INSTITUTO POLITECNICO NACIONAL ESCUELA SUPERIOR DE INGENIERIA Y ARQUITECTURA

UNIDAD ZACATENCO

INGENIERIA CIVIL.

ESTABILIDAD DE TALUDES EN PRESAS DE TIERRA Y ENROCAMIENTO

T E S I S

PARA OBTENER ÉL TITULO DE:

I N G E N I E R O C I V I L

P R E S E N T A N:

AUSSIN AHEDO DESENA ESTEBAN RUTILIO SÁNCHEZ JACINTO

DIRECTOR: M. en C. LUCIO ROSALES RAMIREZ

MÉXICO D. F. SEPTIEMBRE DE 2003

INSTITUTO POLITECNICO NACIONAL

ESCUELA SUPERIOR DE INGENIERIA Y ARQUITECTURA UNIDAD ZACATENCO

INGENIERIA CIVIL.

ESTABILIDAD DE TALUDES EN PRESAS DE TIERRA Y ENROCAMIENTO

T E S I S

PARA OBTENER ÉL TITULO DE: I N G E N I E R O C I V I L

P R E S E N T A N.

AUSSIN AHEDO DESENA ESTABAN RUTILIO SÁNCHEZ JACINTO

DIRECTOR: M. en C. LUCIO ROSALES RAMIREZ

Tesis producto del proyecto de investigación Determinación de la curva de filtración en bordos de tierra y enrocamiento:

No CGPI­990216IPN

MEXICO, D. F. SEPTIEMBRE DE 2003

AGRADECIMIENTOS

Al Instituto Politécnico Nacional, y a la Escuela Superior de Ingeniería y Arquitectura Unidad (Zacatenco), por haberme dado la oportunidad de estudiar en sus aulas mi carrera profesional.

A mis Hermanos, por su apoyo incondicional, y por estar siempre conmigo en los momentos mas difíciles, por su apoyo moral y económico, y por compartir conmigo todas mis ilusiones.

A mis padres Sr. Alfredo Ahedo U., y Suspicia Desena G. Por apoyarme y darme la oportunidad de estudiar mi carrera, por sus consejos, por la vida y por todas las valores morales que me han enseñado.

Aussin Ahedo Desena.

Al Instituto Politécnico Nacional, por darme la oportunidad de ingresar en el y estudiar mi carrera profesional.

A la Escuela Superior de Ingeniería y Arquitectura, Unidad (Zacatenco), en cuyas aulas me forme como Ingeniero Civil, y en donde conocí entrañables amigos que jamás olvidare.

A mis padres Rutilio Sánchez Salinas y Felipa Jacinto Hernández , por haberme dado la oportunidad, de estudiar, por su apoyo moral, económico, por sus consejos, por su apoyo en los momentos mas difíciles, y por darme ánimos, en estos años que estuve lejos de ellos.

A mis hermanos, Vianney, Misael, David, Leticia, por su comprensión, por su apoyo moral y económico, por los ratos de alegría y de tristeza que pasamos juntos, y por compartir conmigo esta ilusión de ser Ingeniero.

Esteban R. Sánchez Jacinto

A todos aquellos que creyeron en nosotros, a los compañeros de Escuela, y a todos los alumnos de la ESIA, esperando que este trabajo sea un estimulo,

para que cuando terminen sus estudios, realicen algo similar para obtener su titulo.

A los, M. En C. Lucio Rosales Ramírez, Ing. Ramón Esteban Cárdenas Zamora, Ing. Rubén Nieto Quiroz, por sus aportaciones técnicas, y sugerencias, para que esta tesis se llevara a cabo.

Gracias

INDICE

1.­CAPITULO I INTRODUCCIÓN

1.1.­ ORIGEN Y EVOLUCIÓN 1.2.­ BREVE RESEÑA HISTORICA DE LA INGENIERÍA HIDRÁULICA EN MÉXICO 1.3.­ OBJETIVOS 1.4.­ JUSTIFICACIÓN

2.­CAPITULO II EL DESARROLLO DE LAS PRESAS EN MÉXICO

2.1.­ LAS INSTITUCIONES PUBLICAS MÁS IMPORTANTES QUE SE ENCARGAN DE REALIZAR Y SUPERVISAR LA CONSTRUCCIÓN DE PRESAS EN EL PAIS

2.2.1.­ La Comisión Nacional de Irrigación 2.2.2.­ La Comisión Federal de Electricidad 2.2.3.­ La Secretaria de Recursos Hidráulicos 2.2.4.­ La Secretaria de Agricultura y Recursos Hidráulicos 2.2.5.­ La Comisión Nacional del Agua

3.­ CAPITULO III CLASIFICACION DE CORTINAS Y TIPOS DE SECCION EN PRESAS DE

TIERRA Y ENRROCAMIENTO

3.1.­ PRESAS DE RELLENO HIDRÁULICO 3.2.­ PRESAS DE MATERIALES COMPACTADOS

3.2.1.­ Presas homogéneas 3.2.2.­ Presas homogéneas con filtros 3.2.3.­ Presas de materiales graduados 3.2.4.­ Presas de enrocamiento 3.2.5.­ Presas con delantal o con pantalla

3.3.­ DEFINICIÓN DE TÉRMINOS 3.4.­ TIPOS DE SECCIÓN

3.4.1.­ Sección homogénea 3.4.2.­ Sección graduada 3.4.3.­ Sección mixta

4.­ CAPITULO IV ESTUDIOS BÁSICOS

4.1.­ PRINCIPIOS DE DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN DE PRESAS DE TIERRA 4.1.1.­ Datos para el proyecto 4.1.2.­ Bases para el proyecto

4.2.­ NORMAS GENERALES DE CONSTRUCCIÓN 4.2.1.­ Limpia de la cimentación 4.2.2.­ Desvió 4.2.3.­ Colocación de los materiales en el terraplén

5.­ CAPITULO V NOCIONES PRELIMINARES PARA LA ESTABILIZACIÓN DE TALUDES

5.1.­ CLASIFICACIÓN DE LOS MATERIALES 5.1.1.­ Granulometría 5.1.2.­ Graduación 5.1.3.­ Forma 5.1.4.­ Plasticidad 5.1.5.­ Estructura 5.1.6.­ Limite de contracción (LC) 5.1.7.­ Limite líquido (LL)

5.1.8.­ Limite Plástico (LP) 5.2.­ RELACIONES VOLUMÉTRICAS Y GRAVIMETRICAS 5.3.­ SISTEMA UNIFICADO DE CLASIFICACIÓN DE SUELOS (SUCS) 5.4.­ PROPIEDADES GENERALES DE LAS FRACCIONES DE UN SUELO

5.4.1.­ Gravas y arenas 5.4.2.­ Limos y arcilla

5.5.­ CLASIFICACIÓN DE GRAVAS Y ARENAS 5.5.1.­ Gavas bien graduadas (Gb) 5.5.2.­ Gavas mal graduadas (Gm) 5.5.3.­ Arenas bien graduadas (Ab) 5.5.4.­ Arenas mal graduadas (Am) 5.5.5.­ Arenas limosas 5.5.6.­ Arenas arcillosas

5.6.­ CLASIFICACION DE MATERIALES FINOS 5.6.1.­ Limos de baja compresibilidad 5.6.2.­ Arcillas de baja compresibilidad 5.6.3.­ Suelos orgánicos de baja compresibilidad 5.6.4.­ Limos de alta compresibilidad 5.6.5.­ Arcillas altamente compresibles 5.6.6.­ Suelos orgánicos altamente compresibles

5.7.­ PRUEBAS MANUALES PARA IDENTIFICAR SUELOS FINOS EN EL CAMPO 5.7.1.­ Resistencia del suelo seco 5.7.2.­ Tenacidad 5.7.3.­ Limite plástico

6.­ CAPITULO VI ANALISIS DE ESTABILIDAD DE TALUDES

6.1. – CAUSAS DE FALLA EN PRESAS DE TIERRA Y ENROCAMIENTO 6.2. – TUBIFICACION

6.2.1. – Medidas para evitar la tubificación 6.3. – FALLAS POR AGRIETAMIENTO

6.3.1. – Medidas preventivas para evitar las fallas por agrietamiento 6.4. – FALLAS POR LICUACIÓN

6.4.1. – Recomendaciones para evitar la falla por flujo 6.5. – DESLIZAMIENTO DE TALUDES

6.5.1. – Resistencia al esfuerzo cortante

6.6. – TIPOS DE PRUEBAS 6.6.1. – Compresión Triaxial 6.6.2. – Prueba rápida 6.6.3. – Prueba consolidada rápida 6.6.4. – Prueba lenta

6.7. – METODO SUECO (ANALISIS DE ESTABILIDAD DE TALUDES) 6.7.1. – Suelos cohesivos 6.7.2. – Suelos con fricción y cohesión 6.7.3. – Observaciones del método sueco 6.7.4. – Factor de seguridad

6.8. – CONDICIONES DE TRABAJO DE UNA PRESA DE TIERRA 6.8.1. – Condiciones Iniciales 6.8.2. – Condiciones finales 6.8.3. – Condición de vaciado rápido 6.8.4. – Efecto de los sismos

6.9. – RELLENOS COMPACTADOS 6.9.1. –Diversos tipos de maquinas de compactación

6.10. – CALCULO DE LA ESTABILIDAD DE UN TALUD EN UNA PRESA . DE TIERRA Y ENROCAMIENTO

6.10.1.­ Calculo de la curva de filtración en una presa de dos materiales 6.10.2.­ Método de Fandeev para el calculo de la estabilidad en presas

de tierra y enrocamiento

7.­CAPITULO VII. RECOMENDACIONES Y CONCLUSIONES.

7.1.­RECOMENDACIONES GENERALES PARA LA ESTABILIZACIÓN DE LAS PRESAS DE TIERRA Y ENROCAMIENTO 7.2.­ CONCLUSIONES BIBLIOGRAFÍA

1.­CAPITULO I

INTRODUCCIÒN

1.1. ­ORIGEN Y EVOLUCIÒN.

Desde el inicio de la historia, los ingenieros egipcios por medios de un dispositivo llamado nilómetro, observaban las elevaciones de los ríos.

Si el nivel o lecturas representaban de alto peligro, enviaban equipos de remeros aguas abajo para avisar a los residentes que desocuparan las áreas que se encontraban a un nivel más bajo del nivel del río.

Las presas de tierra y enrocamiento, es posible que sean una de las estructuras más antiguas construidas por el hombre.

Se sabe que los chinos, antes de la era cristiana, ya tenían bordos de gran longitud y compactaban la tierra con varas de carrizo manejadas por verdaderos ejércitos humanos.

Los hindúes desarrollaron este tipo de obra desde el año 500 a.c. y construyeron la presa Madduk­Masur, de 33 m de altura, hace 45 décadas, se destruyo por carencia de vertedor.

Las presas de tierra para el almacenamiento de agua para riego, como lo atestiguan la historia y los restos que sobreviven de las antiguas estructuras, se han usado desde los primeros días de la civilización. Algunas de las estructuras construidas en la antigüedad eran de enorme tamaño. En Ceilán, en el año 504 A.C. se terminó una presa de tierra de 11 m de largo y de 70 pies de alto, contenía, aproximadamente, 17 millones de yardas cúbicas de terraplén. En nuestros días, como en el pasado, la presa de tierra continúa siendo el tipo más común de presa pequeña, principalmente porque en su construcción se utilizan materiales en su estado natural con un mínimo de tratamiento.

Hasta en los tiempos modernos todas las presas de tierra se proyectan por procedimientos empíricos, y la literatura de ingeniería está repleta de relatos de las fallas. Estas fallas obligaron a darse cuenta de que los métodos empíricos debían reemplazarse por procedimientos racionales de ingeniería, tanto en el proyecto como en la construcción. Uno de los primeros en sugerir que los taludes de las presas de tierra se eligieran en esta forma fue Bassell en 1907. Sin embargo, se hicieron pocos progresos en la elaboración de procedimientos de proyectos racionales hasta la década de 1930. El rápido avance de la ciencia de la mecánica de suelos, desde ese tiempo, había dado por resultado el desarrollo de procedimientos de proyectos muy mejorados para las presas de tierra.

Estos procedimientos constan de investigaciones previas de las cimentaciones y del estudio de los materiales de construcción; aplicación de los conocimientos y técnica de la ingeniería al proyecto; y métodos de construcción cuidadosamente proyectados y controlados.

Como resultado, las presas de tierra se construían (1968) hasta alturas que sobrepasaban de los 500 pies (152.40 m) arriba de sus cimentaciones; y cientos de grandes presas de tierra compactada se construyeron en los pasados 20 años sin haberse registrado ninguna falla. Sin embargo, las fallas de presas pequeñas continúan siendo cosa común. Aunque es probable que algunas de estas fallas sean el resultado de un mal proyecto, muchas de ellas han sido causadas por falta de cuidado en la construcción. Los métodos correctos de construcción incluyen la preparación adecuada de la cimentación y la colocación de materiales en la presa con el grado necesario de compactación, siguiendo un procedimiento establecido de prueba y control.

El proyecto de una presa de tierra debe apegarse a la realidad. Debe acusar las condiciones reales del emplazamiento en que se construye y los materiales de construcción de que se dispone, y no debe copiarse, simplemente, algún proyecto que haya tenido éxito usado en un lugar en condiciones diferentes.

1.2. ­BREVE RESEÑA HISTORICA DE LA INGENIERÍA HIDRÁULICA EN MÉXICO.

El Territorio Nacional tiene una extensión de 1´972,547 Km2. Y en estimaciones recientes se ha aceptado que la cantidad de agua llovida es del orden de 1520´,000 millones de metros cúbicos, de lo cual resulta que se tienen 770 mm. De lámina de precipitación media anual, concentrada en los meses de Junio a Septiembre.

Esta precipitación dista mucho de distribuirse uniformemente, pues existen zonas en donde la lluvia apenas alcanza valores de 20 mm. anuales, y otras en donde se obtienen valores del orden de los 6,000 mm. Anuales. Por otra parte, cabe también anotar que nuestro país tiene desniveles de importancia, pues existen puntos con más de 6,000 m.s.n.m. y extensiones de consideración arriba de los 3,000 m.s.n.m.

En estas condiciones es comprensible que en México tengan que vencerse grandes problemas para aprovechar el agua, cuya distribución horizontal y vertical no corresponde a la localización de los centros de aprovechamiento, y que, por otra parte, el carácter torrencial de los ríos haga onerosa la inversión para las obras necesarias, sean éstas de aprovechamiento o de defensa contra las inundaciones.

Por ser ilustrativo y para dar una idea de la variación del gasto en los ríos Mexicanos, damos a continuación los datos de gastos máximos y mínimos de algunos de ellos, en donde existen proyectos y obras de consideración.

RIO MÁXIMO M 3 /seg.

MÍNIMO M 3 /seg.

Yaqui, Son. 5 265 0.85 6 200

Fuerte, Sin 15 000 1.90 7 900

Sinaloa, Sin. 7 000 0.00

Santiago, Nay. 6 771 1.92 3 530

Balsas, Mich. 25 000 90 278

San Fernando, Tamps. 2 257 0

Pánuco, Tamps. 6 692 54.6 122

Papaloapan, Ver. 6 228 42.0 148

Coatzacoalcos, Ver. 7 061 33.5 210

Grijalva, Tab. 9 000 92.2 97.5

Min

Max

Q Q R =

1.3. –OBJETIVOS.

El objetivo primordial de esta tesis es el de analizar las condiciones de estabilidad de las presas de tierra y enrocamiento y definir los parámetros mecánicos de los materiales a utilizar en la construcción de estas obras y a partir de ello estimar su futuro comportamiento ante las condiciones de esfuerzos a las que serán expuestas durante su vida útil.

En la construcción de Presas de Tierra y enrocamiento, se debe cumplir con los siguientes objetivos, en una forma concisa y clara, presentar la metodología que abarca, desde el estudio de los materiales de construcción hasta la etapa de construcción, de acuerdo con los nuevos avances de la mecánica de suelos y tomando en cuenta la técnica desarrollada en nuestro país en esta materia.

En esta tesis se abordan los principios generales de diseño y construcción de cortinas de tierra y enrocamiento, escrito a un nivel que permita a los ingenieros, que no están suficientemente familiarizados profundicen en este estudio, especialmente a los ingenieros no especializados en el campo de la Mecánica de Suelos además pretenden ser una guía en el criterio general a seguir ante los problemas que se plantean tanto en el diseño como la construcción de presas de tierra y enrocamiento y tener un conocimiento preciso de los fundamentos de esta rama de la Ingeniería y de esta manera actuar con criterio del conocimiento desde los materiales a emplear hasta la maquinaria a utilizar así como formas de construcción, ya que el mayor número de cortinas que se han construido en nuestro país, indudablemente caen dentro de éste tipo que son en un 70 %..

Es de importancia esta tesis debido a que existen muy pocas publicaciones sobre este tema, esta tesis servirá a los alumnos de licenciatura, con datos precisos para las materias de obras hidráulicas.

1.4. –JUSTIFICACIÓN.

Siendo México un país que cuenta con una gran cantidad de habitantes que requieren satisfacer sus necesidades básicas, como agua potable y drenaje requerido por la población o por sus industrias, el consumo de energía, riego de los cultivos, para la producción de alimentos, es necesario construir presas para aprovechar los recursos hidráulicos superficiales del país.

Se construyen presas para crear un lago artificial o derivar el río a una cota prefijada, con objeto de almacenar o captar los escurrimientos y regar tierras o generar energía, o bien, dotar de agua potable a poblaciones o centros industriales. También sirven para regularizar el flujo de una corriente que provoca inundaciones en predios o poblados. Dichas estructuras no siempre responden a solo una de las finalidades antes mencionadas, más bien se proyectan para funciones múltiples coordinando los servicios de riego, electrificación y regularización de avenidas, con miras al desarrollo integral de una región.

De lo anterior se infiere que la presa es el resultado de un estudio general, en el que intervienen las características del río, la geología de la región, la existencia de sitios apropiados para crear el embalse y cimentar la obra, de tierras de labor o necesidades de energía en la región, o bien de poblaciones que proteger o dotar de agua. En lo que se refiere a la presa propiamente dicha, los estudios generales comprenden la selección del tipo de estructura, la disposición preliminar de las partes integrantes (cortina, obra de toma, vertedor, desvío, casa de máquinas, etc.)

La construcción de Presas de Tierra, cumple ampliamente con estos objetivos importantes y en una forma concisa y clara que presenta la técnica seguida, desde el estudio de los materiales de construcción hasta la etapa de construcción, de acuerdo con los nuevos avances de la mecánica de suelos y tomando en cuenta la técnica desarrollada en nuestro país en esta materia, basada en la experiencia obtenida a través de la C.N.A. y después por la S.A.R.H. en la construcción de más de 100 presas de diversas alturas y capacidades

2. ­CAPITULO II

EL DESARROLLO DE LAS PRESAS EN MÉXICO

Como en otros trabajos de ingeniería, la selección del tipo de presa y sus obras auxiliares debe hacerse con base en un criterio predominantemente económico. Por supuesto, las alternativas que se estudien tienen que ser comparables en cuanto a lograr finalidades previstas. Esta condición no es obvia. En general, no se cuenta con la información adecuada para analizar correctamente los problemas asociados a la presa ni prever las consecuencias de su construcción.

