fissures sous l'action d'une force exterieure peut, quand Ie massif est traverse par un ecoulement d'eau, modifier notablement le facies d'ecoulement, c'est-a-dire, pour atre plus precis, Ie reseau des equipotentielles. Ceci a ete mis en evidence par une etude hydraulique simple dont les resultats, assez significatifs, sont representes sur la Figure 1. I
Dans le cas ales lignes equipotentielles ont ete determinees en supposant que I'ouverture des fissures etait constante. Le reseau de ces lignes equipotentielles est regulier. Le gradient hydraulique est sensiblement constant en module et direction, on peut done, de ce fait, definir une poussee hydrodynamique moyenne de valeur 0,80 t/m3 dans ce cas particulier. Dans Ie cas b on a conserve les memes conditions aux limites mais en tenant compte fermetures des fissures sous I'action d'une force exterieure F.. L'etude hydraulique montre que Ie reseau des equipotentielles se trouve, de ce fait, completement perturbe, <4 Hie une concentration des equipotentjelles dans la zone coTPpmee. Ce cas particulier envisage donne au voisinage du point d'application de la force exterieure une poussee h)'drodynamique pouvant atteindre 5 t/m3• Dans les domaines 1 (domaine de traction induite par la compression «Sp~~,~.,annungen») et 3 (domaine de traction pure <
phenomenes d'ecoulement. Une analyse Complete de la stabilite d'un massif rocheux necessiterait done une etude par etapes, Tout d'abord, de la geometrie du milieu et des forces exterieures appliquees (en general bien definies), on determinera la repartition des contraintes dues a ces forces exterieures (probleme mecanique). On commence a aborder ce probleme de la distribution des contraintes dans les milieux fissures sous l'action d'une force exterieure. A titre d'exemple 01\ peut citer les travaux de DORING[1], de FOPPL [2]," de KRsMANoVIe et MILle L3]... De cette distribution des contraintes et en tenant compte de la geometrie des joints on determinera le reseau des equipotentielles (probleme hydraulique). Ce reseau des equipotentielles permet d'obtenir immediatement la distribution des efforts hydrodynamiques d'ecoulement, Le processus de raisonnement est represente par Ie schema de la Figure 2 (la - mention «Geometrie» sous-entend la distribution des joints dans le massif et les conditions aux limites). Le passage, d'une etape a la suivante se 'fera par des methodes de calcul ou a la rigueur, dans des cas particuliers, par des mesures sur modeles ou «in situ,» Les resultats pourront alors etre introduits dans les methodes de calcul de stabilite (par exemple, methodes de' M. LoNDE ou du Dr.' WI1TKE mentionnees dans la comrnunicatlon , 6.14) et permettront certainement une analyse plus objective de la stabilite des massifs rocheux. Fig. .i :.:... Distrtbution des lignes equtpotentielles dans un massif rocheux fissure (coupe 'verticale, HI = 140): a) en supposant que les fissures ont une ouverture constante; b) avec l'hypothese d'une diminution de l'ouverture des fissures dans la zone comprimee
poussees hydrodynamiques prennent des valeurs relativement faibles: 0,30 t/ma dans la zone I, 0,25 t/ma dans la zone 3. Ces resultats, obtenus a partir de considerations theoriques, confirment les affirmations de M. LoNDE faites au sujet de la catastrophe de Malpasset. Cette etude simple montre qu'il peut y avoir une dependance etroite entre la force appliquee a un massif et les
References: [ll
DORING, T.:':'" Uber den Einftu'P der Kia/tung auf die Spannungsverteilung 1m Fels; XVI. Kolloquium filr Felsmechanik Salzburg, Sept. 1965 (a parattre),
[21 FOpPL, L. - Elastische SpannungsVlStande in KiJrpern mit ebenen Schnitten; Geologie und Bauwesen, Jg.<23, H. I, 19S7. [31 KRsMANOVlC, D. et S. Mn.lC - Model experiments on pressure distribution In some cases 0/ a discontinuum; Grundlagen auf dem Gebiete der Geomechanik, Suppl. I, 1964, Springer Verlag, Wien -New York. -
The Chairman Le President Der Prasident .. Thank you Mr. Claude -Louis. Now we should be. glad that Prof., Clar, our Vice-Chairman, should expose his remarks on the general report.