Por ejemplo, son escasos los datos sobre escurrimientos y avenidas de muchos ríos; ocasionalmente se ha proyectado con registros de un número limitado de estaciones pluviométricas o que operaron en un periodo muy corto; en otros casos hubo necesidad de cambiar totalmente el proyecto porque los datos de la exploración geológica estaban equivocados; errores de topografía han obligado a aumentar la altura de la cortina o sustancialmente el vertedor. Pero esta etapa se va superando, con el tiempo transcurrido desde que se impulsa en México el desarrollo de las obras hidráulicas, 40 años aproximadamente, se ha ido completando la información hidrológica, geológica y sísmica del país, y se ha adquirido la experiencia que los diversos aspectos del proyecto demandan para llevarlo acabo con grandes probabilidades de éxito.

En apoyo de esta afirmación, se pueden citar las siguientes cifras estadísticas relativas a la construcción de presas en el país:

Numero de presas mayores de 15 m, de altura 90 Falla total 02 Destrucción parcial sin involucrar otras propiedades o vidas 03 Desperfectos que ameritaron reparación mayor 06 Fallas de proyecto que limitaron en forma importante la utilidad de la obra 03

Nos ha parecido pertinente hacer mención de algunos datos históricos que nos permitan recordar cómo han ido evolucionando estas estructuras de ingeniería que constituyen el apasionante tema de las presas.

Las presas más antiguas de que se tiene referencia en México y quizá en América, es la Xolotl, construida sobre el río Texcoco con fines de riego, probablemente por el año de 1100 de nuestra era.

Esta presa, cuya cortina era seguramente de tierra, fue destruida por los enemigos de Xolotl con objeto de matarlo y dañarlo en sus propiedades.

Durante la época colonial abunda la construcción de presas con cortinas tipo gravedad, de mampostería y muchas con machones o contrafuertes, con técnica constructiva de antecedentes romanos y seguramente intuitivos.

En nuestro país, entre los siglos XVII y XIX, se construyeron numerosas presas, casi todas de mampostería, en el territorio de Aguascalientes y Querétaro, destinadas fundamentalmente a riego. Casi todas de trazo recto, con algunos contrafuertes y con sección de dimensiones que ahora pueden considerarse atrevidas, desde el juicio de su estabilidad.

Entre las más importantes obras de almacenamiento que subsisten se pueden mencionar: la de Saucillo, de 11 m de altura, de 1730, San Blas de 1755, Natillas, de 12 m de 1760, Pabellón, de 1770­1 todas éstas en Aguascalientes. En Guanajuato, El Aguacate, de 12 m, de 1780 y la de Nadó con 26 de altura de 1800, en el Estado de México.

Es hasta el siglo XX, el cual, cuando se inicia en México la construcción de presas con fines múltiples y se llega a tener una capacidad de almacenamiento del orden de los 100 000 millones de m3, con cortinas dentro de las más altas del mundo.

En este siglo la actividad en la construcción de presas fue muy reducida. El gobierno no trabajaba con fuerzas propias en esta rama de la ingeniería, confiaba a compañías extranjeras, dentro de convenios y concesiones, los trabajos de ésas y otras obras. Así la Compañía de Luz y Fuerza construyó la presa Nécaxa, una de las más importantes de esa época, tiene 58 m de altura y la cortina está formada por enrocamiento que fue colocado con chiflones de agua para ayudar a su mejor acomodo, esta obra tiene unos diques que causaron problemas posteriores, siendo resueltos por la Comisión Federal de Electricidad.

Más adelante digna mención, por su importancia en la época, está la presa La Boquilla terminada en 1916 en el río Conchos, Chihuahua. Su cortina es de tipo gravedad, de concreto y mampostería, de 70 m, y fue construida por la Compañía Eléctrica del Río Conchos.

La característica de mayor consideración de esta obra es su capacidad de almacenamiento, superior a los 3,000 millones de metros cúbicos, casi igual a las de Palmito, de 1946 y Oviachic de 1952. Cabe mencionar que en los años cuarenta se le dotó de una obra de toma más baja que la original para disponer del volumen de agua más profunda para el riego del sistema río Conchos; esa obra de toma fue una pequeña gran hazaña del trabajo hecho contra el agua almacenada en la presa.

Otras obras más, incluyendo pequeñas presas derivadoras, fueron realizadas entonces por compañías particulares autorizadas por convenios, por contratos o concesiones del gobierno para riego de tierras como las de Lombardía y Nueva Italia en Michoacán.

Se cuenta en la actualidad con más de 200 presas de almacenamiento y más de 1 000 presas derivadoras que, con sus obras accesorias, permiten el riego de 4.0 millones de Ha., la generación de 14 000 millones de KWH. Con 3 millones de KW. Instalados, que representan el orden de 23% de potencialidad hidroeléctrica del país.

Como se ha anotado, muchas de estas presas son de fines múltiples y se usan también para abastecimiento y control de avenidas, así como para recreación. La de Nezahualcóyotl, última entre las importantes que ha sido construida en el estado de Chiapas, sobre el río Grijalva, para fines múltiples, cuenta con 12960 millones de m3. De capacidad y 1 080 000 KW. De capacidad instalada.

2.1. ­ LAS INSTITUCIONES PUBLICAS MÁS IMPORTANTES QUE SE ENCARGAN DE REALIZAR Y SUPERVISAR LAS CONSTRUCCIONES DE PRESAS EN EL PAIS.

2.2.1. ­ La Comisión Nacional de Irrigación.

Fue en 1926, cuando el presidente Plutarco Elías Calles, dándose cuenta que la gran obra de irrigación que requería el país sólo podría atacar el propio gobierno, propuso una ley sobre irrigación autorizando la creación de un órgano administrativo denominado Comisión Nacional de Irrigación.

2.2.2. ­ La Comisión Federal de Electricidad.

En 1937, el gobierno fundó la Comisión Federal de Electricidad que ininterrumpidamente ha continuado su labor hasta nuestros días en el sector y que ha construido más de treinta presas con capacidad total de cerca de 50,000 millones de metros cúbicos.

Muchas de esas presas son de gran relevancia no sólo por su función para alimentar importantes plantas hidroeléctricas. Algunas de ellas, como:

El Infiernillo, de 148 m de altura, terminada en 1963 en el río Balsas; Santa Rosa, arco de 114 m, terminada en 1964 en el río Santiago; Caracol de 126 m, terminada en 1985 en el río Balsas. Chicoasén de 261 m (la quinta más alta del mundo) terminada en 180 en el río Grijalva; La Angostura, de 146 m terminada en 1974 en el río Grijalva.

Entre las recientes, mencionaré más adelante las dos más modernas que destacan por sus características técnicas, Aguamilpa y Zimapan.

2.2.3. ­ Secretaría de Recursos Hidráulicos.

En 1947, la Comisión Nacional de Irrigación se transformó en la Secretaría de Recursos Hidráulicos, para cubrir casi todos los aspectos del agua adicionales a la irrigación, con excepción de la generación de energía eléctrica. Durante la vida de la Secretaría, que termino en 1976, se construyeron 104 presas en México con una capacidad total de almacenamiento de 109,000 millones de metros cúbicos; la Secretaría construyó 81 de ellas, principalmente para riego con una capacidad conjunta de 70,000 millones de metros cúbicos. Por su parte, la Comisión Federal de Electricidad construyó en ese lapso 23 presas con capacidad total de 38,200 millones de metros cúbicos.

Estas obras, con su gran importancia, reflejan la magnitud de un período acelerado de crecimiento industrial en el país.

2.2.4. ­ Secretaría de Agricultura y Recursos Hidráulicos.

En 1976 fue creada la Secretaría de Agricultura y Recursos Hidráulicos que esencialmente consistió en unir las anteriores Secretaría de Agricultura y Secretaría de Recursos hidráulicos. Terminó sus funciones en 1988.

La organización administrativa del área que atendió la infraestructura hidráulica tuvo cambios en los nombres de las direcciones, departamentos, oficinas, etc.: pero las funciones de esta área se trataron de realizar sin merma del cumplimiento y objetivos en los referente a conservar la calidad técnica de las actividades de ingeniería y continuando en gran parte la planeación y construcción en procesos que tenía la Secretaría de Recursos Hidráulicos.

Por lo que se refiere a las presas, motivo de esta plática no hubo una disminución en la intensidad de actividades tanto en el diseño como en su construcción. En ese período se terminaron 130 presas de más de 15 m de altura.

Mencionaremos algunas de las más importantes; Chilatán, de 104 m, en el río Tepalcatepec, Michoacán en 1986; Cajón de Peña, en el río Tomatlán, Jalisco, de 70 m de altura, terminada en 1976; Cerro Prieto en el río Pablillo, Nuevo León, de 50 m de altura, terminada en 1983; Bacurato, de 114 m de altura, terminada en el río Sinaloa, Sinaloa, en 1982; Comedero, Sinaloa de 136 m de altura, terminada en 1983.

2.2.5. ­ Comisión Nacional del Agua.

En 1989 el Gobierno Federal constituyó la Comisión Nacional del Agua, dependiente de la Secretaría de Agricultura y Recursos Hidráulicos como un órgano desconcentrado de la misma. En 1994 la Comisión pasó a formar parte, también como un órgano desconcentrado, de la nueva Secretaría del Medio Ambiente, Recursos Naturales y Pesca.

En lo que se refiere a las presas, ha continuado con la tradición que dejaron sus antecesoras en materia hidroagrícola y de suministro de agua para usos municipales y domésticos.

Por las diversas circunstancias que han influido en la situación económica del país, las actividades en la materia que nos ocupa han disminuido; sin embargo, desde su creación a la fecha, puede hablarse de que la Comisión ha construido más de 25 grandes presas.

Dignas de mención especial son: la terminación de la presa Cerro de Oro en el río Santo Domingo, Oaxaca de 70 m de altura terminada en 1989 y la de Trigomil de concreto rodillado en el río Ayuquila, terminada en 1992; la del Cichillo, en el río San Juan, de 44 m de altura, terminada en 1994; la de Huites, de la cual hablaremos con algo más de detalle, terminada en 1995.

3.­CAPITULO III

CLASIFICACION DE CORTINAS EN PRESAS DE TIERRA Y ENROCAMIENTO, DE MATERIALES COMPACTADOS.

Atendiendo al procedimiento de construcción, son dos los tipos de cortina: la de relleno hidráulico y la de materiales compactados.

3.1. ­ PRESAS DE RELLENO HIDRÁULICO.

Como antes se menciono sobre este tipo de presas solo hablaremos de forma rápida para que se tenga conocimiento de las diferencias entre estos tipos de presas.

Su característica fundamental es que los materiales integrantes de la sección, incluyendo los finos del corazón y los granulares relativamente gruesos de los respaldos permeables, son atacados en la cantera, conducidos a la cortina y colocados en ella por medios hidráulicos. Con la creación de un estanque al centro del terraplén y canales de distribución que parten del talùd exterior; se logra una disposición adecuada del material explotado en cantera. Manteniendo un control estricto de las pendientes en los canales de distribución, los fragmentos más gruesos se depositan en la vecindad de los taludes exteriores, la fracción arcillosa o limosa se sedimenta en las partes centrales, y entre esta y la masa granular queda una zona de tracción. Teóricamente la solución es atractiva. En la práctica, son varios los factores que influyen en la construcción de la estructura, algunos de ellos de difícil vigilancia. A principios de siglo, ingenieros ingleses introdujeron en México este tipo de presas (Laguna, Los Reyes Nexapa, Tenango y Necaxa del sistema Nècaxa, CLE).

Cantera. Debe presentarse a un ataque hidráulico con “chiflones” o “monitores”, tener composición granulometría aceptable y homogénea. Estos dos últimos requisitos son indispensables. El primero pude sustituirse por una explosión a base de explosivos, realizada en forma racional para obtener el producto buscado. Pero no todas las canteras pueden servir a este propósito, y antes de tomar una decisión es necesario hacer pruebas en el campo, suficientemente amplias para que resulte respectivamente de una explotación en gran escala y permitan determinar variaciones en la composición del material.

Transporte. Para que la condición de los materiales pueda realizarse económicamente por medio de una corriente de agua, se requiere disponer de un desnivel entre la cantera y la cortina, adecuado para mantener velocidad alta. Esta limita el tamaño máximo de los fragmentos que se incorporan a la presa.

Como no siempre existe ducha condición, puede ser costeable explotar dicha cantera con explosivos, cargar el producto en camiones, transportarlo a la cortina y formar en ellos montones que se atacan con chiflones para repartir el material por sedimentos, desde los taludes exteriores hacia el centro de la sección. Este procedimiento, conocido con el nombre de semihidráulicos, es más caro, pero tiene ventajas importantes sobre al anterior; al permitir clasificar los materiales en el camión y distribuirlos mejor en el sitio.

Terraplén. Puesto que la colocación de los materiales en la cortina se realiza por sedimentación debe ser estricto el control de la velocidad del agua en las diferentes partes de la cortina; de otro modo, puede presentarse el caso de que se deposite al centro una capa de arena, o bien, se formen lentes de materiales. Las fronteras de los que deben considerar es el núcleo impermeable y las secciones permeables son; en general, variables. Las oscilaciones son causadas por cambios en la composición de la cantera y fallas de vigilancia en las pendientes de los canales de distribución y del terreno sobre el que escurre la suspensión del material.

Sección de la cortina. El corte que se muestra en la figura es típico de este tipo de estructura. N o sería posible destacar en forma precisa las fronteras de los diversos materiales componentes, pues debido al procedimiento de colocación, de los tamaños grandes se pasa gradualmente al suelo fino que ocupa la zona central.

Para hacer verificaciones de estabilidad, es indispensable determinar el límite entre los materiales granulares y los cohesivos, indicando en la figura con líneas irregulares. La ubicación de estas fronteras se obtiene a partir de la composición granulométrica media del material que se va a usar en la construcción, estableciendo la proposición en que se encuentra los dos tipos de suelos.

De acuerdo con la clasificación del MIT, sí la granulometría es la que corresponde con las derivaciones señaladas por las curvas adyacentes, se concluyen que el corazón tendría taludes de 0.5:1, en promedio, con valores extremos probables de 0.60:1 y 0.35:1. La separación de los materiales friccionantes y cohesivos corresponden al tamaño de 0.06mm, o sea a la división entre los limos y arenas finas. Los taludes exteriores del ejemplo son conocidos de antemano, así como la relación de vacíos de las diferentes fracciones separadas por sedimentación.

Las consecuencias de una variación importante en la cantera, o bien de un control deficiente de la distribución de los materiales en la cortina, se exhiben a continuación.

o l e a j e P r o t e c c i o n c o n t r a

N.A.M.E

Fig.1. ­ Defectos de una presa de relleno hidráulico

Nota. La disponibilidad de materiales, equipo y personal experimentado, puede hacer que este procedimiento de construcción resulte atractivo por razones de costo. Sin embargo, son varias las desventajas que ameriten análisis.

Lo más importante es que todos los materiales son colocados en estado suelto. Por tanto, puede decirse que la resistencia al corte es menor y tanto la compresibilidad como la susceptibilidad a licuación, mayores que en cortinas de materiales compactados. En general, el volumen de una presa construida por este método es superior que otra de la misma altura realizada compactando los materiales. Las fallas de las presas de relleno hidráulico, Fort Peck en EUA y Necaxa en México, han desprestigiado este tipo de construcción.

El abatimiento de los costos de colocación de capas y de desarrollo de equipos de compactación cada vez más eficientes han contribuido a que la alteración de presas de relleno hidráulico haya quedado al olvido, en las dos últimas década; Sin embargo, existe la tendencia a revivir e método aplicando nuevas técnicas de colocación y compactación de los materiales bajo aguas para formar zonas que resulten impermeables (presa Aswan, Egipto) .

3.2. ­ PRESAS DE MATERIALES COMPACTADOS.

La compactación de la tierra fue aplicada en Europa a principios del siglo XIX. En Inglaterra, hacia 1820, se usaron rebaños de ovejas; posteriormente, rodillos pesados de concreto o fierro. Dicha practica fue llevada a California, EUA, por ingenieros europeos y aplicada en 1860. En ese mismo Estado se desarrolló el rodillo pata de cabra (1950, con clavos de durmientes de unos 15 cm de longitud. Los resultados fueron satisfactorios y en 1970 se compactó la presa Drum, con este tipo de rodillo.

En esa época no se conocía la influencia del contenido de aguas del suelo en la compactación. Varias presas construidas en Estado Unidos colocando la tierra sin controlar la humedad fallaron al entrar en operación; en la actualidad se supone que la estructura tenía capas compactadas en estados seco y otras húmedas construidas durante el periodo de lluvias. En EUA nacieron varias tendencias respecto, una proporcionado la colocación de la tierra con tal contenido de agua que era realmente lodo, y otra, aceptando el suelo en su condición natural, que en las zonas áridas esta muy próximo al estado seco. Por su interés histórico, son dignas de atención las notas de Sherard (1952) en su tesis doctoral sobre el comportamiento de presas de tierra. Hasta que Proctor público en 1933 los resultados de sus estudios sobre compactación, los ingenieros comprendieron la importancia de ciertos parámetros como la humedad óptima y la energía de compactación en las propiedades mecánicas de los suelos. Los nuevos conceptos tuvieron de los suelos. Los nuevos conceptos tuvieron una difusión rápida. En México desde la creación de Ingeniería Experimental, Comisión Nacional de Irrigación (1936), se impone el requisito de la compactación para construir la terracería de obras hidráulicas.

Pronto se comprendió que no había razón para colocar los filtros y las transiciones sin compactar, y se desarrollaron rodillos vibraciones adecuados para este trabajo. Pocas son las estructuras de México que se han construido con especificaciones definidas al respecto. Hasta hace una década era usual exigir la colocación en capas de 20 a 30cm, transmitidas con las bandas de un tractor D­8 o equivalente. En las presas Adolfo Ruiz Cortinas (Mocúzari). Son., Miguel Hidalgo, Sin., y Benito Juárez (El Marqués), Oaxaca, se extiende la norma anterior a las zonas permeables formadas con gravas y arenas. Finalmente (1960), para las presas El Infiernillo, Michoacán y Netzahualcoyotl (Malpaso), Chiapas., se especifica la compactación de los enrocamientos, aun cuando contengan fragmentos hasta de 50 a 60 cm de diámetro.

La mayoría de las estructuras, tienen enrocamientos colocados a volteo, en capas de espesor variable entre 2.5 y 5.0m, extendidas con tractores. Las especificaciones de presas en construcción desde 1970, disponen que las zonas de grava y arena o enrocamiento con partículas de tamaño menor de 30 cm., se coloquen en capas de 50 cm. De espesor y compacten con rodillo liso vibratorio de 10 ton.