Force
Repartition
des
contraintes dues
a
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Reseau des equipotentielles
FORCE O'ECOULEMENT,
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Fig. 2 ......;Suite des etapes pour determ/~r- la force hydrodynamiqUl! .. , .' ,d'ecoulement dans un massif rocheilx • I
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. Solange "'ii anerkennen, da~ der charakteristische Unterscbied zwischen kleinen Gesteinsproben und einem Felskorper in situ vor allem in den Diskontinuitaten des letzteren liegt, konnen wir Erfahrungen nur dann von einem Ort auf den anderen ubertragen, wenn .das System der Dtskonttnuitaten ausreichend charakterisiert ist. Leider muf' man zugeben,' daf' viele- der ausgezeichneten Beispiele, die bier vorgetragen wurden, in dieser Hinsicht unvollstiindig geblieben sind. Es ist notwendig, neben der petrographischen Beschreibung und der Orientierung von Scbichtung und Kliiftung auch die Abstand« der Diskontinuitiiten zu kennzeichnen, so da~ die Gro(jen-Relation zwischen der wirksamen Lastflkche und denrelativ starren Bau-Elementen des diskontinuierlicheJi' Fc1s8emgeS erfassbar, .rid.. Die: -
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Mrs. HAYASm, DUFFAUT, SILVEIRA,KRsMANOVI<::' ainsi que M. WILKINSd' Australie qui nous a fait voir des choses tres interessantes sur des solutions pratiques des fondations de barrages. '
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Abb. 1 - Schematische Skizze zum Einflu~ des Gro~enverhdltnisses zwischen Lastfliiche (F) und Gejiige-Elementen (oder Abstand der Diskontinuitdten) auf das Verhalten von Fels in situ
extrem schematisierten Skizzen der Abbildung sollen anschaulich machen, da~ es offenbar weitgehend von diesem Gro~enverhiiltnis abhangt, ob ein spezieller Fall besser mit Ansatzen der Kontinuumsmechanik oder einer einegen «Gefugemechaniks des Diskontinuums (L. MULLER)oder der Bodenmechanik 'darzustellen ist und welche Vereinfachungen zulassig sein konnen.
Literatur:
E.
Uber den geologischen Gegensatz. von Gestein und Fels; Mitt. Inst. Bodenrnechanik, Techn. Hochschule
CLAR -
Wien, H.6,
De
1965.,
Chairman
Le President Der Prlisident
Thank you Prof. Clar. Now 1 would like to invite the General Reporter Prof. Milovanovic to reply to our speakers.
D. Milovanovic Messieur le President, Mesdames, Messieurs, Je ne voudrais pas abuser de votre temps a la fin de cette discussion qui a ete si interessante et si fertile. Nous voyons qui un grand nombre de problemes exige des solutions. Ce sont des problemes avec lesquels, nous combatons pour ainsi dire chaque jour en projetant des barrages et d'autres constructions du genie civil. Je pense que nous pouvons etre content d'avoir entendu des Collegues qui nous ont fait voir qu'il y avait dans d'autres constnictions des problemes de mecanique des roches qui sont tres interessants, en dehors du domaine des barrages dans lequel, je pense, Ia plupart de nous travaille.: Nous avons entendu des problemes d'ordre theorique, ainsi que des problemes d'ordre pratique. Les Messieurs, Membres du Panel ont donne une contribution tres interessante a la discussion, avec, beaucoup de documentation, ce quiveut dire que Ia discussion a ete bien preparee.
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Les Collegues qui ont discute des problemes theoriques nous ont fait voir qu'il yavait a ce point de vue aussi beaucoup a faire comme en ce qui concerne la pratique. Justement M. KUJUN':'ZIC dans son rapport a fait la remarquequ'il n'etait pas assez question dans les rapports des problemes d'injection, de drainage, et d'ancrage et voici maintenant nous sommes heureux que la discussion ait complete ce domaine avec des cas tout a fait concrets et interessants. M. LANE, M. BARROSO,M.MELLO MENDES,etc., nous ont fait voir beaucoup de choses interessantes. Je ne pense pas qu'il faudrait main tenant discuter de ceci, nous pourrons discuter beaucoup de choses et tant sur les rapports que sur les problemes qui ont ete presentes eet apres-midi. Par example M. MELLO,MENDESnous a fait voir des diagrammes, avant et apres les injections. ' " II y a la probablement un malentendu. On ne pourrait dire que, l'anisotropie etant plus fortement accentuee apres les injections,' ce fait soit defavorable. A mon avis tout le diagramme est 'deplace en direction de l'abscisse en sens positif, ce qui veut dire que les qualites mecaniques de Ia roche sont ameliorees quoique l'anisotropie de la roche soit accentuee, L'amelioration globale est done nette. Pour nous, constructeurs de barrages, de tels resultats sont tres bons, M. MALLETnous a montre des problemes de mecanique des roches dans Ie domaine de l'energie atomique ee qui a fait une contribution tres interessante dans un temps ci court et je ne voudrais pas main tenant Ie faire. 11 est tres difficile de classer les problemes. . M. DVORAKa discute des essais a petites et a grandes echelles. II est evident que plus Ie terrain est heterogene, il faut plus d'essais, rnais a mon avis, et c'est ce que j'ai dit dans la discussion au Theme 3, il existe la un probleme de qualite. Si Ie terrain est plus heterogene il faut faire plus d'essais. M. GRAMBERGde Pologne nous a commente des problemes de l'infl.uence du climat. M. MARAZIOd'ltalie nous a donne des resultats tres interessants ainsi que M. GILG de Suisse, M. XEREZ, GRUNER, etc. M. FUMAGALLInous a fait voir des resultats des travaux efectues au Laboratoire de la ISMEs,M. LAGINHASERAFIMnous a donne, comme toujours, de tres interessants detailles sur Ie comportement de la roche pendant des essais faits a quelques barrages en Espagne. M. LOUIS, GUERREIRO,HUNTER, LANE nous ont tous donne beaucoup de choses tres interessantes et je pense que la Presidence avec M. OBERTI Ie president, seront d'accordavec moi de vous remercier i\ tous quoique je pense que M. OBERTIIe fera aussi. Merci de votre attention.
The Chairman Le President Der Prasident
Je renouvelle mes remerciements d M. le Prof. Milovanovic, pour son rapport et ses details tres interessants et je vous prie M. le Secreta ire de dire quelques mots au sujet de l' organisation. It was for me a great pleasure and a privilege to guide the work of this last session of our Congress in which we heard so many interesting speakers and where important
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questions were raised even not always solved. Some other contributions have been transmitted here and they shall appear collected in the final volume of our Congress. It seems to me useful a final suggestion; the next year we shall have the Congress of ICOLD in Istambul, Turkey, and on a certain aspect it can be considered possible to go
on in our technical discussions during a session 0/ the Congress. Finnaly I thank the General Reporter, the Panelists and all the speakers for their valuable contributions and I declare closed the last work session 0/ our Congress. Thank you.
Written Contributions Contributions Ecrites Schriftliche Beitrage .';
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E. Kurzmann ,
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Es entspricht einer allgemein wirtschaftlichen Tendenz, da[3 zunachst jene Projekte realisiert wurden, in welchen mi t iibersichtlicheren und billigeren Grundungsmapnahrnen das Auslangen gefunden werden konnte. Hingegen werden in Zukunft bei der Bemessung von Bauwerksfundamenten in Fels und fur die Standsicherung von Gebirgsboschungen immer schwierigere Probleme auftreten, da die einfachen Projekte bereits realisiert sind. Die Felsmechanik mu[3 daher im Interesse der Sicherheit der Bauwerke und deren Wirtschaftlichkeit weiterentwickelt werden .. Aus Materialversuchen am Gestein allein konnen keine fur den Fels gultigen Aussagen abgeleitet werden, da sich das Gebirge wesentlich anders verhalt als eine Gesteinsprobe. Die Berechnungskenngropen mussen daher aus ' Gro[3versuchen 'in situ ermittelt werden. In allen Berechnungs- und Modellverfahren mussen vereinfachende Annahmen iiber den Fels gemacht werden, der aber seiner Natur nach nieht einfach ist, so da[3 diese Abstraktionen niemals ein vollkommen wirklichkeitsgetreues Bild liefern konnen, Mittels der iiblichen Berechnungsverfahren konnen iibrigens auch nur zweidimensionale und daher nur ebene Spannungszustande bewaltigt werden. Der Verzicht auf die dreidimensionale Behandlung der Griindungsprobleme kann aber an den seitlichen Berandungen der Bauwerke gefahrliche Folgen haben. Im FaIle sehr verwickelter Zusammenhange bedient man sich des .Modellversuches. Solche Modellversuche konnen aber nur hinsichtlich einiger Parameter ahnlich gemacht werden. Es la[3t sich beweisen, da[3 es theoretisch ausgeschlossen ist, die gleiche Sicherheit gegen die Uberschreitung der Scherfestigkeit oder des Gleitwiderstandes, femer fur das Verbleiben der Verformungen im elastischen Bereich oder fur die Einhaltung des Gleichgewichtes der au[3eren Krafte zu erreichen; desgleichen ist es aus modelltheoretischen Grunden unmoglich, ein sowohl fur iiu[3ere Reibungskrafte, innere Formanderungsgroaen, Massenkrafte und Tragheitskrafte gleichermasen dhnliches Modell herzustellen.