Esto da una idea de la evolución observada de las presas de materiales compactados. Dicho está ligado estrechamente a los estudios de laboratorio sobre las propiedades de suelos sometidos a compactación y, desde hace menos de una década, a las investigaciones del mismo tipo aplicadas a los suelos granulares gruesos. Paralelamente se construyen equipos adecuados, tales como rodillos pata­de –cabra, lisos, con vibradores y sin ellos; de llanta de hule, algunos que pesan 10ton. Pisones neumáticos, tractores con banda metálica o llanta neumática, etc. Estos, conjuntamente con la fabricación de camiones de veloces de gran tamaño ( 3 17m de capacidad), palas mecánicas y cargadores eficientes, y el desarrollo de métodos más racionales para la exploración de roca, han permitido reducir los costos al mismo tiempo construir las presas en lapsos más cortos.

Las características de la seccionen una presa de materiales compactados dependen de la disponibilidad de suelos y rocas, de las propiedades mecánicas, de la topografía del lugar y de las condiciones geológicas. A continuación se describen secciones típicas y se indican las razones principales que influyen en su elección.

3.2.1. ­ Presas Homogéneas.

Construidas casi exclusivamente con tierra compactada, tiene por lo menos una protección contra el oleaje en el talud de aguas arriba. Fue el tipo usual de estructura en el siglo pasado. Por condiciones propias de la cimentación y de los materiales disponibles se construyen cortinas importantes de este tipo en la actualidad, con algunas modificaciones que se indican a continuación.

N.A.M.E L i n e a d e s a t u r a c i ó n

P e d r a p l e n

Fig. 2. ­ Presa homogénea.

3.2.2. ­ Presas homogéneas con filtros.

Con objeto de que el flujo de agua a través de la masa de tierra no intercepte el talud de aguas abajo, con los inconvenientes que se analizaran más adelante; la versión moderna de la presa homogénea es la que se muestra a continuación. Tiene en la base del terraplén un filtro formado con arena bien graduada; el espesor y longitud de este elemento son susceptibles de diseño mediante estudios de flujo en la masa de tierra.

N.A.M.E L i n e a d e S a t u r a c i ó n

F i l t r o

Fig. 3. ­ Presa homogénea con filtro horizontal.

Cuando los materiales que se usan en la cortina son sensibles al agrietamiento y la presa se cimienta sobre suelos compresibles o existen otras razones para prever la formación de grietas en el terraplén, se han incluido en el un dren vertical o chimenea, que se conecta en un filtro horizontal, o bien a un sistema de drenes alojados en la cimentación. Se interceptan así las grietas transversales a la cortina, y en el agua que pueda circular por ellas se conducen por los drenes aguas abajo, sin correr el riesgo de una peligrosa tubificación en la masa de tierra.

N.A.M.E

P e d r a p l e n

F i l t r o

L i n e a d e s a t u r a c i ó n

C h i m e n e a

Fig. 4. – Presa homogénea con filtro vertical y horizontal.

Una condición de trabajo importarte en las presas homogéneas es el “vaciado rápido”. La acción tiene lugar en el talud de aguas arriba; al tratar el problema se estudiarán métodos para determinar su efecto en la estabilidad. En época reciente se ha recurrido a la colocación de filtros en el interior de la masa próxima al parámetro mojado, para reducir las fuerzas de filtración en dicho talud.

P r e s a h o m o g é n e a c o n f i l t r o s a g u a s a r r i b a y a g u a s a b a j o

P r o t e c c i o n c o n t r a o l e a j e

N.A.M.E

Fig. 5. ­ Presa homogénea con filtro aguas arriba y aguas abajo

3.2.3. ­ Presas de materiales graduados.

Se ha dado este nombre a las presas en que los materiales se distribuyen en forma gradual, de los suelos finos en el corazón, pasando por los filtros y transiciones en el enrocamiento, en los que también se trate de colocar el material respetando la misma idea. Esto no siempre puede lograrse, pues depende de que se tenga en el sitio la serie de materiales antes descritos. Este tipo ha sido el preferido por los ingenieros mexicanos, y en general la sección es simétrica.

N.A.M.E E n r o c a m i e n t o

F i l t r o

T r a n s i c i o n C o r a z o n

Fig. 6. ­ Presa de materiales graduados

3.2.4. ­ Presa de enrocamiento.

Las masas de roca en estas presas son voluminosas comparadas con el corazón impermeable. Este puede ocupar la parte central, o bien ser inclinado hacia aguas abajo. Se prefiere dicha forma por su facilidad de construcción, pues disminuye las interferencias del tránsito de quipo dentro de la cortina, y en algunos casos el programa receptivo se adapta mejor a las condiciones climáticas del lugar. Debe tenerse presente que la roca puede colocarse en época de lluvia o nieve, mientras que ese trabajo es prácticamente imposible en el corazón, a menos que el proyecto de la cortina tolere fuerte discrepancias en la humedad del suelo o se adopten precauciones especiales.

p r e s a d e e n r o c a m i e n t o , c o r a z o n v e r t i c a l

N.A.M.E

Fig. 7. ­ Presa de enrocamiento, corazón vertical

N.A.M.E

Fig. 8.­ Presa de enrocamiento, corazón inclinado

Un caso límite de este tipo es la presa de enrocamiento con pantalla impermeable, sea de concreto o de asfalto, en el parámetro mojado.

N.A.M.E

L o s a

Fig. 9. ­ Presa de enrocamiento con losa de concreto o asfalto (cimentación rígida)

También se han construido estructuras con un muro de concreto o de mampostería, lleno o celular, al centro.

N.A.M.E

M u r o c e l u l a r

Fig. 10. ­ Presa de enrocamiento con muro celular (cimentación rígida)

Un problema típico de las primeras es la junta de la pantalla con la cimentación y empotramientos. Los asentamientos diferenciales son causa de roturas en la unión y por tanto de filtraciones. Este problema es de tal importancia que, en México, a menos que sea factible vaciar la presa para realizar reparaciones después de los primeros años de funcionamiento, no es un diseño aceptable. Por razones semejantes, los muros interiores sufren fracturamiento y siempre causan filtraciones.

La compactación de los enrocamientos puede ocasionar que, en un futuro no lejano, dichos problemas se reduzcan a su mínima expresión y resulte una solución conveniente.

La presa de enrocamiento con corazón de tierra compactada, central o inclinada, son las más altas ejecutadas por el hombre. En la URSS, la presa Nurek, actualmente en construcción, tendrá 300m de altura; la de Oroville, en EUA, y Mica en Canadá son de más de 200m sobre el lecho del río.

En México las presas de, El Infiernillo, La Angostura y Netzahualcoyotl alcanzan cerca de 150m. La PRESA Furnas, Brasil, de corazón inclinado, es de 130m aproximadamente.

3.2.5. ­ Presas con Delantal o con Pantalla.

Es frecuente encontrar depósitos de aluvión permeables en él cause del río. Cuando su espesor es menor de 20m, se prefiere llevar el corazón impermeable hasta la roca mediante una trinchera, como es el caso de la presa Álvaro Obregón, Sonora y El Infiernillo sobre el río Balsas. Pero si tales depósitos son gruesos o muy permeables, como ocurre en la presa Abelardo L. Rodríguez, Son. , Y José M. Morales (La Villa), Michoacán, ambos del orden de 80m de espesor y coeficiente de permeabilidad de 10¹ y 1 cm/ seg. En promedio, respectivamente, no sería económico excavar trincheras.

N.A.M.E

T r i n c h e r a

Fig. 11. ­ Presa de tierra y enrocamiento con trinchera(Hc ≤ 20 m.)

Entonces, hay dos tipos de solución:

a) El delantal de arcilla compactada, prolongación horizontal del corazón hacia aguas arriba.

b) La pantalla impermeable formada a base de inyecciones (Serre Poncon, Francia), o bien con pilotes o muros de concreto simple colados in situ (La Villata), o por último, sustituyendo l agrava y arena del río por lodo en una trinchera de 3m de ancho excavada a través del cauce (Las Tórtolas, Durango).

Fig. 12. ­ Presa con delantal impermeable (Hc > 20m)

Los métodos de construcción en los tres casos son muy especializados. La presa de Aswan, en Egipto, combina el delantal de tierra compactada con pantallas de inyecciones.

Comentarios. La adopción de los tipos de presas de tierra y roca descritos responde, mas que a una idea preconcebida, a la conveniencia de construir una estructura económica y segura con los materiales que existen en la vecindad de la boquilla, teniendo en cuanta las condiciones geológicas y de cimentación que en ella prevalecen. Por tanto, no es posible anticipar soluciones sin conocer las características de la roca en los empotramientos y el fondo del rió, las propiedades mecánicas de los materiales que se van a usar y los volúmenes explotados, así como las condiciones topográficas, hidrológicas y sísmicas del lugar. En suma, dicha solución es consecuencia de los estudios de mecánica de suelos y de rocas aplicados con criterio económico en la obtención de la estructura que mejor satisface las finalidades del proyecto y cumple con requisitos mínimos de seguridad sancionados por la experiencia adquirida previamente en este tipo de obras.

Fig. 13. ­ Pantalla de Inyecciones

Fig. 14. ­ Pantalla de Pilotes o Muros, de concreto simple

Fig. 15. ­ Trinchera rellena con lodo

3.3. ­ DEFINICIÓN DE TÉRMINOS.

La mayoría de los términos que se utilizarán, frecuentemente aparecen ilustrados en la figura y se describen a continuación.

Cortina o presa. Ambos términos se emplearán como sinónimos, para designar la estructura que tiene por objeto crear un almacenamiento de agua o derivar el río. En algunos casos, a fin de evitar excesivas repeticiones, se usará la palabra terraplén.

Boquilla o sitio. Lugar escogido para construir la cortina.

Sección de la cortina. En general, es cualquier corte transversal de la presa; pero a menos que se especifique la estación o escurrimiento de dicho corte, es la sección de máxima altura de la cortina.

Altura de la cortina. Se define como la distancia vertical máxima entre la corona y la cimentación, la cual no necesariamente coincide con la medida desde el cauce del río, por la presencia de depósitos aluviales.

Corona o cresta. Es la superficie superior de la cortina que, en ciertos casos, puede alojar a una carretera o la vía de un ferrocarril; normalmente, es parte de la protección de la presa contra oleaje y sismo, y sirve de acceso a otras estructuras.

Talud. Es cualquier plano que constituye una frontera entre los materiales de la cortina o con el medio circundante. Se medirá por la relación de longitudes entre el cateto horizontal y el vertical; por ejemplo, un talud 3.5:1 significa que la cotangente del ángulo que forma el plano o traza con la horizontal es de 3.5.

Corazón impermeable. También llamado núcleo de tierra, es el elemento de la presa que cierra el valle al paso del agua contenida en el embalse o vaso.

Respaldos permeables. Son las masas granulares que integran con el corazón impermeable, la sección de la cortina. Pueden estar formados, como es el caso de la fig. 16, por filtros, transiciones y enrocamientos.

NAME: Abreviación del nivel de aguas, máxima extraordinario; Es la evaluación del agua en el vaso cuando la presa está llena y además funciona el vertedor a su máxima capacidad. Hay otros niveles usuales en presas, como son el de aguas máximas ordinarias (CV), el nivel medio de operación, el mínimo de operación y el máximo azolves. La diferencia entre la elevación de la corona y el NAME es bordo libre.

N.A.M.E

Eje de la cortina C L

9

12

13

14 15

8

7

18

6

11

1 2 17

10 16

7 6

3

4

5

Fig. 16. – Partes que conforman una presa.

N O M E N G L A T U R A

1 Cresta o corona Revestimiento de la corona 2

Filtros 3

Corazon o núcleo impermeable 4

Trinchera 5

Transiciones 6

Enrocamientos 7

Deposito aluvial 8

Roca basal 9 Bordo libre

Galerias

Talud aguas abajo

Pozos de alivio 15

17

18

16

Altura de la cortina

Embalse o vaso

Talud aguas arriba 11

13

14

12

10

Drenes

Pantalla de inyecciones

3.4. ­ TIPOS DE SECCION.

Es costumbre llamar " sección de una presa de tierra " a la forma que resulta de un corte vertical y transversal del eje de la presa., muestra las secciones de algunas presas construidas en México; en ellas pueden apreciarse la distribución que tienen los materiales que constituyen el cuerpo de la presa.

La distribución de los materiales debe satisfacer los requisitos de buen funcionamiento y mínimo costo, lo cual depende, para cada sitio en, particular, las propiedades mecánicas, volúmenes y distancias de acarreo de los materiales disponibles y de las características de la cimentación. Las posibles combinaciones de estos factores dan lugar a un sin numero de secciones, pero estas pueden agruparse en tipos, adaptables a los diversos conjuntos de combinaciones que prevalezcan en distintos sitios, de manera que se cumplan satisfactoriamente los requisitos de seguridad y economía. Es frecuente que el diseñador tenga que comparar entre si mas de un tipo de sección y algunas de sus variantes, antes de llegar a la solución mas conveniente.

Desde el punto de vista del funcionamiento de una presa de tierra, importa al ingeniero que lo materiales disponibles en un sitio dado, se distribuyan en la sección de manera tal que resulte una presa capas de soportar los efectos exteriores a que estará sometida y de retener el agua; es decir, una presa estable e impermeable. La estabilidad depende, principalmente, aunque no únicamente, como se verá más adelante, de la resistencia de los materiales al esfuerzo cortante, mientras que la estanqueidad está íntimamente asociada a su permeabilidad. es frecuente que los materiales resistentes al corte, ejemplificados por aquellos que están constituidos predominantemente por granos macroscópicos, sean también los mas permeables e inadecuados para proporcionar estanqueidad y que, los materiales de mínima permeabilidad, capaces de cumplir esta función, ejemplificados por los suelos constituidos principalmente por partículas microscópicas, sean los de mínima resistencia al corte. En raras ocasiones, se han empleado materiales formados por una combinación natural de partículas gruesas y finas, en proporciones tales que hacen a esos suelos impermeables y, a la vez, a la resistencia al esfuerzo cortante

Atendiendo a las funciones que desempeñan los materiales en la sección, se distinguen aquí los siguientes tipos básicos de secciones de presa de tierra.

3.4.1. ­ Sección homogénea.

Constituida en su mayor parte en un solo suelo que proporciona simultáneamente la impermeabilidad y estabilidad necesarias. Se emplean en ese tipo de sección suelos finos, limosos y arcillosos y suelos gruesos con alto contenido de finos, que tienen baja permeabilidad.

Normalmente intervienen, en volúmenes menores, otros materiales auxiliares (enrocamiento, gravas y arenas) que contribuyen a proteger al elemento principal Fig. 17.

3.4.2. ­ Sección graduada

Cuando se dispone de volúmenes suficientes de suelos con diferente permeabilidad, éstos pueden distribuirse en la sección de acuerdo con su permeabilidad, como lo muestra, el esquema. Fig. 18. Se distingue en la sección graduada en varias zonas que desempeñan diferentes funciones: la zona uno, proporciona la impermeabilidad y una parte de la estabilidad, dependiendo de sus propiedades mecánicas, se emplean en ella suelos finos, limosos o arcillosos, o suelos gruesos con alto contenido de finos que les comunica baja permeabilidad. La zona 2 está formada por suelos permeables o semipermeables, cuyas permeabilidades del orden de 100 veces o mayor que la zona 1. Se utiliza grava y arenas de buena calidad o graduación, con bajo contenido de finos o limpias. Esta zona funciona como filtro protector de la zona 1 y proporciona una parte de la estabilidad es además un elemento de transición entre la zona 1 y 3. Esta ultima, formada por materiales pesados y de alta resistencia al corte, aporta, junto con la zona 2, la mayor parte de la estabilidad. La zona 3 se forma con grava gruesa, mezcladas de grava, arena y voleos o enrocamiento. Los enrocamientos auxiliares, indicados con él numero 4, sirven de protección contra erosión del oleaje de la lluvia al resto de la sección, pudiendo algunas veces ser sustituidos en esta función por el material de la zona 3, cuando ésta queda formada por enrocamiento.

3.4.3. ­ Sección Mixta.

Integrada por un corazón impermeable, formadas por materiales como los que se emplean en la sección homogénea, que contribuye poco a la estabilidad, y respaldos muy importantes de enrocamiento o boleos, gravas y arenas, de alta permeabilidad, que aporta la mayor parte de estabilidad, con su alta resistencia al corte. Los respaldos de enrocamiento se separan del corazón, por capas de poco espesor que funcionan como filtros. Si los respaldos están formados por mezclas de gravas, arena y cantos rodados, se puede suprimir los filtros Fig. 19.

Las condiciones de la cimentación comunican a estos tres tipos básicos algunas variantes dignas de mencionarse. En los casos que la cimentación está formada por depósitos permeables de poco espesor, como los suelos gruesos, limpios, éstos se interceptan con una prolongación, hacia abajo, del corazón o elemento impermeable. Esta variante reduce el gasto de filtración a través de la cimentación y el gradiente hidráulico medio. La adición de filtros, construidos con gravas y arenas de buena graduación ya sea en forma de delantales, o filtros al pie de talud de aguas abajo, constituye otras variantes de las formas generales.

Es evidente que, dependiendo de los materiales disponibles en el sitio, pueden hacerse diversas combinaciones de los tres tipos de sección básicos y sus variables.

N.A.M.E

Roca

1

2

4

Fig. 17. – Sección homogénea.

Roca

N.A.M.E

3 1

2

2

3

4

Fig. 18. – Sección graduada.

N.A.M.E

Roca

1

2 2

3 4 3 4

5

ó ó

Fig. 19. – Sección mixta.

1. – Materiales permeables. 2. – Material permeable, bien graduado. 3. – Enrocamientos. 4. – Enrocamiento. 5. – Roca fina (grava).

4.­CAPITULO IV

ESTUDIOS BASICOS

4.1. ­ PRINCIPIOS DE DISEÑO Y CONSTRUCCION DE PRESAS DE TERRA

Los métodos que se siguen en la actualidad para diseñar una presa de tierra y enrocamiento son el resultado de la experiencia, basada principalmente en la observación del comportamiento de este tipo de estructuras. El origen de este resultado se desconoce. Sin embargo, algunos reportan que los chinos construían ya presas de tierra desde hace unos 2000 años. Desde entonces y hasta principios del presente siglo el diseño era puramente empírico, en muchos casos, como lo ha demostrado el estudio de algunas fallas ocurridas, con un desconocimiento casi completo de las características de los materiales que intervienen en la construcción y de los diversos fenómenos a que dichos materiales estaban sujetos. Tal situación daba por resultado un número considerable de fallas desastrosas y creaba la impresión de que una presa de tierra y enrocamiento no era una estructura digna de confianza en cuanto a seguridad. En el primer cuarto de este siglo, con la aparición de la Mecánica de Suelos, el diseño de las presas de tierra entró en una etapa en la que el empirismo se ha ido sustituyendo con el conocimiento de las propiedades de los suelos y el análisis de las causas que han provocado las fallas ocurridas en el pasado, para dar lugar a los métodos modernos de diseño y construcción, que permiten al ingeniero realizar ese tipo de obras con tanta o mayor seguridad que la que puede ofrecer una presa de concreto. Esto resulta particularmente cierto en aquellos casos en que las condiciones de la cimentación no permitirían construir una presa de concreto segura.