Das Zusammenwirken des Bauwerkes mit dem Gebirge ist ein statisch unbestimmtes, raumliches Problem; in jedem Punkt der Beruhrungsflache zwischen dem Bauwerk und dem Gebirge sind andersartige Verhaltniszahlen zwischen der elastischen Verformung des Bauwerks und der nach den drei Raumachsen unterschiedlichen elastischen Verformung des Gebirges zu berucksichtigen .. Die elastiche Verformung de! Bauwerks hlingt von dessen Steifigkeit ab, die ihrerseits wieder vom E-Modul des Bauwerksbaustoffes bestimmt wird; dieser ist keineswegs fur das ganze Bauwerk gleichrnajsig, sondem unterliegt zufalligen Abweichungen von einem Mittelwert, die im gunstigstenFall einer einwandfreien Bauausfiihrung innerhalb des normalen Streubereiches einer Gauss'schen Glockenkurve liegen. Auch die nach den drei Raumachsen unterschiedlichen Elastizitatsmoduli des Gebirges sind dem Einflu[3des Zufalls unterworfen, so da[3die statistische Darstellung der E-Modulverhaltnisse E Gebirge: E Bauwrrk fur die verschiedenen Punkte der Kontaktflache zwischen dem Bauwerk und dem Gebirge die Form einer Glockenkurve mit mehreren Maxima hat. Demzufolge ist die Streuung der E-Modulverhaltnisse ubernormal, so da[3 weder fUr eiri Denk- noch fiir ein Berechnungsmodell ein strammer Zusammenhang zwischen der Bauwerksverformung und der Gebirgsverformung an der gemeinsamen Beruhrungsflache erwartet werden kann. Diese iibernormale Streuung erfordert die Einfiihrung eines entsprechend gro[3eren Sicherheitszuschlages fUr die Verhinderung von Gleiten oder fUr die Vermeidung einer iiber den elastischen Bereich hinausgehenden Beanspruchung oder gegen das Uberschrelten einer zuliissigen Scherspannung. Diese Erhohung des Sicherhaitsfaktors tragt der Forderung Rechnung, da[3 an jeder Stelle der Grundungsflache die gleiche Sicherheit besteht. Demnach sollte daher der Nachdruck darauf gelegt werden, da[3 durch technische Ma[3nahmen wie Felsnagelung, Felsvorspannung, Injektionen, Drainagen usw. im Bauwerksbereich ein moglichst homogenes Gebirge geschaffen
617
wird, wenn nicht schon durch die Auswahl eines besseren Bauwerkstandortes bessere Griindungsverhiiltnisse erreicht werden konnen. Hierauf mussen durch Messungen in situ die fiir die Bemessung benotigten Gebirgskennziffern errnittelt werden, wobei die Messtellen an repriisentativen Punkten anzuordenn sind. Diese theoretischen Gegebenheiten der Felsmechanik miissen den fUr die Finanzierung von Projekten zustandigen
Stellen durch 'den Kongrep klargestellt werden, damit die Grundlagen- und Zweckforschung auf die Notwendigkeit ausgerichtet wird, da~ nur durch .Messungen in situ die Felskennziffern festgestellt werden konnen und da~ wiihrend der Projektierung geniigend Mittel fUr so ausreichende Gebirgsaufschliisse bereitgestellt werden, da~ tatsiichlich eine Reprdsentativerhebung der Gebirgskennziffern moglich wird.
E. Brown
taken to exist on the top and bottom surfaces of this block
I wish to present a few remarks regarding a most in.' teresting paper by Dr. Hayashi which is related to the first of the subjects proposed for discussion by the General Reporter i. e. theoretical aspects of the stress and strain, distribution in foundation rock under transmitted load. Over a period of some 10 years or more, my colleague Prof. D. H. Trollope has developed and used a method (referred to as the Systematic Arching Theory) for calculating' the stresses set up in discontinuous media by gravitational or external loads. In his present paper, Dr. Hayashi refers to a recent account of the application of this method to' the calculation of stresses in block-jointed rock masses" (TROLLOFEand BROWN, (1)). While carrying out this work .' we have met with several difficulties, which must have also ' made themselves apparent to Dr;' Hayashi 'during the course of the development of his solution' to this' complex problem. '" ' .
Equivalent point loads
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the accompanying diagram, we see that the requirements for rotational equilibrium of the block cannot be satisfied unless certain horizontal forces are introduced. However such forces cannot be sustained in the ore = 0, s>Se = 0 case under discussion. Similar arguments can be raised in respect of other blocks in the system. This need to develop horizontal forces' in 'order to maintain equilibrium of what has been called the, Pascal system of load distribution was considered some 30 'years ago by HOUSEL[2], and as a' consequence of such 'tonsiderations TROLLOPE[3] has 'concluded that for a .statically admissible i system of load distribution' in' -an. assembly', of systematically packed, smooth;' monosized particles '(bloCks: in: this case), loadS must bertransmitted along Iines j6iriing: particle centres. '".,i". ,',j~',' " y,'
It is, for example, difficult to postulate the distribution of forces shown by Dr. Hayashi for the no-friction case in his Figure 4 and at the same time, maintain statical equilibrium of the individual blocks. As an example, consider the forces acting on the outermost block of the loaded area in Figure 4. Replacing the uniformly distributed loads
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The stress distributions for our 'no-arching' andfullJ -arching cases shown by Dr. Hayashi in Figure 11 represent limiting cases which will not be reproduced exactly in nature. Rather, an intermediate degree of arching will hold in practical situations in which case the Systematic Arching Theory will predict stress distributions of the 'type measured by KRsMANOVIC and MILle [4] in a series of tests referred to by the General Reporter. The half arching solution will still apply only to the ore = 0, s>Se = 0, situation and so should not be compared with the other solutions with which it is shown in Figure 12.
[1) TROLLOPE,D.' H. and BROWN:E. T. - Pressure Distributions In Some Dlscontlnua, Water Power, vol. 17, 1965, p. 310. [2] HOUSEL,W. S. - Internal Stability of Granular Materials, Proc. A. S. T. M., vol. 36, 1936, p. 426. 19S6.'
[4) KRsMANOVIC, D. and MILle, S. ,- Model Experiments on Pressure 'Distribution In Some Cases of a Discontinuum, Rock' Mechanisc and Engineering Geology, Suppl, 1, 1964, p. 72. r.} ..'
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[3) TROLLOPE,D. H. - Ph. D., The~is. University
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R. Unto Pour calculer les fondations des barrages il faudra tenir compte de mouvements du terrain dus a des causes accidentaUes. Les problemes des plus delicats sont poses par les terrains qui peuvent donner lieu a des deformations dites seculaires.
N. Morgenstern The General Reporter for this session and both Dr. Wittke and M. Londe in yesterday's discussion on the stability of rock slopes have stressed the problem of the distribution of water pressure in the rock mass. As is well known, the hydraulic conductivity of, a singel discontinuity in the rock mass depends upon the fracture opening and its, roughness, The equivalent hydraulic conductivity of the complete mass depends, further upon .the spatial distribution of the fissures or .discontinuities, As pointed out by M. Londe in his illuminating contribution to Theme 6, this can also be greatly influenced by imposed stresses. Therefore in general! we must consider the solution of seepage problems which are both anisotropic and non-homogeneous. e These complicating factors arise from either the intrinsic properties of the rock mass or the pattern of, stresses that it must .sustain, Few techniques are available for the routine solution of anisotropic, non-homogeneous seepage problems. Those that do exist such as numerical methods employing digital computation and electrical resistance network analogue solutions are both time consuming and costly particularly in the initial stages of design when several alternatives are being considered, We have recently been experimenting with a technique for solving such problems which avoids I
V. Mladyenovitch " Grace a la comparaison des resultats de calcul avec les mesures, nous avons constate que Ie coeficient y' utilise dans la Trial Load Method pour calculer les deplacements tangentiels et verticaux des fondatoins est incorrectement defini. Les courbes des y' exact et classique sont presentees sur la Figure 1. Sur la meme figure sont tracees les courbes 8' des rotations d'un rectangle axb sous l'effet du moment de torsion. ectte correction n'a pas d'importance pour les barrages-voOtes; elle est importante pour Ie calcul de la rotation des contreforts d'un barrage a voOtes-multiples assymetriques.
II est primordial de savoir si les versants peuvent donner lieu a des mouvements seculiares. En ces cas il faut eviter les excavations profondes qui peuvent desequilibrer les massifs. L'emploi de semeUes d'appuis aussi large que possible permet de reduire Ie danger de poinconement du terrain. Le serrage par boullonage et par injection represente aussi une des mesures pour stabilisation des tassements.
these drawbacks. The method consists of using an electrically conducting ink made from a suspension of colloidal graphite and drawing a pattern of lines to represent any desired anisotropic or non-homogeneous configuration. The pattern of hydraulic conductivities associated with the separate rock discontinuities can be modelled directly or zones of equivalent hydraulic conductivity can be created by varying the spacing, thickness or graphite concentration of the lines. Only a normal drawing pen and ordinary graph paper are necessary. After constructing the network to simulate the desired configuration measurements of the distribution of the potentials are made in the normal way when using conducting papers such as Teledeltas 'paper to solve field problems. Both impermeable zones and drainage facilities are easily represented allowing alternative schemes to be investigated with ease.' The results which are limited to two-dimensional problems are of course only approximate but comparisons with known theoretical solutions and with solutions obtained using an accurate electrical resistance network analogue show that they are of acceptable accuracy for most engineering problems, particularly in the initial stages of design when the variation of the hydraulic conductivity is itself not known with a high degree of accuracy. A detailed description of the method with examples of its use is being presented elsewhere.