Lo anterior no implica, en modo alguno que los problemas inherentes al diseño y construcción de las presas de tierra y enrocamiento están totalmente resueltos en la actualidad. Por el contrario, aún queda mucho por hacer a este respecto, como se verá al entrar en materia en páginas subsecuentes, cuya finalidad es exponer, en forma breve, los principios básicos de los métodos actuales de estabilidad de taludes en las cortinas, haciendo especial hincapié en la relación que existe entre dichos y los fundamentos de la Mecánica de Suelos.

4.1.1. ­ Datos para el proyecto.

Los datos necesarios para el proyecto de una presa de tierra que se discuten a continuación, y se describen los estudios de las cimentaciones y las fuentes de materiales de construcción. El detalle necesario y la precisión de los datos estarán gobernados por la naturaleza del proyecto y su propósito inmediato; es decir, si el proyecto se va a utilizar como base de un presupuesto para determinar su costo y viabilidad, si el proyecto es para obtener datos de construcción, o si va a servir para un objeto intermedio.

La extensión de los estudios de las cimentaciones y fuentes de materiales de construcción también estará gobernada por la complejidad de la situación.

4.1.2. ­ Bases para el proyecto.

El principio básico de proyecto es construir una estructura, satisfactoria y funcional al costo total mínimo. Se debe dar la debida consideración a las necesidades de mantenimiento, de manera que las economías obtenidas en el costo inicial de construcción no resulten en costos excesivos de mantenimiento. Estos últimos casos variarán con el tipo de protecci6n de los taludes de aguas arriba y aguas abajo, los dispositivos de drenaje, y con el tipo de estructuras accesorias y el equipo mecánico. Para que el costo sea mínimo, el dique debe proyectarse para la máxima utilización de los materiales más económicos de que se disponga, incluyendo los materiales que deban excavarse para sus cimentaciones y las de las estructuras auxiliares.

Las presas de tierra y enrocamiento deben ser seguras y estables durante todas las fases de la construcción y de la operación del vaso. Para lograrlo, se deben satisfacer los siguientes requisitos:

1. El terraplén debe estar asegurado contra el rebasamiento durante las avenidas de proyecto, disponiendo suficiente capacidad en el vertedor de demasías y en las obras de toma.

2. Los taludes de los terraplenes deben ser estables durante la construcción y en las condiciones que se presenten durante la operación del vaso, incluyendo el rápido desembalse en el caso de las presas de almacenamiento.

3. El terraplén deberá proyectarse de manera que no produzca esfuerzos excesivos la cimentación.

4. Se deben controlar las filtraciones a través del terraplén, de la cimentación y estribos, para que no se produzca erosión interna y por lo mismo no haya derrumbes en el área donde las filtraciones emergen. La cantidad de agua perdida por tracción debe controlarse para que no interfiera con las funciones proyectadas para la obra.

5. El terraplén debe estar asegurado contra el efecto de rebasamiento por el oleaje.

6. El talud de aguas arriba debe estar protegido contra la erosión producida por oleaje, y la corona y el talud de aguas abajo deben estar protegidos contra erosión producida por el viento y la lluvia.

Las presas de tierra proyectadas para satisfacer las anteriores condiciones serán permanentemente seguras, siempre que se empleen los métodos de construcción y de control correctos.

4.2. ­ NORMAS GENERLES DE CONSTRUCCION

El proceso de construcción de una presa de tierra comprende las siguientes etapas:

1. Limpia de la cimentación y desvío del río.

2. Excavación de trincheras, a través de depósitos permeables, cuando éstas son necesarias.

3. Tratamiento de la cimentación.

4. Colocación de los materiales que constituyen al cuerpo de la cortina.

Los procedimientos de construcción que se sigan en cada una de las etapas, deben satisfacer todos los requisitos de diseño estudiados con anterioridad. Es por ello conveniente tratar brevemente algunos aspectos relativos a la construcción, estableciendo los criterios a seguir en cada una de sus etapas.

4.2.1. ­ Limpia de la cimentación

Estos trabajos tienen por objeto garantizar el buen contacto entre las zonas impermeables de la presa y la roca de su cimentación, eliminando, mediante excavación, la tierra vegetal ó la roca que se encuentra alterada ó fracturada en la superficie. La profundidad de excavación en la roca intemperizada debe establecerse exclusivamente en función de las condiciones locales, ya sea que éstas hayan sido descubiertas durante el estudio geológico previo ó que se manifiesten al iniciarse las excavaciones. Se especifica por lo general una excavación mínima de 1.50 m. y hasta de 3 m. de profundidad, para remover la roca suelta ó fuertemente fisurada, que se encuentre en la zona del contacto de los materiales impermeables; aunque, en ocasiones se requiere llegar a mayores profundidades para encontrar la roca sana, en algunas zonas del área de contacto; tal es el caso de la presa de la Vega, que muestra la figura 10. Las especificaciones sobre este particular no deberán ser nunca inflexibles y, aun en el caso de disponer de amplios estudios previos, el ingeniero deberá estar siempre a la expectativa de condiciones geológicas imprevistas.

4.2.2. ­ Desvió.

Es común que, simultáneamente con las operaciones de limpia de la cimentación se inicien los trabajos necesarios para desviar la corriente del río, en preparación de los trabajos de excavación subsecuentes que haya necesidad de ejecutar. La obra de desvío consiste generalmente en uno ó varios túneles a través de la ladera, que podrán utilizarse posteriormente para alojar la obra de toma, ó bien en zanjas a cielo abierto excavadas al pie de alguna ladera que permitan construir un canal de desvío localizado sobre roca sana; es frecuente que dicho canal se emplee también para alojar los conductos de la obre de toma cuando se trata de conductos que pasan a través del cuerpo de la cortina; véanse los esquemas de las figuras 11 y 12. En todos estos trabajos de excavación en la roca, debe restringirse en lo posible el empleo de dinamita, ya que el abuso de los explosivos se traduce en incremento importante del fisuramiento, lo cual empeora las condiciones de permeabilidad de la cimentación. Una vez terminados todos los túneles ó tajos de desvío, se construyen las ataguías de aguas arriba y aguas abajo para conducir el agua del río a través de la obra de desvío y mantener en seco el sitio, de manera que puedan realizarse la operaciones de limpia y preparación de la cimentación en la zona del cauce. Dichas ataguías son pequeñas presas construidas de enrocamiento ó de grava y arena e impermeabilizadas con una pantalla de material arcilloso ó limoso, en el lado mojado correspondiente; a menudo, las ataguías pasan a formar parte de los respaldos ó zonas permeables de la presa posteriormente.

4.2.3. ­ Colocación de los materiales en el terraplén.

Una vez que la cimentación se encuentra en las condiciones deseadas se procede a colocar los materiales que constituirán el terraplén de la cortina. En esta etapa, es importante cerciorarse de que dichos materiales se coloquen en las condiciones especificadas por el diseñador, a fin de lograr que sus propiedades mecánicas sean del mismo orden de magnitud que las previstas en el diseño.

Las normas establecidas por la S.R.H para colocar los materiales impermeables y semi­permeables especifican que debe alcanzarse un grado de compactación mínimo de 95 % y una humedad igual a la óptima, referidos ambos datos a la prueba de compactación dinámica ejecutada de acuerdo con la norma S.R.H. Hasta el presente estas especificaciones han producido resultados satisfactorios, ya que, el contenido de humedad con que se colocan estos materiales es suficientemente alto para facilitar el acomodo a los asentimientos diferenciales sin agrietarse y, el grado de saturación, que resulta generalmente menor de 85 %, permite asegurar que la mayor parte de los asentamientos debido a la compresión de los materiales del terraplén se produzcan mediante el proceso de construcción.

Las presiones de poro que se desarrollan en los materiales impermeables durante la construcción están, de antemano, consideradas en los análisis de estabilidad para condiciones iniciales, basados en los resultados de las pruebas triaxiales del tipo rápido, según se explico con anterioridad.

Cuando se tienen cimentaciones compresibles de las que se esperan deformaciones posteriores a la construcción y existe el riesgo de asentamientos transversales del corazón impermeable es deseable obtener materiales capaces de adaptarse a las deformaciones diferenciales que se producirán en el futuro, sin que se desarrollen agrietamientos, para tal fin es conveniente aumentar el contenido de agua en colocar los materiales del corazón impermeable a valores que exceden de la humedad óptima de 2 en 2 al 4 %. En las zonas permeables de la cortina, constituidas por grava y arena, debe alcanzarse una compacidad relativa superior al 70 % con objeto de garantizar que los asentamientos de estas zonas sean mínimos y que no se reducirán problemas de licuación.

Los enrocamientos deben colocarse a volteo, procurando que la roca contenga el mínimo posible de finos, por lo que es recomendable, en caso de que el banco de roca este contaminado de limos y arcillas, se someta la roca a un lavado previo antes de depositarse en la cortina.

5. ­CAPUTULO V

NOCIONES PRELIMINARES PARA LA ESTABILIZACION DE LAS CORTINAS EN PRESAS DE TIERRA Y ENROCAMIENTO

5.1. ­ CLASIFICACIÓN DE LOS MATERIALES

Al hacer el diseño de una presa de tierra y enrocamiento, el ingeniero debe tener presentes una serie de propiedades de los materiales de que dispone para formar el cuerpo de la presa y de los que existen en su cimentación. Podrían mencionarse, por ejemplo, propiedades como la permeabilidad, resistencia al corte, la compresibilidad etc. Las cuales tienen un amplio rango de variación en los diferentes tipos de suelos. De aquí que sea conveniente, antes de entrar en los problemas de estabilización, tratar acerca de la clasificación de suelos con el objeto de tratar con diferentes factores que afectan sus propiedades mecánicas, al mismo tiempo que se establezca una convención para ordenarlos en grupos con características semejantes.

De las diversas convenciones que existen para clasificar a los suelos, se ha elegido aquí el sistema conocido como "Sistema Unificado de Clasificación de Suelos"( S.U.C.S) ,no sólo por considerársele uno de los más descriptivos sino que, además, por haber sido adoptado por varias organizaciones interesadas en este campo de la ingeniería, facilita el intercambio de información sobre el tema.

Con objeto de explicar mejor el sistema de clasificación antes mencionado, y que su aplicación sea de utilidad práctica para el ingeniero, es necesario describir primero los factores de los cuales dependen, principalmente, las propiedades mecánicas que a éste le interesan.

5.1.1.­Granulometría.

Las propiedades mecánicas de los suelos están íntimamente relacionadas con el tamaño y la forma de las partículas que los integran. Un suelo puede estar constituido predominantemente por partículas de tamaños muy semejantes entre sí, o bien, puede encontrarse con él una gran diversidad de tamaños, variando desde aquellos que no son visibles aun con los mejores microscopios ópticos (partículas coloidales) hasta piedras de 8 a 10 cm. Si se hace pasar una porción de suelo a través de una serie de mallas o tamices de aberturas conocidas, como los que indica la tabla 1, en cada una de ellas se irán deteniendo partículas cuyo tamaño es mayor que la abertura de la malla que los retiene y menor que la inmediata superior.

ABERTURA ABERTURA ABERTURA ABERTURA MALLA* NÚM. Pulg. mm.

MALLA NÚM. Pulg. mm.

3.0 76.2 9 0.078 1.981 2.0 50.8 10 0.065 1.651

1.05 26.67 14 0.046 1.168 0.742 18.85 20 0.0328 0.833 0.525 13.33 28 0.0232 0.589 0.371 9.423 48 0.0116 0.295

3 0.263 6.680 60 0.0097 0.246 4 0.185 4.699 100 0.0058 0.147 6 0.131 3.327 150 0.0041 0.104 8 0.093 2.362 200 0.0029 0.074

• Esta cifra corresponde al número de hilos por pulgada que forman a la malla. Tabla. I. – Aberturas de mallas del sistema Tyler.

De esta manera puede establecerse la proporción relativa, en peso, de los diversos rangos de tamaño que constituyen el material en cuestión. Cuando tienen dichas proporciones para un suelo dado se dice que se conoce su granulometría, o su textura.

5.1.2. ­ Graduación.

Cuando un suelo está constituido por partículas de gran variedad de diámetros, se dice que el suelo es de buena "graduación". La curva granulométrica es continua y suave. Si la curva presenta tramos horizontales o verticales significa, respectivamente, que falta o predomina cierto rango de tamaños y se considera un suelo de "mala graduación". Una línea vertical significa que ese suelo está formado por partículas de tamaño muy semejante entre sí y se conoce como "suelo uniforme". Un suelo uniforme es generalmente más poroso y ligero y menos resistente que otro bien graduado.

5.1.3. ­ Forma.

Independientemente de su tamaño, las partículas del suelo pueden tener formas redondas, sub­redondas, angulares o laminares, como se muestra en la figura.

La forma influye en las propiedades mecánicas; por ejemplo: un suelo compuesto en su mayor parte por granos gruesos (mayores de 4.76 mm.) de forma angular, exhibe una mejor trabazón entre sus partículas que otro de igual granulometría pero de granos redondos. Esto se traduce en una mayor resistencia al desplazamiento relativo de las partículas, en el primer caso. Por lo que respecta a los suelos de las partículas finas, la forma es aún más importante.

Los coloides de forma laminar alargada poseen propiedades electroquímicas que son mucho más intensas que en los de forma redondeada. Esta diferencia se refleja en las propiedades plásticas de los suelos finos.

Cantos redondeados Cantos planos y caras planas y caras planas

LAJAS PLANAS MUY REDONDA

Cantos bien Definidos pero bastante redondeados.

ANGULAR

SUB­ANGULAR REDONDA

REDONDA

Cantos afilados como en piedra quebrada.

Fig. 20. ­ Formas de partículas del suelo

5.1.4. ­ Plasticidad.

Es un hecho bien conocido que, al mojar una tierra constituida por limo y arcilla, se vuelve blanda, formando lodo que al secarse se endurece en grado variable o se vuelve polvo.

Estos sencillos fenómenos son, en realidad de naturaleza, físico químico muy complejo, y que constituye la base de las pruebas desarrolladas por Atterberg para estudiar las variaciones de la consistencia de los suelos finos con los cambios de humedad. Atterberg introdujo los siguientes conceptos que se conocen como " límites de consistencia", o de "Atterberg".

5.15.­ Estructura.

Además de la granulometría, la graduación y la plasticidad, la manera como se asocian las partículas entre sí, es decir, la estructura del suelo, es también un factor importante en las propiedades mecánicas, se distinguen tres tipos de estructura: " La granular”, "La apanalada " y la " La flocúlenla"; que se muestra en la figura La primera es propia de materiales formados principalmente por granos mayores que los de limo; la segunda es típica de suelos limosos, uniformes, de estructura suelta, y la ultima de arcillas coloidales floculentas depositadas en agua. Pueden encontrarse muchas combinaciones de estos tres tipos de estructura.

GRANULAR APANALADA FLOCULENTA

Fig. 21. ­ Tipos de estructuras de los suelos

5.1.6. ­ Limite de contracción (LC).

Una característica distintiva de los suelos arcillosos es la reducción o aumento de volumen que experimenta cuando se disminuye o se incrementa, respectivamente, su contenido de agua. Si el limite plástico se continua reduciendo la humedad, el suelo sigue reduciendo su volumen, hasta que llega un momento que el contenido de humedad es tal que, una perdida mayor que esta ya no produce una mayor contracción. El suelo se vuelve duro y cambia su color oscuro a otro mas claro. La diferencia entre el límite plástico y el de contracción se llama " INDICE DE CONTRACCION" símbolo (Ic) y señala el rango de humedad para el cual el suelo tiene una consistencia semi­sólida.

5.1.7. ­ Límite líquido (LL).

Si a un suelo fino se le agrega agua en cantidad suficiente, puede convertirse prácticamente en un líquido, es decir, fluye fácilmente bajo el efecto de un pequeño esfuerzo cortante. Si se permite que el agua se evapore parcialmente, llega un momento en que el suelo empieza a ofrecer una resistencia al esfuerzo cortante y se comporta como un material plástico.

El contenido de agua, expresado en por ciento del peso del suelo seco, en este momento, es el "límite líquido". Es el contenido de agua que separa las consistencias líquida y plástica de un suelo.

5.1.8. ­ Límite plástico (LP).

Si después de alcanzado el límite líquido sé continua evaporando el agua, amasando el suelo con la mano, se llega a un contenido de agua en el que el suelo se vuelve quebradizo y deja de comportarse como un material plástico. El contenido de agua correspondiente se llama "límite plástico". La diferencia entre el límite líquido y el plástico se llama "índice de plasticidad " (Símbolo: Ip) y representa el rango de variación de la humedad dentro del cual el suelo se comporta plásticamente.

El esquema siguiente muestra la correlación entre los límites de Atterberg, la consistencia del suelo y los correspondientes índices:

Líquida ___________ Límite líquido _________

Plástica Ip Consistencia ___________ Límite plástico ________

Semi­sólida Ic ___________ Límite de contracción Sólida

La técnica experimental para la determinación de estos límites en el laboratorio puede consultarse en el Manual de la S.R.H.

Correlacionando el límite líquido con el correspondiente índice de plasticidad de un gran numero de suelos finos, A. Casagrande estableció la carta de plasticidad que muestra la figura 22. La línea " A" establece la frontera entre los suelos arcillosos y los limos.

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 0

10

20

30

40

50

50

Linea "A"

Linea "B"

1

3

5

6

4 2

L I M I T E L I Q U I D O , LL, %

I N D I C E D

E P

L A S T I C I D A D, lp

Fig. 22. ­ Carta de plasticidad de A. Casagrande.

1. – Limos inorgánicos de baja compresibilidad. 2. – Arcillas inorgánicas de baja plasticidad. 3. – Limos orgánicos y limos inorgánicos de compresibilidad media. 4. – Arcillas inorgánicas de plasticidad media. 5. – Limos inorgánicos de baja compresibilidad y arcillas orgánicas. 6. – Arcillas inorgánicas de alta plasticidad.

Es decir, que, si dos suelos minerales tienen un mismo valor del límite líquido pero diferente índice de plasticidad, aquel que dé un punto arriba de la línea "A" contiene una proporción suficiente de partículas coloidales minerales para comunicarle propiedades de plasticidad que lo catalogan como suelo arcilloso inorgánico; si, en cambio, el otro da un punto abajo de la línea "A" (menor Ip), su contenido de coloides minerales es muy bajo o nulo, predominando las partículas inorgánicas u orgánicas de limo o de coloides orgánicos. Casagrande observó que un aumento en el contenido de materia orgánica se traduce en un incremento del límite líquido, mientras que el índice de plasticidad cambia poco; por lo tanto, las características plásticas de las arcillas con alto contenido de materia orgánica están representadas por puntos ubicados bajo la línea A.

5.2.­RELACIONES VOLUMETRICAS Y GRAVIMETRICAS

En forma simplificada, un suelo se considera constituido por partículas sólidas, agua y aire.

La Fig. 23. Representa esquemáticamente la manera como puede considerarse integrado el volumen de un trozo de suelo. Siendo V el volumen total, Vv el volumen de los huecos que dejan las partículas entre sí y Vs el volumen de las partículas sólidas, puede escribirse la siguiente ecuación:

V = Vv + Vs ...........................(5)

V g

V a

V s

V

e

1

e + 1

Fig. 23. – Relaciones volumetricas en un prisma de un suelo.

Por otra parte, el volumen el volumen de los huecos, comúnmente denominado "volumen de vacíos" está a su vez ocupado por gases, Vg, y por agua, Va, de manera que la expresión (5) puede escribirse:

VS Va Vg V + + = .....................................................................(6)

De estos conceptos resultan algunas relaciones volumétricas de uso común en la Mecánica de los Suelos:

Porosidad.

Es la relación entre el volumen de vacíos y el total:

100 x V Vv n

=

Relación de vacíos.

La relación del volumen de vacíos al de sólidos:

Vs Vv e =

La porosidad puede expresarse en función de la relación de vacíos en la forma siguiente.

( ) ( ) e e n

Vs Vs

Vs Vv

Vs Vv

Vs Vv Vv n

+ =

+

= +

= 1

;

Grado de saturación.

La relación del volumen de agua al de vacíos:

100 x Vv Va G =

Considerando los pesos de la fase líquida y sólida se establecen las siguientes relaciones gravimétricas:

Contenido de agua.

Llamando Ws al peso seco de las partículas sólidas y Wa a la del agua, el contenido de humedad o contenido de agua se expresa:

100 x Ws Wa W

=

Peso específico de sólidos.

En el sistema métrico es numéricamente igual a la densidad relativa de las partículas sólidas y se expresa por la relación:

= V Ws Ss

Peso volumétrico seco.

Se define como el peso el peso del suelo seco por unidad de volumen total y se expresa:

=

V Ws S γ

Peso volumétrico húmedo.

Semejante al anterior, pero incluyendo el peso del agua:

( ) ( ) ( ) W S xV wWs Ws V Wa Ws h + = + =

+ = 1 γ γ

Compacidad relativa.

“En los suelos constituidos principalmente por partículas gruesas (arena o grava) es importante conocer el grado de compacidad, el cual queda definido por la compacidad relativa", expresada como sigue:

( ) ( ) min max

max

e e e e Cr n

− −

=

Expresión en la que emax , emin y en son respectivamente, las relaciones de vacíos para el estado más suelto del suelo, el más compacto y el estado natural.

Pueden establecerse otras relaciones derivadas de las anteriores, por ejemplo: puede expresarse la relación de vacíos en función del peso volumétrico seco y la densidad de los sólidos:

( ) 1 −

=

− =

− =

=

Ws VWs

Ss Ws

Ss Ws V

Vs Vs V

Vs Vv e

= −

= s

Ss

V Ws Ss e

γ 1

5.3. ­ SISTEMA UNIFICADO DE CLASIFICACION DE SUELOS (SUCS).

Este sistema, originalmente introducido por el Dr. A. Casagrande como “Sistema de clasificación de suelos para Aeropuertos”, durante los años de la segunda Guerra Mundial, fue ligeramente modificado, posteriormente por el “U.S. Army Corps of Engineers” y el “U.S. Bureau of Reclamation”, para adoptarlo a usos en caminos, presas de tierra y cimentaciones; actualmente se le conoce como Sistema Unificado.

Este sistema ofrece la doble ventaja de ser fácilmente adaptable al campo y al laboratorio, requiriendo poca experiencia y unas cuantas pruebas sencillas para determinar el grupo al cual pertenece un suelo dado. Por tomar en cuenta la granulometría, la graduación y las características de la plasticidad, describe a los suelos de tal manera que es fácil, con un poco de criterio, asociar a cada grupo de suelo el orden de magnitud de las características mecánicas, más importantes y, por consiguiente, su adaptabilidad a diversos usos en la construcción.

El cuadro se muestra, en resumen, los principios sencillos en que se basa el sistema unificado. Comienza por dividir los suelos en dos grandes categorías: suelos “gruesos” y suelos “finos”. Los primeros son aquellos constituidos por más de 50%, en peso, de partículas gruesas, considerando como tales las retenidas en la malla Num. 200(0.074 mm). En los segundos., las partículas finas, limo y arcilla, constituyen más del 50%.

Los suelos gruesos, también denominados “granulares”, se subdividen en “gravas” y “arenas” según que, más, o menos del 50% de las partículas gruesas sean retenidas por la malla Núm. 4.

En el laboratorio pueden precisarse estos datos mediante el análisis granulométrico, pero en el campo se requiere un apoca de experiencia para apreciar a ojo los porcentajes relativos de cada uno de los componentes gruesos. Es útil saber que las partículas de 0.074 mm, son las más pequeñas que pueden distinguirse a simple vista y que el tamaño de la malla 4 es, aproximadamente, 5 mm.

5.4. ­PROPIEDADES GENERALES DE LAS FRACCIONES DE UN SUELO

Para tener un concepto claro de las propiedades que puede tener una mezcla de diferentes proporciones de gruesos y finos es muy instructivo conocer las características de cada fracción de suelo aisladamente.

5.4.1. ­Gravas y Arenas.

Las gravas y arenas bien graduadas son materiales muy estables y cuando carecen de finos son muy permeables. Las gravas son más estables y permeables que las arenas gruesas y estas más que las arenas finas.

Las arenas finas muy uniformes, (mal graduadas) son, en cambio, más permeables y menos estables que las bien graduadas. Estas propiedades de las fracciones gruesas dependen mucho de la graduación, forma y tamaño de las partículas.

5.4.2. ­Limo y arcilla.

El limo y la arcilla constituyen la fracción fina de un suelo y muy pequeñas proporciones de ellos pueden modificar considerablemente las propiedades de la fracción gruesa, especialmente su permeabilidad y capilaridad, pues en los suelos gruesos bien graduados basta un 12% de finos para volverlos prácticamente impermeables.

Es fácil confundir a la simple vista de un limo con una arcilla cuando se encuentran secos y pulverizados, pero húmedas se distinguen muy fácilmente mediante tres pruebas manuales. A continuación se dan las propiedades distintivas de estas dos fracciones.

Los limos son los finos no plásticos; son sumamente inestables cuando están saturados, son impermeables y difíciles de compactar y en los lugares de invierno riguroso existe el peligro de que se hinchen por efecto de la congelación. A diferencia de las arcillas, en los limos el agua no se adhiere a las partículas con tanta fuerza, lo cual les proporciona una mayor movilidad; esto hace que, al agitar una pastilla de limo saturado, en la mano, el agua a parezca rápidamente en la superficie, dándole una apariencia lustrosa. Cuando esta seca se puede pulverizar fácilmente entre los dedos y al hacerlo polvo da una sensación al tacto como de harina. La compresibilidad de un limo compactado depende, en gran parte de la forma y tamaño de las partículas; cuando estas son grandes y redondeadas es menos compresible y el limite liquido tiene valores de alrededor de 30%; si son partículas muy finas como las de la tierra de diatomeas, o laminares como la de los limos micáceos, es muy comprensible y su limite liquido varia de 50 a 100% o más.

El poder retentivo de la humedad es menor en el limo que en la

arcilla y, para igual valor del límite líquido, el índice de plasticidad es menor que el primero.

Las arcillas son los finos plásticos del suelo y sus características mecánicas se ven importantemente afectadas por el contenido de humedad, cuando este es alto poseen una baja resistencia al esfuerzo cortante, mientras que en estado seco la resistencia llega a ser muy considerable, lo cual se comprueba fácilmente al tratar de desmoronar un trozo de arcilla seca entre los dedos. Por otra parte, al permitir el secado de una arcilla húmeda, se observa que se contrae con la reducción de humedad, y se expande cuando esta aumenta. La compresibilidad también varia con los cambios de humedad, siendo mayor para un contenido de humedad alto.

Estas propiedades de la arcilla se atribuyen al comportamiento de las partículas de tamaño coloidal (menor que 0.0002 mm) a las cuales el agua se adhiere por atracción molecular, formando una película de espesor variable según la cantidad de agua disponible y las características eléctricas del coloide; esta agua eléctricamente adherida se conoce como agua adsorbida.

Cuando el agua se evapora el espesor de las películas disminuye y las partículas se acercan entre sí; en cambio, si se dispone de agua abundante el espesor de la película aumenta y las partículas se separan; esto explica las variaciones del volumen de la arcilla con las variaciones de humedad. La variación de resistencia al esfuerzo cortante se atribuye que al cambiar el espesor de las películas de agua cambia la separación entre películas coloidales y varia la fuerza atractiva molecular entre ellas y que consecuentemente, su resistencia al desplazamiento; de aquí que, mientras mayor sea el espesor de las películas, las partículas estén sometidas a una menor fuerza atractiva y ofrecen una menor resistencia al desplazamiento que si las películas fueran delgadas.

La variación de la compresibilidad puede también explicarse con los mismos conceptos; cuando las películas son gruesas el suelo es muy poroso y la resistencia al desplazamiento relativo de sus partículas más alta, como sucedería si las partículas de agua adsorbido fuesen delgadas.

La resistencia de una arcilla no solamente varia con el contenido de humedad; si se toma un trozo de arcilla en estado natural y se le amasa con la mano, sin cambiarle el contenido de humedad se observa que su resistencia disminuye en mayor o menor grado, según la clase de arcilla de que se trate y su historia geológica, por ejemplo, las arcillas volcánicas de un deposito lacustre del Valle de México son accesibles al premoldeo que las arcillas marinas de Guaymas, otra característica interesante de la arcilla, desde el punto de vista de la construcción consiste en que la

resistencia que se pierde con el premoldeo se recupera parcialmente con el tiempo; este fenómeno se le conoce con el nombre de "tixotropía" y es de naturaleza físico­química pero no ha sido bien estudiado todavía.

El cuadro muestra, en resumen, los principios sencillos en que se basa el sistema unificado. Comienza por dividir los suelos en dos grandes categorías: suelos "gruesos" y suelos "finos". Los primeros son aquellos constituidos por mas de 50%, en peso, de partículas gruesas, considerando como tales las retenidas en la malla Num. 200(0.074 mm). En los segundos., las partículas finas, limo y arcilla, constituyen mas del 50%.

5.5. ­ CLASIFICACION DE LAS GRAVAS Y ARENAS.

Las gravas se clasifican según su graduación, su porcentaje de finos y las características de plasticidad de estos, en cuatro grupos, cada uno de los cuales se representa por un símbolo formado por dos letras, como sigue:

5.5.1. ­Gravas bien graduadas (Gb).

Las que contienen menos del 50% de finos y poseen buena graduación. La buena graduación queda definida por dos parámetros que son: el coeficiente e uniformidad (Cu) y el coeficiente de curvatura (Cc); ambos obtenidos de la curva granulométrica según las siguientes expresiones:

Según que, mas, o menos del 50% d4 las partículas gruesas sean retenidas por la malla Núm. 4.

En el laboratorio pueden precisarse datos mediante el análisis granulométrico, pero en el campo se requiere una poca de experiencia para apreciar a ojo los porcentajes relativos de cada uno de los componentes gruesos.

Es útil saber que las partículas de 0.074 mm, son las mas pequeñas que pueden distinguirse a simple vista y que el tamaño de la malla 4 es, aproximadamente, 5 mm. Representada por un símbolo formado por dos letras, como sigue:

En las que:

1. D60 es el diámetro, en mm, para el cual el 60% de las partículas son menores que ese diámetro.

2. D10 es el diámetro, en mm, para el cual el 10% de las partículas son menores que ese diámetro.

3. D20 es análogo a los anteriores, pero para 30%.

La figura 1 muestra estos conceptos:

Una grava se considera bien graduada cuando se cumplen las siguientes condiciones:

Cu > 4

< Cu < 3

5.5.2. ­Gravas mal graduadas (Gm).

Las que contienen menos del 5% de finos y su curva granulométrica revelan una mala graduación, identificada por las siguientes expresiones:

Cu < 4 Cu < 1; o Cc > 3

En el campo, la buena o mala graduación puede apreciarse observando si predomina o falta, en el material que se examina, algún rango de tamaños de partículas. Gravas Limosas (GL). Las que contiene mas del 12% de finos no plásticos; esto sé definirá al tratar de los suelos finos.

Gravas Arcillosas (GB). Tienen más del 125 de finos plásticos; se definirá al tratar de los suelos finos.

Las arenas quedan clasificadas en cuatro grupos semejantes a los anteriores.

5.5.3. ­Arenas bien graduadas (Ab).

Contienen menos del 5% de finos y satisfacen los siguientes requisitos de uniformidad:

Cu > 6

1 < Cu < 3

5.5.4. ­Arenas mal graduadas (Am).

El mismo contenido de finos que el anterior, pero con los siguientes requisitos de graduación:

Cu < 6 Cu < 1; o Cc > 3

5.5.5. ­Arenas limosas (AL).

Mas del 12% de finos no plásticos.

5.5.6. ­Arenas Arcillosas (AB).

Más del 12% de finos plásticos.

Tanto en las gravas como en las arenas, aquellos materiales cuyo contenido de finos esta entre 5% y 12% se identifican con un símbolo doble, separado por un guión. Ejemplo: grava que contiene 8% de finos no plásticos y su curva granulométrica es suave. Su símbolo (Gb­GL).

También pueden presentarse casos en que la plasticidad de los finos sea intermedia y el contenido mayor de 12%, empleándose para estos casos el símbolo doble. Ejemplo: arena con 205 de finos de plasticidad media (AL­AB).

Los suelos finos se subdividen, según sus características de plasticidad, en dos grupos:

Suelos de baja plasticidad y de alta plasticidad, aceptando como frontera arbitraria entre los dos grupos un LL= 50%; los del primer grupo son aquellos que exhiben un limite liquido menor. En las construcciones de presas de tierra, la plasticidad de los suelos finos esta asociada con su compresibilidad, después de haber sido compactada en el terraplén.

5.6. ­ CLASIFICACION DE MATERIALES FINOS.

Los materiales finos de baja plasticidad son de compresibilidad baja y se clasifican en los tres siguientes tipos:

5.6.1. ­Limos de baja compresibilidad (lp).

Formados por partículas minerales cuyas características de plasticidad, representadas en las cartas de plasticidad descrita anteriormente (figura 22), dan puntos localizados debajo de la línea “A” y a la izquierda de la línea “B”.

Los materiales finos de baja plasticidad son de compresibilidad baja y se clasifican en los tres siguientes tipos:

5.6.2. ­Arcillas de baja compresibilidad (bp).

Suelos minerales cuyas características de plasticidad dan puntos arriba de la línea “A” y a la izquierda de la “B”.

5.6.3. ­Suelos orgánicos de baja compresibilidad (Op).

Limos o arcillas minerales, con alto contenido de humus y dan puntos bajo de la línea “A” y a la izquierda de la “B”.

Entre los suelos altamente compresibles se distinguen tres tipos:

5.6.4. ­Limos de alta compresibilidad (Lc).

Son suelos minerales cuyas características de plasticidad quedan representadas por puntos bajos de la línea “A” y a la derecha de la “B”

5.6.5. ­Arcillas altamente compresibles (Bc). Arcillas inorgánicas, con alto contenido de coloides, que dan puntos arriba de la línea “A” y a la derecha de la “B”.

5.6.6. ­Suelos orgánicos altamente compresibles (Oc).

Limos o arcillas minerales que contienen una fuerte cantidad de humus orgánico y sus características de plasticidad se representan por puntos debajo de la línea “A” y a la derecha de la “B”.

Un grupo independiente en este sistema de clasificación lo constituyen los suelos denominados "turbas"” que están formados predominantemente por materia orgánica descompuesta o en proceso de descomposición.

Se caracterizan por su color oscuro, bajo peso, gran compresibilidad

y baja resistencia.

La distinción entre los diversos tipos de suelos finos en el campo se basa en tres pruebas muy sencillas, cuyos principios se comprenderán mejor después de describir las propiedades físicas inherentes a cada fracción del suelo.

En la construcción de presas de tierra se emplean materiales aun mas gruesos que las gravas; dichos materiales son por lo general depositados por las corrientes de los ríos y afectan normalmente formas redondeadas, a lo cual deben el nombre de “boleos” o “cantos rodados”.

Los rellenos formados por fragmentos de roca, obtenidos de la explotación de una pedrera, constituye otro de los materiales de uso frecuente; tales rellenos se denominan “enrocamientos”.

5.7. ­PRUEBAS MANUALES PARA IDENTIFICAR SUELOS FINOS EN EL CAMPO

Movilidad de agua. Después de quitar las partículas gruesas, mayores que la malla numero 40, prepárese una pastilla de suelo húmedo, de un volumen aproximadamente igual a 10 cm³; si es necesario, añada suficiente agua para dejar el suelo blando, pero no pegajoso.

Colóquese la pastilla en la palma de la mano y agítese horizontalmente, golpéese vigorosamente con la otra mano varias veces. Una reacción positiva consiste en que la superficie de la pastilla aparece con agua, adquiriendo una apariencia lustrosa como de hígado. Cuando la pastilla se aprieta entre los dedos desaparecen de la superficie el agua y el lustre, el suelo se vuelve tieso y finalmente se agrieta o se desmorona. La rigidez con la que aparece el agua en la superficie al agitar y desaparece al apretar sirve para identificar la clase de fines del suelo.

Las arenas muy finas dan una reacción más rápida y distintiva, mientras que las arcillas plásticas no muestran reacción. Los limos inorgánicos tales como el polvo de roca dan una reacción moderada.

5.7.1. ­Resistencia del suelo seco.

Después de eliminar las partículas de tamaño mayor que el de la malla numero 40, moldéese una pastilla de suelo hasta alcanzar la consistencia de una macilla, añadiendo agua si es necesario. Séquese la pastilla completamente al horno, al sol o al aire, y pruébese su resistencia al esfuerzo cortante rompiéndola entre los dedos.

Esta resistencia es una medida del carácter y que cantidad de

fracción coloidal que contiene el suelo, pues aumenta con su plasticidad. Una alta resistencia en seco es característica de las arcillas del grupo B.

Un limo inorgánico típico exhibe resistencia muy baja, al igual que las arenas finas limosas, pero puede distinguírsele por la sensación al tacto del material pulverizado; la arena fina se siente granulosa, mientras que el limo da una sensación suave de harina.

5.7.2. ­Tenacidad.

Después de eliminadas las partículas retenidas en la malla número 40, moldéese un espécimen de 10 cm3, hasta alcanzar la consistencia de macilla. Si esta muy seco deberá de agregarse agua, y si esta muy húmedo se extiende en una capa delgada que permite la perdida de humedad por evaporación. Amásese entre las manos o sobre una superficie lisa, haciendo una barrita de 3 mm. De diámetro, hasta que dicha barra se vuelva quebradiza, es decir, hasta alcanzar él

5.7.3. ­Limite plástico.