Nous allons essayer de comparer la theorie avec la realite, a partir des mesures presentees dans Ie remarquable rapport (8.18) de M. A. MARAZIOconcernant le barrage Pantano d'Avio. Sur la Figure 2 sont tracees a differentes echelles, les courbes des deplacements horizontaux sx diis a l'effort tranchant T et dOs au moment flechissant M. Les courbes , Eb . Eb C correspondent a E, = 0 et les droites d a -+ 00 , Er pour places
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On voit que les instruments de mesure sont
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Sur la meme figure, nous avons represente les deplacements mesures «in situ». IIs sont bien alignes sur ladroite E, = 1,7.105 bars et on peut conclure que f). x = 0 pour Z = 20 m environ. Pour Ie module E; = 1,2.10; bars, les memes deplacements mesures se situent avec une bonne approximation sur la courbe f). x IT). Deux interpretations sont done egalement possibles: soit E; = 1,7.106 bars, les discontinuites
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Fig. 2 - Deplacement« horizontaux A X des, [ondatlons dus I'effort tranchant T et au moment flechlssant M. pour: v
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A
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2.2,
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1
Fig. ,3 -
theoriques calcules secomparent plus facilement avec les mesures «in situ». Sur la Figure 3 nous avons trace la courbe des deplacements horizontaux f).x en fonction de la profondeur Z, dus aux efforts dont l'effet est Ie plus important, c'est-a-dire aux efforts tranchants T. On sait que dans Ie cas du rocher fissure horizontalement les f).x convergent plus vite vers zero que ne l'indique cette courbe.
etant telles que les contraintes sont nulles deja a 20 m de profondeur, soit, E; ~ 1,2.105 bars, le . massif rocheux etant hornogene, isotrope et continu, Les mesures a partir de plus grandes profondeurs montreraient laquelle des deux hypotheses est correcte. Notons aussi que la divergence entre la theorie et la realite peut titre agravee par des fissures verticales et profondes dans Ie rocher a l'amont des barrages. Ces fissures sont probables, car tous les efforts, sauf Ie moment flechissant amont-aval, transmis par un barrage a ses fondations y creent des tractions' horizontales.
I
1. Toran Although a few comments in the. general report on Theme No. 8 reflect significant contributions to the knowledge of the influence of water on the behaviour of rock as foundation, nothing basic on grounds of doctrine has been brought to our notice; in. fact, nothing indicates that any special focussing is being directed to the issue. We are afraid that if this state of affairs continues, the statement from the author to the effect that «the action of water on the .rock mass is very often underestimated» remains valid. . .".. '. . . . .. :' ,"
620
"
Our disappointment cannot be compensated by the contents of Theme No.3. The general report, which surely no one would attack on the grounds of inconsistency with respect to the accumulated contributions, points out that «the influence of water on the mechanical properties of rocks is a subject of considerable interest which is stiIllittle known». Nothing new. may come out of the following remarks; they are intended strictly to stimulate research in this direction, to build up. interest in the case. But nobody should question the, interest of an «overture» to such animportant matter. ..•.. ,. . .~ . \
Therefore, let us dive into a very controversial subject, that of the foundations of hydraulic works, the «water-land», this mysterious and risky range which separates the world of water from the world of no-water. The difference between two hemispheres flanking the hydraulic construction may be only relative - when both sides involve water - thence related strictly to the head. Physical conditions do not permit theoretical continuous surfaces of separation between the humid and the dry spaces. With respect to water content, the hydraulic structure as well as its foundations are zones of transition superimposed upon the natural status. The boundary between the water side and the transition (?) zone might be displaced by means of the establishment of ideally impervious veils (these could be sheet-piles, grout-curtains, even the upstream facing of a dam, etc.). In the same may, the passage from the transition zone to the dry world might be pulled up by drainage. The mechanical behaviour of rock masses is completely different, depending on whether the rock mass is situated upstream of the veil in the transition zone, or on the dry side. The presence of the water disguises the mechanical properties of the rock mass, even envelopping the results of intrinsic characteristics already altered by water. In some cases of saturation within immersion, the response may be that of water itself. As water may penetrate the rock mass through the network of its cracks, faults and failures, and all of micro-canalicula, the hydraulic engineer has to turn his attention to this void structure, particularly in relation with the continuity of inter-connection. The nature of the rock particles may be of less bearing than the structural organization of the rock's void content. To use a paradox, it may be said that the interest would lie in the non-rock structure within the rock mass. To make things clearer, the negative of the picture would be sufficient, since it represents the space potentially occupied by water, with all its virtues of being continuous, homogeneous and isotropic, and all the risks derived from its contingent presence. The capacity to hold water has to be recognized as the first characteristic of rock, and the main problem of the hydraulic engineer dealing with rock is the control of the rock's water content. The means for this can only be confinement (let us use this expression as comprehensive of any method directed to the establishing of an impervious boundary isolating a rock mass area) or drainage. Confined rock may show the presence of water before displaying its own mechanical behaviour. Even an elastic response may appear; at the same time, under continuous load, the process of slow relief of water (seepage, percolation) may show rheological manifestations before the appearance of the rock's own mechanical behaviour. Morphological features of intimate so-called void structure have a decisive influence on this process of the rock displaying its water-originated characteristics prior to its intrinsic mechanical properties. It is obvious that easy inter-connection of the canalicula network and the existence of fissures may manifest themselves in a more acute self-draining ability. This would be the case of an improperly cemented granular rock. On the other hand, the interference of plastic regions within the rock mass may jeopardize the process of water disposal under load, thence, enlarging the period of rheological behaviour under pressure. Both extreme conditions may also overlap, as it would happen in a discontinuous void. structure in which pressure could