En estas condiciones se juntan los pedazos de la barrita y se amasan entre los dedos formando una bola. La preponderancia de fracción arcillosa de un suelo se identifica por la mayor o menor tenacidad de la barrita al acercarse al limite plástico y por la rigidez de la bolita la aplastarla entre los dedos. La debilidad de la barrita en el limite plástico y la baja tenacidad de la bola indican la presencia de arcilla inorgánica de baja plasticidad, tales como las del caolín, o de arcillas orgánicas que caen bajo la línea "A". Las arcillas altamente inorgánicas se sienten débiles y esponjosas al tacto en el límite plástico.

6. ­CAPITULO VI

ANALISIS DE ESTABILIDAD DE TALUDES

6.1. ­ CAUSAS DE FALLA EN PRESAS DE TIERRA Y ENROCAMIENTO.

Puesto que las normas de diseño moderno de las presas de tierra se basan, por una parte en el conocimiento de las propiedades mecánicas de los materiales que integran a la sección, y por la otra en el estudio de los fenómenos que han sido responsables de las fallas ocurridas en el pasado.

Simultáneamente se irán describiendo los fenómenos que involucra cada tipo de falla y aquellas propiedades de los suelos que están íntimamente relacionados con ella.

Se conocen como causas de falla más frecuentes las siguientes:

1. Tubificación 2. Agrietamiento 3. Licuación 4. Deslizamiento de taludes

6.2. –TUBIFICACION.

Al almacenarse el agua tras de una presa de tierra una parte de dicha agua comienza a filtrarse a través del cuerpo de la presa o de su cimentación, siguiendo trayectoria que se inician en el lado de aguas arriba, y terminan, lógicamente en el de aguas abajo como lo ilustra esquemáticamente la Figs. 24, 25, 26, y por lo tanto el gasto de la filtración a través de la presa o la cimentación depende principalmente de la habilidad que los suelos que intervienen en ellas tengan para permitir el paso del agua; esta habilidad es conocida como permeabilidad.

En algunos casos, la velocidad del agua a la salida de las filtraciones en el lado de aguas abajo llega a ser suficiente para provocar en esta parte de arrastre de las partículas de suelo, iniciando así la formación de un ducto o tubo que progresa aguas arriba, hasta que alcanza a establecer la comunicación hacia ambos lados de la presa; al entrar el agua y empezar a fluir a través de este tubo provoca el arrastre del material de sus paredes, ampliando considerablemente la sección del tubo. El trabajo erosivo del agua progresa rápidamente, pudiendo llegar a provocar la falla completa de la presa. Las fallas producidas a consecuencia de este fenómeno se han denominado “fallas por tubificación”.

A continuación se presenta el desarrollo de la tubificación en una presa de tierra.

N.A.M.E

Fig.24. ­ Filtraciones

N.A.M.E

Fig. 25. ­ Iniciación del tubo.

N.A.M.E

Fig. 26. ­ Tubificación completa

En algunos casos la formación del ducto o tubo se ha iniciado a través de la unión del terraplén de la presa con estructuras echas con materiales, tales como muros de contención o conductos de obras de toma que atraviesan el cuerpo de la presa. Los movimientos por asentamientos del terraplén, que ocurren posteriormente a la construcción llegan a provocar la separación entre la tierra y el elemento rígido de mampostería o concreto, dando así lugar a que se inicie allí la formación del tubo.

La experiencia ha mostrado que no todos los suelos son igualmente susceptibles a los daños causados por la tubificación, esto depende de la adherencia que exista entre las partículas que constituyen al suelo, y por el tamaño y peso de cada partícula, así las arcillas de alta plasticidad, cuyas partículas se encuentran unidas por fuerzas de tipo molecular ejercidas a través de las partículas de agua y los iones adheridos a los coloides, son pocos susceptibles a la tubificación. Las gravas y los cantos rodados y los enrocamientos están formados por granos de gran tamaño, no pueden ser fácilmente arrastrados por el agua a menos que esta fluya con gran velocidad. En cambio aquellos suelos formados por granos pequeños, de poco peso pero que carecen de coherencia, como ocurre en las arenas finas y los limos de baja plasticidad o mezclas de ambos, ofrecen la mínima resistencia a la erosión, y por consiguiente la máxima susceptibilidad a la falla por tubificación.

6.2.1. – Medidas para evitar la tubificación.

Puesto que el fenómeno de la tubificación se inicia con el arrastre de material en el lado de aguas abajo, donde la velocidad de salida de las filtraciones es mayor, todas las medidas tendientes a evitar el fenómeno se concretan en controlar el arrastre de material en el lado de aguas abajo, mediante el empleo de filtros, construidos por materiales permeables de buena graduación, cuya granulometría está condicionada al material que se pretende proteger.

1. Sección homogénea sobre cimentación impermeable.­ En una presa de sección homogénea desplantada sobre una cimentación impermeable, las filtraciones emergen arriba del pie del talud de aguas abajo y el agua escurre sobre el talud, lo cual origina arrastres de material en aquellos sitios en los que, a causa de la homogeneidad propia del material que constituye la cortina, el flujo se concentra. Para evitar este problema se recurre a la instalación de un filtro que puede ser de dos formas: filtro en delantal ilustrado en la fig. 27 (a), con un espesor de 2 a 3 m., o un filtro en talud que se muestra en la fig. 27 (b). En ambos casos de obtiene el abatimiento de la línea de saturación y las filtraciones salen a través del filtro, de tal manera controladas que se evitan sus efectos constructivos.

2. Cimentación permeable.­ Cuando la presa está desplantada sobre depósitos aluviales de lata permeabilidad y la sección es de tipo flotante, es decir, no existe ningún elemento impermeable que intercepte las filtraciones a través de la cimentación, según se ilustra en las secciones (c), y (d) en la fig. 27. Se requiere de un filtro en ángulo que permita controlar el flujo, tanto a través del corazón impermeable como de la cimentación. La sección horizontal del filtro en ángulo constituye, en estos caso la parte más importante del filtro, y debe ser cuidadosamente diseñada y construida.

3. Secciones mixtas con trinchera impermeable.­ Cuando los depósitos aluviales permeables son interceptados por una trinchera impermeable como se muestra en la fig. 25 (c), debe colocarse un filtro que proteja a los taludes de aguas abajo del corazón impermeable y de la trinchera. El filtro de la trinchera podrá suprimirse en aquellos casos en que el material del depósito aluvial satisfaga los requisitos de un buen filtro.

N.A.M.E

Impermeable

Poco permeable Filtro en delantal

(a).

N.A.M.E No espuesto a saturación

Semi­permeable o impermeable

Filtro en ángulo

Permeable

Poco permeable

(c).

N.A.M.E

Impermeable

Filtro en talud o al pie Poco permeable

(b).

N.A.M.E

Poco permeable Permeable Permeable

Filtro

No expuesta a saturación

Impermeable (e) (e).

N.A.M.E

Permeable

Poco permeable

Material pesado, cualquiera

No expuesto a saturación

(d).

Fig. 27. ­ Colocación de filtros en el lado de aguas abajo para evitar tubificaciones.

6.3. – FALLAS POR AGRIETAMIENTO.

Después de construida una presa de tierra, se producen asentamientos de la corona que varían de magnitud a lo largo del eje de la presa, alcanzando sus valores máximos, generalmente hacia la sección de mayor altura; aunque, en otras ocasiones los máximos asentamientos se presentan en zonas de menor altura, donde la cimentación esta formada por materiales de alta compresibilidad.

La magnitud de los asentamientos posteriores a la construcción pueden variar notablemente de una presa a otra, dependiendo, por una parte, del tipo de suelos que la forman de la compacidad y grado de saturación con la que hayan sido colocados en el terraplén durante la construcción, y por la otra, de la compresibilidad y espesor de los suelos en que este apoyada. En algunos casos el asentamiento se desarrolla en un tiempo relativamente corto, durante el primer llenado del vaso, en cuanto los materiales de la presa entran en contacto con el agua; en otras es un proceso lento, que toma algunos años. Cuando los asentamientos de la corona llegan a ser muy diferentes de un punto a otro, se generan tensiones en el cuerpo de la presa, que producen grietas. Si estas grietas son transversales al eje de la cortina y se presentan cuando el vaso esta lleno, el agua, al escurrir en ellas las amplia por erosión de sus paredes y acaba de destruir, parcial o totalmente la presa. El proceso destructivo puede durar algunas horas o varios días, dependiendo de la susceptibilidad de los materiales a la erosión.

La observación del comportamiento de varias presas, reportado por Sherard, y de algunas presas mexicanas, ha demostrado que mientras que algunos suelos que son capaces de tolerar grandes asentamientos diferenciales de la corona y la susceptibilidad de los materiales al agrietamiento. El primero esta íntimamente ligado a la compresibilidad de los suelos y el segundo a su plasticidad.

Cabe agregar que este tipo de problema es más agudo cuando la presa está construida en una boquilla con laderas fuertemente escarpadas o con cambios bruscos de pendiente, ya que esta situación favorece notablemente el desarrollo de asentamientos diferenciales a lo largo del eje de la cortina.

La Fig. 28. ilustra esquemáticamente este tipo de fenómeno, mostrando con línea punteada la posición de la corona del terraplén después de producido el asentamiento, así como la posición aproximada de las grietas transversales.

GRIETAS TRANSVERSALES

ASENTAMIENTO

CAMBIOS BRUSCOS

DE ALTURA DEL TERRAPLEN

CIMENTACION COMPRESIBLE

Fig. 28. – Agrietamiento transversal causado por asentamientos diferenciales de la cortina

6.3.1. – Medidas preventivas para evitar la falla por agrietamiento.

Puesto que el fenómeno de agrietamiento tiene su origen en la producción de asentamientos diferenciales, es evidente que las medidas que se tomen contra falla de esta clase están enfocadas principalmente hacia la reducción de dichos asentamientos. Pero, por otra parte, no siempre es posible reducir los asentamientos en forma importante. Se requiere entonces otro tipo de medidas precautorias para evitar sus consecuencias.

La experiencia obtenida mediante la observación de agrietamientos producidos por varias presas ha permitido concluir que los suelos tienen un grado diferente de susceptibilidad al agrietamiento y que esta susceptibilidad es menor a medida que el suelo es más plástico. La mayor susceptibilidad corresponde a las arenas finas o a los limos arenosos de plasticidad baja o nula cuyo índice de plasticidad es menor a 1.5, y la mínima a las arcillas de alta plasticidad, las cuales son capaces de adaptarse a fuertes deformaciones, cuando su contenido de aguas al colocarlas en el terraplén se encuentra en la vecindad del limite plástico.

Las condiciones anteriores conducen a adoptar las siguientes normas para prevenir las fallas por agrietamiento.

1. Es conveniente colocar los materiales de la zona impermeable con el máximo peso volumétrico que permita el equipo de compactación, dentro de límites económicos. De este modo se logra reducir la compresibilidad de los suelos y por consiguiente los asentamientos por compresión del terraplén.

2. El grado de saturación que se obtenga al colocar los suelos impermeables influye notablemente en la proporción del asentamiento que ocurre durante la construcción, con respecto al asentamiento total originado por compresión del terraplén. Es conveniente por este motivo, lograr un bajo grado de saturación del material colocado, sin que esté sea menor que el que podría causar asentamiento brusco por saturación posterior, al llenarse el almacenamiento.

Si en la cimentación de la presa existen suelos finos, compresibles y se prevé que está sufrirá asentamientos diferenciales posteriores a la terminación, por consolidación de la cimentación, puede ser conveniente colocar los materiales impermeables con un alto contenido de humedad, para lograr una mayor adaptabilidad de estos a las deformaciones diferenciales.

Por otra parte, reduciendo simultáneamente el peso volumétrico, puede alcanzarse un grado de saturación suficientemente bajo para que los asentamientos propios del terraplén, ocurran, durante la construcción.

3. La practica de colocar zonas de filtro, formadas por arenas y gravas de buena graduación sobre ambos taludes del corazón impermeable, es muy recomendable para evitar la erosión de las paredes de la grieta, en caso de que esta se produzca, ya que, al fluir el agua a través de ella arrastra el material del filtro de aguas arriba, el cual se retiene en el de aguas abajo, evitando así altas velocidades del agua, al rellenarse la grieta con el material permeable. La instalación de filtros con espesor mínimo de 3 m., es particularmente importante cuando existe la posibilidad de asentamientos diferenciales posterior a la construcción, por la presencia de suelos finos compresibles en la cimentación, especialmente si la presa esta formada con materiales de baja plasticidad, muy susceptibles al agrietamiento. No es recomendable construir presas de sección homogénea con suelos de alta susceptibilidad al agrietamiento, cimentadas sobre suelos compresibles, si no se dispone de filtros protectores.

4. ­Las cimentaciones constituidas por depósitos finos, no cohesivos, en estado suelto y parcialmente saturado, (arenas finas limosas y limos, de terrazas aluviales o depósitos eólicos) son fuente importante de asentamientos diferenciales bruscos durante el primer llenado de la presa. Este fenómeno puede evitarse o disminuirse de manera notable saturando los materiales de la cimentación antes de construir, de modo que la mayor parte del asentamiento tenga lugar durante la construcción. La saturación debe mantenerse en todo el periodo constructivo.

6.4. ­ FALLAS POR LICUACIÒN

A diferencia por la falla de deslizamiento, en la que el talud se desplaza como un cuerpo más ó menos rígido, a lo largo de una superficie, sea ésta una curva continua, una plana ó la combinación de ambas, y moviéndose una distancia relativamente corta, la llamada falla por flujo se presenta extendiéndose el material sobre un área grande y adoptando finalmente taludes irregulares que llegan a tener pendientes mayores de 10:1, ó casi horizontales en ocasiones; el material se comporta temporalmente como un líquido. Tal comportamiento es típico de materiales finos, no cohesivos, de estructura suelta y saturados; en esta categoría caen las arenas finas, uniformes, los limos no plásticos ó de plasticidad baja y las mezclas de ambos.

Las arenas cuyos diámetros efectivos, D10 es menor de 0.1 milímetros y coeficiente de uniformidad menor de 5, y los limos que tienen un índice de plasticidad menor de 6, constituyen suelos sumamente peligrosos cuando forman parte de la cortina ó la cimentación de una presa de tierra. Es importante agregar que este tipo de falla está frecuentemente asociado a las acciones de esfuerzos repentinos, como temblores, explosiones ó movimiento rápido de alguna zona de la cimentación.

Aun cuando la falla por flujo ha sido poco frecuente en los últimos años, probablemente a consecuencia del mejoramiento de las técnicas y el equipo para compactar los terraplenes, su estudio sigue siendo importante para prevenirla, cuando es inevitable emplear en la cimentación ó en el cuerpo de la presa materiales susceptibles a este tipo de falla.

La falla por flujo tiene su origen en el fenómeno de la licuación, en el cual puede describirse como la pérdida total de la resistencia al corte, a consecuencia del dislocamiento brusco de la estructura granular suelta, bajo la acción de esfuerzos cortantes impuestos cuando el material está saturado; dicho dislocamiento da lugar a la formación de una suspensión concentrada de suelo en agua, que carece temporalmente de resistencia.

El mecanismo de este fenómeno se entiende mejor estudiando el comportamiento de las arenas finas y uniformes bajo la acción de los esfuerzos cortantes en una cámara triaxial. No obstante que todos los intentos hechos hasta el presente para reproducir el fenómeno en este tipo de aparato han fracasado, la observación de las deformaciones volumétricas de los especimenes de suelos son de utilidad.

Al someter un espécimen de arena suelta, con su máxima relación de vacíos y saturada, a una prueba triaxial lenta, se observa que, al aplicar la presión confinante de la cámara el suelo se comprime, expulsando el agua hasta quedar totalmente consolidado bajo esa presión; al iniciar la aplicación de la carga axial, en incrementos, se observa que, con cada incremento de esta, el volumen del espécimen se reduce en decrementos correspondientes, hasta alcanzar la falla; en cambio si se trata de una probeta compactada previamente hasta su mínima relación de vacíos, se notara una ligera compresión bajo la presión de la cámara; pero durante el proceso de falla por corte, el volumen del suelo aumenta.

Existe un valor intermedio de la relación de vacíos llamado “relación de vacíos crítica” para el cual la deformación volumétrica del espécimen es nula.

El valor de “ ecr“ para una misma arena no es constante si no que depende de la presión confinante, disminuyendo a medida que ésta aumenta. Este comportamiento sugiere que, si se tiene una gran masa de arena fina ó limo, de estructura suelta y saturado, la aplicación de esfuerzos cortantes repentinos producirá una tendencia a disminuir su volumen pero, en presencia de agua, esa tendencia se traducirá en un rápido incremento de la presión de poro y la consiguiente disminución de la presión efectiva; si el aumento de la primera es suficientemente grande para anular a la segunda, las partículas de suelo quedarán en suspensión temporalmente, hasta en tanto no se disipe suficientemente la presión de poro para volver a poner las partículas en contacto. Sobre la base de este mecanismo, se concluye que, si la relación de vacíos natural es suficientemente baja, esta tendencia a la licuación no existe, ya que cualquier esfuerzo cortante que se aplique a la masa de suelo compacto producirá una tendencia a expandirse y una presión de poro negativa, que aumenta temporalmente la resistencia al corte. Por otra parte, a medida que la relación de vacíos natural va siendo menor que la que corresponde al estado más suelto, el grado de riesgo va disminuyendo es decir, se requieren deformaciones cada vez mayores para producir la licuación. La condición a partir de la cual no existe riesgo es actualmente impredecible sobre la base de ensayes de laboratorio.

Sin embargo, sobre la base de la experiencia obtenida a través de la observación de fallas de este tipo ocurridas en el campo, se sabe que se muy poco probable que se produzca la licuación en arenas cuya compacidad relativa sea mayor de 50 %; de aquí que, para los materiales granulares, se especifique colocarlos en el terraplén con una compacidad relativa mayor ó igual a 70 % , la cual se logra, con cierta facilidad, mediante el empleo de rodillos vibratorios, del tipo neumático ó liso, ó bien con el simple paso de un tractor de orugas pesado, transitado a alta velocidad sobre capas de 15 a 20 cm. de espesor.

Durante algunos años se pensó que el riesgo de licuación de una masa de arena podía considerarse nulo, si su relación de vacíos natural era menor que la crítica; pero en la actualidad se sabe que este criterio no siempre garantiza buenos resultados. Por tal razón, el diseñador debe decidir sobre este particular, basándose en la experiencia reportada por varios investigadores, que el Dr. A. Casagrande resume en su articulo “Notas sobre diseño de presas de tierra” del cual se transcriben los siguientes párrafos:

“Basado en los estudios del deslizamiento de la presa Forre Peck, de los deslizamientos por flujo en la provincia de Zeeland, Holanda, y de los resientes deslizamientos de los bordos del río Mississipi, considero que las siguientes conclusiones son evidentes”.

1.­ La porosidad de las arenas finas de depósitos fluviales pueden variar considerablemente dentro del mismo estrato, encontrándose desde la arena suelta, susceptible de licuarse, hasta la arena de mediana compacidad que no se licua con ninguna perturbación.