force new ways for water to penetrate previously inaccessible void spaces. The importance of the foregoing facts relates specifically to their timing. Internal water disposal takes time, while the removal of the immersion condition may be practically instantaneous. The static equilibrium status is affected, and furthermore, pore pressure develops within the rock mass which is submitted to the bursting effect of its pores subject to hydrostatic loadr'). The head is determined by the difference between the water level inside the rock mass directly connected with the pore, and the level of the outer water within which the mass is immersed. Because of specific conditions, pore pressure within an area may not be decided by the average internal water level; a particular conduit, let us say a pervious layer within impervious boundaries, may be the cause. Thence, it is impossible to control the development of pore pressure for a head beneath the rock surface. The only available means are either confinement of the whole rock mass. i. e. immersion or drainage, that would have to be statistically spread. The preposterous point that we have reached is that within the transition zone, in spite of their apparently contradictory implementation, confinement or drainage may be utilized for the same purpose. Both systems are within easy reach, as we may always bring down the upstream frontier and with it the convenient head to submerge the problem; or extensive boring may reduce the conflicting area. The choice has to be based on the proper assessment of the physical consequences of water confinement or drainage. Confinement implies maintaining hydrostatic potentials, but at the expense of creating residual stresses and permanent deformations plus the acceptance of a thrust stemming from the integration of the already mentioned por pressure status. Drainage reliefs, hydraulic stresses superimposed upon the intrinsic ones of the rock mass. But it relieves the hydrostatic thrust; its price is to open the way for destructive energy. Through erosion, both physical or chemical, and structural deterioration, the lost hydrostatic potential is compensated. The solution of the problem cannot be attained if dealing only with scalar magnitudes (porosity, permeability, etc., must be understood in relation with the direction through which water may move in or out of the rock mass) and/or static consequences. Vision has to be displayed to a complex combination of vectors and even hydrodynamic forces. This is its challenge, and the panorama on which the right solution may be duly architecturized. A very appealing case that was brought to our attention by Dr. Milller at the Rome Congress on Large Dams, in relation with the abutment of an arch dam on a fissurated rock mass whose strata follow approximately the direction of the river axis, comes also to this Congress through the direct experience of Monsieur P. Londe, We are happy to have read that a conventional grout curtain located in its classic position, as an extension of the upstream face, is useless. We would have gone further, qualifying it of prejudicial. It is amazing that we have still to comment on what would be a most naive concept if we only had first ideas (1) A practical case would be the one of overlapping reservoirs. A fast level draw-down of the downstream one may lift the upstream dam exposed to an undue uplift that was formerly induced by the high downstream level. Extensive drainage to complement the water circulation and consequent pressure relief in the foundation rock mass may prove to be the adequate solution.
621
about the hydraulics within a rock mass. Let me add to Monsieur Londe's remarks tha the grout curtain for the benefit of the best angle of the structural thrust on the rock abutment has to be located on the farmost upstream
direction and that the subsequent drainage wouid"'be; .more effective if arranged by horizontal borings resuming into a collecting shaft. Vertical drains within an area of vertical strata are of questionable efficacy.
T. Kawamoto The writer calculated previously the two dimensional states of stress and displacement in orthotropic. elastic ground subjected to uniform normal and shearing loads and triangular load on its surface. From these results, the writer intends to explain briefly the influence of orthotropy of the ground on the surface' displacements. The displacement on the surface of the orthotropic-elastic ground is easily given by modifying that of the isotropic ground as follows:
3.5
v
8..0'
•...•• 22.5' 45' 2.5
2.0 1.5
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8
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\~
8- 90' ~~
9-;90' 90' 67.5% ]5'
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-k=
-
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+ ..
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.E,
-.....::::::
.....:..
0.5
0,5
!L and x are Lames constants of the isotropic ground, and C1,2, C2.1, a and (3are constants depending upon the charac-
teristics of the orthotropic :ground. The above equation is applicable for any loading conditions on the surface of the ground. The relationships between .the modification coefficients k and the ratios of the principal moduli of elasticity e ~ E1 / E2" with the specified values of 6 repre-
1.
°
Ifs !I-O'
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2..0
2..5
3.0
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4.0
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5.0
1/0-
senting the direction of one of the principal moduli of elasticity are given in the figure: The dotted line represents the result calculated by Barden for the three dimensional and cross-anisotropic ground subjected to a concentrated load.
I,
M. Hayashi The discussioner Dr. Brown has given a kind advice to my report, he points out the insufficient equilibrium . at the edge block under the loading width. I should correct this rotational effect by applying the lateral force. . This correction is not so difficult, then I would show the dependence of this effect in next chance.
',J.
622
I,.