2.­ No hay un límite preciso entre los rangos de porosidad para los cuales una arena es ó no susceptible de licuarse. Parece que hay un rango de porosidad dentro del cual el grado de sensitividad de una arena a la licuación aumenta gradualmente de no sensitiva a extremadamente sensitiva. La sensitividad puede tal vez expresarse mejor por la magnitud de la deformación unitaria necesaria para transmitir la mayor parte de los esfuerzos efectivos de los granos al agua. Las arenas finas, uniformes, saturadas y en estado muy suelto, así como los depósitos de polvo de roca (limos no plásticos), puede licuarse a consecuencia de un golpe ó una vibración, que producen una deformación muy pequeña. Sin embargo las arenas de río sueltas, que son potencialmente susceptibles a la licuación, parece que requieren fuertes deformaciones para que su resistencia disminuya al grado de producir el deslizamiento.

3.­ La rapidez con que se licua una masa de arena depende de la manera como se desarrollen las deformaciones en su interior. Si las deformaciones afectan simultáneamente a un gran volumen de arena, el deslizamiento ocurrirá rápidamente y terminará en unos cuantos minutos; pero si las deformaciones críticas se desarrollan paulatinamente, de manera que en un momento dado, solamente un pequeño volumen de arena esta licuado, el deslizamiento progresará lentamente, y puede continuar por varias horas, dependiendo de la masa total afectada”

“En la tabla I, se tiene una clasificación de la sensibilidad de los suelos a la licuación, y se han incluido algunas informaciones pertinentes para ilustrar los tres tipos. Enseguida se presenta un estudio complementario de los deslizamientos mencionados, con objeto de exponer las diferentes características de cada uno de ellos”.

Sensitividad de los suelos a la

licuación

Suelos que pueden ser

afectados por el tipo de falla indicado.

Carácter de la deformación

necesaria para iniciar el flujo.

Carácter y rapidez de la falla por flujo.

Ejemplos de falla por flujo.

ALTA SENSITIVIDAD

TIPO “A”

Arena en condición muy suelta; polvo de roca. (Limo).

Pequeñas deformaciones, tales como las producidas por sismo o explosión, que afectan una gran masa.

Flujo rápido. (Unos minutos).

Fallas de terraplenes de ferrocarril. En Holanda (1918); flujos de limos en las montañas Laurentian.

BAJA SENSITIVIDAD

TIPO “B”

Arenas de río; polvo de roca. (Limo).

Grandes deformaciones* que afectan a toda una gran masa; ejemplo: falla de un estrato de arcilla transmitida a la arena superior.

Flujo rápido. (Unos minutos).

Presa de Fort Peck; arenas de río en la cimentación y arenas de relleno hidráulico en el cuerpo de la presa.

BAJA SENSITIVIDAD

TIPO ”C”

Arenas de río; polvo de roca; limos y arcillas estratificadas; arcillas muy sensibles al remoldeo.

Grandes deformaciones creadas progresivamente.

Licuación progresiva hasta varias horas de duración dependiendo de la masa afectada.

Falla de los bordos del Mississippi; fallas en Holanda; fallas en limos y arcillas estratificadas en excavaciones .

*Las presiones de poro intrusivas creadas, por ejemplo, en una arcilla estratificada, pueden inducir grandes deformaciones; sin embargo, estas presiones intrusivas son solamente causa indirecta de la licuación de las capas del limo, o de las arcillas supersensitivas.

Tabla. I. – Fallas por flujo de Material.

“Durante la construcción de la presa Fort Peck, la insuficiente resistencia de la pizarra produjo deformaciones en el estrato de arena de la cimentación que se encuentra sobre la pizarra; las deformaciones se transmitieron a una parte de la sección de aguas arriba, formada por arena colocada hidráulicamente. Desde varios días antes de la falla, las cuadrillas de mantenimiento observaron movimientos de las vías que se encontraban dentro del área de talud de aguas arriba, que falló. Estas deformaciones, probablemente, transmitieron parte de los esfuerzos intergranulares al agua de los poros, ocasionando así una perdida de resistencia al esfuerzo cortante dentro de la porción afectada de la cortina y en el estrato de área subyacente. Esto a su vez aumentó los esfuerzos cortantes dentro de la cimentación, y la combinación de ambos efectos hizo fallar las capas de bentonita que se encuentran dentro de la pizarra, produciéndose finalmente la licuación de una gran masa de arena saturada de la cortina y de la cimentación. Se considera que la arena sufrió una fuerte deformación antes de la licuación, y que si la roca subyacente hubiera sido suficientemente resistente para soportar los esfuerzos cortantes con una insignificante deformación, no se habría producido la licuación de la arena.

Por otra parte se cree que si la arena hubiese estado en una condición suficientemente densa para garantizar seguridad contra licuación, la falla local de la pizarra no se habría traducido en una falla catastrófica de una gran parte de la presa.”

Los puntos de vista de 1950 se resumen como sigue: Los depósitos de arena fina uniforme son susceptibles de licuarse, pero solamente si se les somete a grandes deformaciones como las que resultan del aumento de la inclinación de los taludes, ó de la falla de estratos subyacentes débiles. Esta conclusión es muy importante, particularmente en el diseño de presas de tierra sobre cimentaciones construidas por arenas de ríos.

En cuanto al comportamiento de los limos gruesos y uniformes, puede decirse que la susceptibilidad a licuarse disminuye también a medida que su compacidad aumenta; sin embargo, grandes fallas por flujo han ocurrido en el sur de Chile, en limos glacio­lacustres, consolidados y confinados por una carga de 80 m. de relleno, a consecuencia de un sismo de gran intensidad y larga duración.

Por otra parte, observando el comportamiento de 115 presas de tierra construidas en México por la S.R.H., en las cuales se ha empleado una gran diversidad de materiales, incluyendo algunos que se consideran de alta susceptibilidad a la licuación, se concluye que, la buena compactación de los materiales es un medio eficaz para disminuir el riego, ya que no se ha presentado ninguna falla de este tipo. No obstante, cabe aclarar que, en la mayoría de los casos en que intervinieron estos

materiales, se les empleó en un corazón impermeable, relativamente angosto (taludes de 0.75:1 ó menores), y protegido por importantes respaldos de enrocamiento u otros materiales permeables, capaces de garantizar la estabilidad de la presa en caso de licuación.

Existen algunos casos en los que la presa descansa sobre depósitos de arena fina ó limos, de baja compacidad, en los que, a pesar de haber ocurrido asentamientos bruscos y agrietamientos durante el primer llenado, no se ha presentado falla por flujo.

6.4.1. – Recomendaciones para prevenir la falla por flujo

Sobre la base de la discusión precedente, se pueden establecer las siguientes normas para prevenir la falla de una presa de tierra a consecuencia de la licuación de los materiales que en ella intervienen:

1. Los suelos exhiben una diferente susceptibilidad a la licuación; corresponde la máxima a los limos gruesos y a las arenas finas, uniformes y de granos redondeados; las arenas gruesas y las gravas, por una parte, y la arcillas de mediana y alta plasticidad, por la otra no son susceptibles de licuarse, excepto cuando se trata de depósitos naturales de arcillas de muy alta sensitividad.

2. Todos los materiales de la cortina deben colocarse con una buena compactación; Ds = 95 %, del peso óptimo (norma S.R.H.), para los suelos impermeables ó semipermeables y compacidad relativa mínima de 70 %, para los materiales permeables.

3. En presas de sección homogénea no deberán emplearse suelos de alta susceptibilidad a la licuación, especialmente en sitios con cimentación blanda ó en zonas telúricas, hasta en tanto no se disponga de procedimientos dignos de confianza para predecir el grado de riesgo. Si no se dispone de otro material impermeable se le podrá emplear en un corazón esbelto, con taludes menores de 0.6:1 protegido por respaldos de grava y arena ó de enrocamiento y rezaga, con taludes exteriores de 2:1 ó mayores, para garantizar que los respaldos sean capaces de soportar el empuje hidrostático, en caso que el corazón se licue. El factor de seguridad puede estimarse con el método de Gilboy, para presas de relleno hidráulico.

4. Es admisible desplantar una presa de tierra sobre depósitos fluviales de arena fina, cuya compacidad relativa natural sea mayor de 50 % ó sobre limos compactos, siempre que no exista el riesgo de sismos ó mantos blandos en la cimentación. En caso contrario la compacidad de la arena no debe ser menos de 70 %. En zonas de fuerte sismicidad (temblores de intensidad 8, Mercalli modificada), las

cimentaciones que contengan depósitos de limo no plástico, aun cuando no sean compactos, constituyen un grave peligro al ser saturados; por lo que es preferible eliminarlos del sitio mediante excavación, si esto no es económicamente posible, es recomendable cambiar la presa a otro sitio más favorable.

5. Pueden emplearse materiales de alta susceptibilidad, sin confinamiento, en zonas de la cortina que no estén sujetas a saturación, pero debe prestarse especial atención al control de su compactación durante la construcción.

6.5. ­DESLIZAMIENTO DE TALUDES

Los taludes de una presa de tierra deben ser estables aun en las condiciones más desfavorables, de esfuerzos que puedan presentarse en la vida de la presa. Esta condición implica que los esfuerzos cortantes originados por el propio peso de la presa y las fuerzas de filtración no deben exceder a los esfuerzos cortantes que los materiales del terraplén y la cimentación sean capaces de soportar. Por el contrario, la resistencia al corte debe ser superior a los esfuerzos impuestos, con el fin de disponer de un margen de seguridad.

A continuación se exponen los métodos para determinar la resistencia de los suelos al esfuerzo cortante, y se hace mención de los distintos factores que influyen en esa propiedad mecánica.

6.5.1.­Resistencia al esfuerzo cortante

La oposición que ofrecen las partículas al desplazamiento relativo se denomina “resistencia al esfuerzo cortante”. Puesto que depende de interacción de unas sobre otras, la naturaleza de estas interacciones será la que determine la resistencia.

En los suelos granulares, constituidos principalmente por partículas microscópicas, la resistencia al esfuerzo cortante parece derivar, exclusivamente, de efectos de fricción entre los granos, mientras que, en aquellos en los que predomina la fricción coloidal, la resistencia depende de las fuerzas atractivas y repulsivas que se ejercen entre las mícelas.

De aquí la distinción básica entre los suelos “friccionantes” o “granulares” en estos se incluyen los enrocamientos, cantos rodados, boleos, gravas, arenas y limos no plásticos y suelos “cohesivos” o “coherentes” en estos las arcillas de alta plasticidad.

Un tercer grupo de suelos, en lo que se refiere a la naturaleza de su resistencia al esfuerzo cortante, es el denominado de los suelos “intermedios”, formado por mezclas de partículas granulares gruesas, finas y coloidales, en ellos, la resistencia al corte es una combinación de ambos efectos, dependiendo de las proporciones de los diversos constituyentes del suelo.

Para determinar la resistencia al esfuerzo cortante de los suelos existen diversos tipos de aparatos y se pueden agrupar en dos clases: los de “corte directo” y los de “compresión triaxial”.

En esta tesis nos limitaremos a mencionar el aparato de compresión triaxial, debido a que en la actualidad los de corte directo se emplean de forma muy restringida, porque en ellos no es posible gobernar a voluntad el efecto del agua en la resistencia de los suelos. Además se les atribuye el defecto de producir una falla progresiva en los especimenes dando por resultado que las deformaciones y los esfuerzos no sean uniformes a lo largo del plano de falla.

6.6. ­TIPOS DE PRUEBA

Una prueba de compresión triaxial puede considerarse de diferentes maneras:

6.6.1. ­ Compresión Triaxial

Una prueba de compresión triaxial se realiza envolviendo en una membrana impermeable M, un espécimen cilíndrico S, del suelo que se desea probar, cuyas bases quedan en contacto con cabezas sólidas B, provistas de piedras porosas F, que sirven de filtro, los filtros están conectados a tubos delgados provistos de válvulas V, que permiten gobernar la salida o entrada de agua al espécimen tales tubos de drenaje están conectados a una bureta graduada con la que se puede conocer el volumen de agua expulsada o absorbida por el suelo durante la prueba. La unión entre la membrana y las cabezas se ata con banda de hule para garantizar un sello hermético. Todo el conjunto queda encerrado en una cámara C que se conecta a un tanque de agua a presión. La tapa superior de la cámara es atravesada por un vástago delgado que pasa por un depósito de grasa a presión G, que evita las fugas de agua a lo largo de la pared del vástago y reduce un mínimo la fricción de éste contra la tapa.

6.6.2. ­Prueba rápida

Una vez montado el espécimen se aplica una presión al agua de la cámara, que se transmite hidrostáticamente al espécimen, actuando sobre la membrana y las cabezas. Las válvulas de drenaje se cierran antes de aplicar la presión al agua y, permaneciendo cerradas, se comienza a cargar axialmente a la probeta de suelo, desde el exterior de la cámara, aplicando al vástago una carga creciente P hasta alcanzar la falla, que se presenta generalmente, a lo largo de un plano inclinado.

6.6.3. ­Prueba consolidada­rápida:

Aquí se aplica la presión al agua de la cámara y se abren las válvulas de drenaje, permitiendo así que la presión de los fluidos de los poros, generada en el espécimen por el incremento de presión aplicada, se disipe completamente, es decir, se permite la consolidación total de la probeta de suelo bajo la presión hidrostática alicada exteriormente.

Mientras que en la prueba rápida el contenido de agua del espécimen de suelo permanece constante, en la consolidada ­ rápida cambia dicho contenido de agua porque se permite la salida de los fluidos ( agua, gases) durante el proceso de consolidación bajo la presión lateral.

6.6.4. ­Prueba lenta

Al igual que en la prueba anterior, en la lenta se permite la consolidación completa del suelo bajo la presión de la cámara, pero, las válvulas de drenaje no se cierran al aplicar la carga axial sobre el vástago. Además, la aplicación de dicha carga axial se hace en incrementos pequeños colocados a intervalos de tiempo suficientemente largos para garantizar que la presión de poro, generada por el incremento anterior se disipe completamente antes de aplicar el siguiente.

BURETA

P

Vástago

G

B

F

M

F

B

V

V

L1

C

Salida de aire

Agua a Presión

Fig. 29 .­ Esquema de una cámara de compresión triaxial.

6.7. ­ METODO SUECO PARA EL ANALISIS DE ESTABILIDAD DE TALUDES

El primer intento de analizar la estabilidad de los taludes de tierra se atribuye a Coulomb, en el año de 1773. Su método consistía en suponer que la falla de un talud ocurría por deslizamiento de la masa de suelo a lo largo de un plano inclinado, y analizaba el equilibrio de la cuña deslizante, considerando su peso y la resistencia al corte del material a lo largo del supuesto plano de falla.

Esta hipótesis prevaleció intacta hasta 1846, año en que Collin señalo que los taludes constituidos por suelos cohesivos deslizan a lo largo de superficies curvas, no obstante tal observación a la hipótesis de Coulomb no fue tomada en cuenta sino hasta 1916, en que K.E. Petterson volvió a insistir nuevamente en este hecho, estableciendo sobre la base de observaciones efectuadas en algunas fallas de taludes en suelos cohesivos, que la superficie real del desplazamiento puede substituirse, sin gran error, por una superficie cilíndrica.

Mas tarde en 1926 W. Fellenius condujo una serie de investigaciones en fallas de taludes, que le llevaron al desarrollo de un método para analizar la estabilidad, basado en la hipótesis de una superficie cilíndrica de falla. En la actualidad, el método de Fellenius, denominado también Método Sueco, constituye la base de los procedimientos modernos de análisis.

6.7.1. –Suelos cohesivos.

Los taludes en suelos homogéneos y puramente cohesivos son el caso más simple del método sueco.

Supóngase que desea conocer la posibilidad de que el talud en suelo homogéneo y cohesivo indicado en la fig. 1, deslice según la superficie cilíndrica de radio r y centro en O, considerando que el prisma deslizante, comprendido entre A, B, D, E y la curva, tenga un espesor igual a la unidad, y despreciando los esfuerzos tangenciales sobre sus caras paralelas, inducidos por las masas de suelo vecinas que deslizan junto con el prisma en cuestión; siendo W el peso del prisma deslizante y a su brazo de palanca con respecto al eje del cilindro, el momento motor que tiende a provocar el deslizamiento vale:

Wa Mm=

0

c

E

A

W

B

D

a

L

r

Fig. 30. ­ Método Sueco, aplicado al análisis de la estabilidad de un talud en suelo homogéneo y cohesivo puro ( S = C)

En material cohesivo, la resistencia es independiente de presión normal a la superficie de falla; por otra parte, suponiendo que el talud está a punto de deslizar y que el prisma deslizante se desplaza como cuerpo rígido, la deformación unitaria a lo largo de la superficie cilíndrica será constante y, por lo tanto, la resistencia del material desarrollada a lo largo del círculo también constante e igual a C. El momento resistente de las fuerzas que se oponen al deslizamiento valdrá entonces:

CLr Mr=

Donde: L = Longitud del arco del circulo r = radio

El factor de seguridad contra deslizamiento queda definido como la relación entre el momento resistente, que correspondería a la condición límite de equilibrio, y el momento motor:

Wa cLr

Mm Mr Fs = = ............................................ …. (1)

El análisis completo de un talud requiere calcular el factor de seguridad para varios círculos en distintas posiciones y con diferentes radios, para determinar el valor mínimo, correspondiente al círculo mas critico.

6.7.2. ­Suelos con fricción y cohesión.

En el caso más general la resistencia al corte de un suelo es una función de la presión normal a la superficie de falla, de la forma:

C n f S + = ) (σ ..............................................................(2)

En secciones verticales imaginarias, ó dovelas, como lo muestra la figura 30, el equilibrio de cada una de estas dovelas se analiza despreciando la interacción de unas dovelas sobre las otras; es decir, considerando que cada una de ellas se mueve independientemente de las demás.

0

1

2

4

5

6

7

8 9 10 11

Tai Wi

Tri Ni

Wi li

0

Fig. 31. ­ Método Sueco, aplicado al caso de material cohesivo y friccionante. Procedimiento de las dovelas

La fuerza tangencial resistente, Tri es una función de la presión efectiva normal ala superficie de falla. En el caso que no existan presiones de poro, derivadas ya sean de fuerzas de filtración ó de sobrecargas impuestas al terraplén de la presión ni en la base de la dovela puede suponerse uniformemente distribuida e igual a:

li Ni ni = σ

Este valor, substituido en la función dada por la ecuación 2, obtenida mediante pruebas de laboratorio, ejecutadas con el material del talud, proporciona el valor medio de la resistencia al corte, Si, desarrolla a lo largo de la base de la dovela, el cual, multiplicado por el área de dicha base da el valor de Tri.