I suppose that the effect will be few in the case in which the fissured elements are small compared with loading size. Next I would like to say that the" essential point of my report is not limited in the· classical Pascal distribution but in the corisideration of initial stress and crack density by means of the 2nd approximation, Thank you for Dr. Brown's suitable suggestion,
W. Wittke
a)
Ich mochte auf einen Bruchzustand atd-merksam machen, der meines Erachtens bei der Griindung von Fundamenten und Staumauerwiderlagem in zerkliiftetem Fels sehr haufig mapgebend fiir die Standsicherheit ist. Zur Veranschaulichung dieses Bruchzustandes sei ronachst auf die Fig. la hingewiesen, in der ein Fels mit einem Kluftsystem K1 dargestellt ist. Die Scherfestigkeit in den Kliiften moge durch den Reibungswinkel PI gegeben sein. Die obere Begrenzung des Gebirges kann eine waagerechte Gelandeoberffache oder eine senkrechte Boschung in einem engen Tal sein. Sie moge im Punkt k durch eine geneigte Last P aus einem Fundament oder dem Schub einer Bogenstaumauer beansprucht sein. Obwohl nun in, dem dargestellten Fall diese Last P durch Reibungs- und Normalkriifte in den KIiiften nicht aufgenommen werden kann, kann ein Bruch im Fels nur erfolgen, wenn die Gesteinsscherfestigkeit, die ja meist gro~er ist als die Scherfestigkeit in den KIiiften, iiberwunden wird.
b) i'~,
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3
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. c)
Fig. 2 - Bruchzustand
Fig. 1- Belastung elnes klii/tlgen Felsens dUTChein Fundament oder ein Bogenmauerwiderlager
Die gleiche Last P wirkt 'in der Fig. Ib auf einen Fels mit einem KIuftsystem Ks mit dem Reibungswinkel PS. Da sie annahernd senkrecht auf der Kluftschar Ks steht, ist auch hier kein Gleiten parallel zu Ks moglich, selbst wenn die Gesteinsbanke frei beweglich waren, Auch hier kann ein Bruchzustand nur durch Oberwindung der wesentlich gro~eren Gesteinsscherfestigkeit eintreten. Wesentlich ungiinstiger wirkt jedoch eine Kombination aus beiden KIuftsystemen. Es werden dann Felskorper durch die Felsoberflache und je eine KIuft beider Systeme begrenzt, von denen einer mit den Eckpunkten 1, 2, 3 in Fig. 2a skizziert ist, Fiir einen solchen Felskeil ist ein Bruchzustand moglich, bei dem sich der Kerper urn den Punkt ; dreht und dabei in den Punkten 3 und 2 mit den Auflagem KI und Kg in Beriihrung bleibt. Den Drehpol ; erhalt man
in einem Fels mit 2 Kluftscharen
dabei als Schnittpunkt aus den Senkrechten auf die Kluft'flachen KI bzw. Ks in den Punkten 3 bzw. 2 (Fig. 2 a). In 'der Fig. 2b ist .dieser . Bruchzustand dargestellt, Daraus ist weiterhin ersichtlich, da(3 der Drehpol i seine Lage mit fortsehreitender Drehung verandert und in den Punkt i' iibergeht. Auch im dargestellten Fall (Fig. 2a) tritt eine solche Drehung auf, weil das Moment der Kraft P urn den Drehpol ; gra~er ist als das riickdrehende Moment der Resultierenden W der in 3 und 2 angreifenden Reaktionskriifte WI und Ws. Natiirlich wird sich in der Natur in den Punkten 3 und 2 keine punktformige Lagerung sondem infolge der ZCrstorung des Gesteins eine ftachenhafte Auflagerung ergeben. In guter Niiherung Ia(3t sich der Bruchzustand jedoch wie oben erwahnt darsteIIen und beschreiben. Zur weiteren Veranschaulichung dieses Bruchzustandes ist schlieslich in Fig. 2c eine im Punkt 2 an eine Hauswand gelehnte Leiter skizziert. Besitzt d~r Joden im Punkt I nur eine geringe Reibung, so ist auch bier eine solche Drehung der Leiter um den Punkt urn den Punkt ; maglich. Dieser Bruchzustand, der unter anderem in meiner Arbeit zur Stabilitat von Felsboschungen III diskutiert ist, konnte meines Erachtens auch einige von LoNDE {Panel Discussion, Thema 6) gegebene Hinweise auf die Katastrophe von Malpasset unterstutzen. Literatur: [IJ
WI1THIl, W Ver/ahren zur Standsicherheitsberechnung starter, auf ebenen Flilchen gelagerter Korper und die Anwendung der Ergebnlssse auf die Standsicherheitsberechnung yon Felsboschungen, VerOfTent1ichungen des Institutes fUr Bodenmechanik und Felsmechan.ik, Technische Hochschu1e Karlsruhe, Deutschland,
Helft 20, 1963.
623