Tomando momentos alrededor del punto “O” se anula el de la componente normal y queda:

TaiR Mmi = ................................................................... (3)

y TriR Mri = ............................................................. (4)

El factor de seguridad de esa dovela será:

Tai Tri FS = ………………………………………………………….(5)

Y el de toda la masa podrá expresarse por:

∑

∑ =

=

=

= = n i

i ai

n i

i ri

T

T FS

1

1 …………………………………………………(6)

Siendo “n” el número arbitrario de dovelas en que se divide el prisma. En el caso particular en que la resistencia está expresada por:

c n S + = φ σ tan …………………………………………………… (7)

Las fuerzas Tri valen:

Li c n Tri ) tan ( + = φ σ

Substituyendo esta ecuación en la (6) el factor de seguridad de la masa estará dado por:

Tai cL Ni FS

+ =

φ ……………………………………………………..(8)

Si el talud está sujeto a fuerzas de filtración ó a incrementos de carga que generen presiones en los fluidos de los poros, deberán tenerse en cuenta los valores de la presión de poro para determinar las fuerzas resistentes en función de los esfuerzos normales efectivos, n, de la ecuación (7), esa expresión se ha escrito también bajo la forma:

c U n S + − = φ σ tan ) (

Siendo, n y U el esfuerzo normal total y la presión de poro, respectivamente. De acuerdo con esta ultima expresión, la ecuación (8) puede escribirse en forma más general como sigue:

Tai cL U n S

+ − =

φ σ tan ) ( …………………………………………....(9)

Cuando se tienen filtraciones a través del talud, el valor de U1, para cada dovela, se obtiene trazando la red de flujo correspondiente y calculando con ella el valor de la presión de poro, U, en el punto de su base en que se descomponen las fuerzas actuantes; tomando éste como valor medio de la presión que actúa en la base de la dovela, la fuerza total de sub­presión, U1, vale:

uili U = 1 ……………………………………………………….(10)

El procedimiento de la dovelas puede resolverse también gráficamente aplicándolo a dovelas de ancho diferencial, elegidas en puntos convenientes a su largo de la superficie de falla expuesta, como se ilustra en la figura 3, considerando una dovela de ancho dx cuyo peso es dW, al descomponer este peso en una normal y otra tangencial a la superficie de falla, se obtienen las fuerzas dN y dT, que son las fuerzas actuantes normal y tangencial, respectivamente, en la base de la dovela; el factor de seguridad de esa dovela individual puede expresarse con la siguiente ecuación:

rdl cdl ndl FS ) tan ( 1

+ =

φ σ ………………………………………..(11)

En esta ecuación:

dl udl hdx

dl dN n − = = α γ cos ………………………………………… (12)

y también:

dl hdxsen

dl dT r α γ

= = ……………………………………….. (13)

Sustituyendo en la ecuación (11) se obtiene:

∞

+ − ∞ =

dx hsen cdl ud dx h FS

γ φ γ tan ) 1 cos ( 1 ……………………… (14)

El factor de seguridad total del prisma deslizante valdrá entonces:

∞

+ − ∞ =

∫ ∫ ∫

dx hsen

cL ud dx h FS X

o

x

o

γ

φ γ

0

1 tan ) 1 cos (

1 ……………….... (15)

En está ecuación puede observarse que cada una de las integrales de primer grado se pueden representar gráficamente por un área, la cual puede medirse con un planímetro, ó bien integrarse por elementos finitos.

Para resolver gráficamente la ecuación (15) se procede de acuerdo a la siguiente secuela:

1.­ Elíjase un número arbitrario de puntos a lo largo del probable círculo de falla, procurando escoger entre ellos, aquellas cuyas verticales pase por los puntos de cambio de pendiente en el talud ó por los puntos por donde cambia el material ó se intercepta a la línea de saturación, (fig. 3). Es conveniente elegir siempre el punto por donde pasa la vertical trazada por el centro del círculo de falla.

2.­ Por cada uno de los puntos elegidos trácese la vertical que intercepte al talud y al círculo, prolongándola hasta interceptar a una línea horizontal AB.

3.­ A escala, determínese la altura h de material comprendido entre el talud y el círculo de falla; para cada punto multiplíquese por el peso volumétrico para obtener el valor de h γ ; pudiendo ser h γ formado de varias partes cuando se interceptan diferentes materiales con distinto peso volumétrico. El valor final de h γ será la suma de los valores individuales de cada uno de los materiales interceptados en la línea vertical que pasa por el punto en cuestión. Llévese en cada punto del círculo, a una escala arbitrariamente elegida el valor de h γ correspondiente y descompóngase cada uno de estos vectores en una componente normal y otra tangencial al circulo, utilizando como guía el radio del círculo.

4.­ Teniendo a escala los valores h γ ∞ cos y h γ ∞ sen , represéntese gráficamente y a la misma escala sobre la línea horizontal AB, en la proyección del punto correspondiente. Uniendo todos los puntos así obtenidos con una curva se tendrán las integrales.

dx h ∞ cos γ e dx hsen∞ γ

De la ecuación (15). De igual manera puede hacerse un diagrama de las presiones de poro, calculadas para cada punto a partir de la línea de saturación, previo trazo de la red de flujo, y se tendrá el área que representa a la integral.

Que sustituye a: udx X

∫ 0

Sin gran error: udl ∫ 1

0

5.­ Mídase, con un planímetro, todas las áreas bajo cada una de las curvas y se obtendrán así los valores de las integrales de la ecuación (15). El término cL es el producto de la cohesión por la longitud total del arco de círculo, medida gráficamente sobre el dibujo. Substituyendo estos valores en (15) se tienen el valor del factor de seguridad para el círculo analizado. Este procedimiento gráfico es aún más rápido que el procedimiento de las dovelas y permite el ahorro de tiempo en la ejecución de los análisis de estabilidad cuando se requiere realizar un gran número de tanteos para diferentes condiciones de trabajo de una presa.

Existen otros procedimientos para calcular el factor de seguridad contra deslizamiento, basándose en el método sueco.

6.7.3. ­Observaciones del método sueco.

El método sueco de Fellenius está basado en las siguientes hipótesis simplificatorias:

1. ­ La superficie de falla es cilíndrica.

2. ­ El prisma deslizante se desplaza como cuerpo rígido, girando sobre el eje del cilindro.

3. ­ Cada dovela funciona independientemente de sus vecinas.

4. ­ El valor del factor de seguridad del conjunto de dovelas es el promedio de los valores de todas las dovelas.

Es conveniente hacer algunas observaciones acerca de estas hipótesis, a fin de establecer sus limitaciones y el criterio a seguir en aquellos casos en que difieren mucho de la realidad.

Respecto a la primera hipótesis, de superficie cilíndrica de falla, se puede decir que es aproximadamente correcta para la gran mayoría de los casos, cuando se trata con suelos homogéneos en los que, por lo menos una parte de la resistencia al corte se debe a la cohesión, sea ésta real ó aparente; pero cuando se tienen materiales cuya resistencia es exclusivamente friccionante, es fácil demostrar que la superficie más desfavorable está constituida por la propia superficie del talud. Tal es el caso de los taludes formados por arenas gruesas, gravas ó enrocamientos. El factor de seguridad para una masa de material de este tipo puede definirse mejor con la siguiente expresión:

∞ = tan tanφ FS ..........................................................................(16)

Siendo ø el ángulo de fricción interna del material y el ángulo de inclinación del talud, tal es el caso del talud de aguas debajo de una presa cuya sección ilustra la figura 4. Otra situación distinta ocurre en el talud aguas arriba de esta misma sección, que ésta provista de una pantalla impermeable de poco espesor formada por arcilla de alta plasticidad; la superficie de deslizamiento más probable es, en este caso, una superficie formada por una zona plana y otra curva, que puede considerarse cilíndrica, cuyo centro esta en la vertical que pasa por el punto A y B, el factor de seguridad puede expresarse aproximadamente, por la misma ecuación (9), con la salvedad de que las fuerzas tangenciales Ta1 y Tr1, del prisma 1, se supone actuando en el punto B y se desprecia el momento de la componente N1, respecto a O, por considerar que no contribuye al giro del prisma limitado por la superficie cilíndrica.

6.7.4. ­ Factor de seguridad.

Es interesante hacer notar que, no obstante que el método sueco muestra estas incongruencias, ha dado, hasta el presente, excelentes resultados en todos aquellos casos en que se le emplea con las restricciones propias de las imprecisiones que derivan de las hipótesis simplificatorias que es necesario hacer. Tales imprecisiones quedan involucradas en el factor de seguridad. El factor de seguridad originalmente sugerido por Fellenius tenia un valor de 1.5; este valor se ha conservado hasta el presente como un valor aceptable para el caso de estructuras permanentes, no obstante que en la actualidad la determinación de la resistencia al corte de los suelos se realiza con procedimientos más aproximados y bajo un conocimiento mejor de los factores que afectan a esa propiedad de los suelos, en comparación a la situación que prevalecía en el año de 1926 sobre este particular.

Para concluir esta discusión sobre el método sueco conviene agregar que la experiencia ha demostrado que, partiendo de una determinación de la resistencia al corte digna de confianza, el método sueco proporciona excelentes resultados, por lo que es recomendable su empleo mientras no se disponga de procedimientos que permitan conocer la distribución real de los esfuerzos dentro de la masa del talud.

Es por ello necesario estudiar con detenimiento las diferentes condiciones de trabajo a que están sometidos los materiales, a través de la vida de la presa, para correlacionarlas con los ensayes de laboratorio que representan cada una de ellas.

6.8. ­ CONDICIONES DE TRABAJO DE UNA PRESA DE TIERRA

Desde la iniciación de la construcción de una presa hasta cuando ésta se encuentra funcionando, con el agua a su máximo nivel en el almacenamiento, los materiales que la constituyen están sometidos a diferentes condiciones de esfuerzos que van cambiando a través del tiempo. Al colocar una capa de material en el terraplén durante la construcción, éste tiene una relación de vacíos y un cierto grado de saturación, generalmente menor de 100 %; a medida que la construcción prosigue, esa capa va recibiendo el peso de las capas superiores y, como consecuencia, el material que la constituye va sufriendo cambios en su volumen de vacíos y en el grado de saturación, durante todo el proceso de construcción de la cortina.

Los cambios de volumen a los que está expuesto un elemento de suelo, después de colocado, originan en él, presiones de poro, las cuales se van disipando en mayor ó menor grado, según la permeabilidad del propio material, las condiciones de drenaje que tenga dentro del terraplén y la rapidez con que se construya la presa. El valor inicial de la presión, de poro que se desarrolla durante la construcción está íntimamente ligado a las características de la compresibilidad del material y al grado de saturación con que se coloque, si se trata de materiales altamente permeables, las presiones de poro generadas durante la construcción se irán disipando tan rápidamente como ésta avanza; mientras que, si el material es de baja permeabilidad, la disipación de la presión de poro será considerablemente más lenta que el avance de la construcción; por lo tanto, puede decirse que al terminar de construir la presa, existirán presiones de poro más ó menos importantes dentro de las zonas impermeables y que, en las zonas permeables, por el contrario, las presiones de poro de construcción son nulas. Al llenarse la presa, el agua satura inmediatamente a los materiales permeables y, después de algún tiempo alcanza a saturar a los impermeables, cambiando con ello el valor de las presiones de poro que existieron durante la construcción; la estructura interna de los materiales que constituyen a la cortina quedará

entonces ajustada a un nuevo estado de esfuerzos y, por lo tanto, su resistencia al corte habrá evolucionado respecto a lo que tenia al terminarse la construcción.

Una nueva condición de esfuerzos se desarrolla cuando la presa se vacía en corto tiempo; las presiones de poro que existían cuando la presa estaba llena cambian nuevamente, produciendo alteración de los esfuerzos que actúan dentro del cuerpo de la cortina.

Se concluye entonces que la resistencia al corte de los materiales sufre una serie de cambios a través del tiempo, de acuerdo con la variación de los esfuerzos efectivos dentro de la masa; esas variaciones corresponden a distintos estados de consolidación de los materiales. Resulta evidente que cada una de esas condiciones representa un diferente valor del factor de seguridad contra deslizamiento. Pero es también obvio que no seria posible revisar la estabilidad para una infinidad de condiciones de consolidación a través de la vida de la presa, por lo cual se conviene en revisarla solamente para condiciones extremas de esfuerzos. Se aceptan comúnmente las siguientes condiciones extremas de trabajo:

6.8.1. ­ Condiciones iniciales.

Están representadas por la situación en que se encuentra la presa al terminar su construcción. Los materiales estarán entonces sujetos a compresión después de haber sido colocados con una cierta relación de vacíos y un grado de saturación inferior al 100 %. Si se trata del material del corazón impermeable, es aceptable suponer que no ha ocurrido disipación de la presión de poro generada durante la construcción; por lo tanto, si se desea analizar el comportamiento de este material ante una falla rápida, esas condiciones de esfuerzos se reproducen, aproximadamente, en el laboratorio, realizando pruebas triaxiales de tipo rápido en especimenes preparados con la misma relación de vacíos y el mismo grado de saturación correspondientes a las condiciones en que fue colocado el material en el terraplén. En los materiales permeables, por el contrario, las presiones de poro al finalizar la construcción son nulas; los esfuerzos que actúan entonces son soportados por la estructura granular del suelo; al sobrevenir una falla rápida, las presiones de poro que se generan por la acción de esfuerzos cortantes se disipan también rápidamente, gracias a la alta permeabilidad; por lo tanto, puede considerarse que esas condiciones de trabajo de los materiales permeables se producen en el laboratorio mediante una prueba triaxial lenta, en especimenes 100 % saturados, cuya relación de vacíos inicial corresponda a la colocación del material en el terraplén.

6.8.2. – Condiciones finales.

A través del tiempo, el grado de saturación de los materiales, tanto permeables como impermeables, se incrementa hasta alcanzar la saturación completa en el corazón impermeable y en el talud aguas arriba.

Al mismo tiempo, los materiales impermeables se van consolidando ó expandiendo bajo la acción de los nuevos esfuerzos impuestos por el peso propio del material y las fuerzas de filtración, hasta quedar totalmente consolidados bajo esas nuevas condiciones de esfuerzos. Los materiales impermeables se encuentran entonces saturados y ciento por ciento consolidados. Si se pretende analizar los efectos de una falla rápida por corte, las presiones de poro que se generan durante el proceso de falla estarán, aproximadamente, reproducidas en una prueba triaxial del tipo consolidada­rápida, efectuada con especimenes saturados, cuya relación de vacíos corresponda a la inicial que tenía el material al ser colocado en el terraplén.

Tratándose de arcilla, y especialmente de las de alta plasticidad, debe recordarse que sufrirán expansiones cuando las presiones a que estén sujetas en el terraplén sean pequeñas, tales expansiones harán que la resistencia al corte disminuya con el tiempo; de aquí que las presas de poca altura construidas con arcillas plásticas disminuyan su factor de seguridad contra deslizamientos a través de los años y que se hayan presentado deslizamientos de los taludes aun después de 15 a 20 años de construidas. En tales casos, es indispensable que en el laboratorio se permita que los especimenes de arcilla sometidos a bajas presiones (menores de 2 Kg/cm².), se expandan a través de una a dos semanas, antes de aplicarles la carga axial, pues el proceso expansivo es, frecuentemente, más lento que el de consolidación. En cuanto a los materiales permeables prevalece el mismo criterio que en el caso de las condiciones iniciales de trabajo.

En los materiales de permeabilidad intermedia se disipa una parte de la presión de poro que se genera durante la construcción; pero la proporción que guarda la presión disipada respecto ala presión de poro inicial, que no es sino el grado de consolidación que logra el material al finalizar la construcción, resulta prácticamente impredecible. De allí que, procediendo conservadoramente, se adopte para los materiales semipermeables el mismo criterio que para los impermeables, tanto para las condiciones iniciales como las finales.

6.8.3. ­ Condición de vaciado rápido.

Durante la época seca del año las extracciones de la presa son mayores que las entradas, produciéndose el descenso en el nivel del agua en el almacenamiento. Al descender dicho nivel, las zonas impermeables y semipermeables de la presa quedan saturadas y se inicia dentro de ellas un flujo descendente del agua, que puede representarse por una red de flujo. Esta nueva condición de flujo crea en la presa nuevas condiciones de esfuerzos que deben ser analizadas.

Se han presentado fallas a consecuencia de los efectos del vaciado rápido, muy especialmente en el talud de aguas arriba. El criterio a seguir en la elección de los valores de la resistencia al esfuerzo cortante, que deban emplearse en el análisis, es el mismo que para el caso de las condiciones finales ya explicado.

El vaciado de una presa ocurre normalmente en un tiempo que puede variar de unos cuantos días a varios meses, según las condiciones de funcionamiento de la presa y a la capacidad del vaso. La condición de un vaciado instantáneo es puramente hipotética. Es conveniente agregar que no todos los materiales son igualmente afectados por un vaciado rápido; los materiales altamente permeables son capaces de eliminar las presiones de poro tan rápidamente como desciende el agua del vaso. En cambio, los impermeables pueden requerir de uno a varios años para ajustarse a las nuevas condiciones de esfuerzos generados por el flujo descendente. De aquí que se hayan establecidos los siguientes criterios para valuar las presiones de poro, al hacer el análisis de la estabilidad para la condición de vaciado rápido. Tales criterios son:

1. Los materiales permeables no son susceptibles al efecto de un vaciado rápido.

2. Los materiales impermeables, cuyo coeficiente de permeabilidad es menor de 10 exp.­6 cm / seg., son también de alta compresibilidad. Cuando ocurre un vaciado rápido en materiales de esta clase se produce dentro del cuerpo de la presa un proceso de consolidación cuya rapidez depende tanto de la permeabilidad como de las condiciones de drenaje y las características de compresibilidad de los materiales. En todo caso, en los suelos impermeables, la rapidez del proceso de consolidación es, generalmente, menor que la velocidad de descenso del agua en el vaso. Puede decirse entonces que la relación de vacíos del material permanece, aproximadamente, igual a la que existía antes de iniciarse el vaciado rápido. En tales condiciones, los valores de los esfuerzos efectivos dentro de la masa impermeable son los mismos que existían cuando la presa estaba llena y, por consiguiente, la resistencia al corte puede considerarse

igual a la que existía antes del vaciado rápido. Entonces, para analizar la estabilidad del talud de aguas arriba en estas condiciones es conveniente calcular, primero, el valor de las fuerzas tangenciales resistentes para los materiales impermeables, en función de los esfuerzos efectivos que existían a presa llena y, después, las fuerzas tangenciales actuantes se calcularán con el nivel del agua en el almacenamiento en la posición correspondiente a la presa vacía.

3. En el caso de materiales de impermeabilidad intermedia, ejemplificados por las arenas finas, limosas (AL) y los limos no plásticos ó de baja plasticidad (Lp) se considera que al ocurrir el vaciado rápido se desarrolla en la masa de suelo un estado de esfuerzos que corresponda al que proporciona la red de flujo para vaciado rápido. Esta condición se cumple, solamente, para el caso de materiales incompresibles; es decir, supone que los materiales semipermeables han sido colocados con un alto grado de compactación, con lo cual su compresibilidad es suficientemente baja para garantizar el desarrollo de las presiones de poro que supone el trazo de dicha red de flujo. Esta condición se cumple normalmente con las prácticas actuales de compactación.

6.8.4. ­ Efectos de los sismos.

Se acepta comúnmente, sobre la base de la observación del comportamiento de presas ubicadas en zonas sísmicas, que las presas de tierra bien diseñada y construida conforme a los criterios que actualmente prevalecen son capaces de soportar los efectos de un sismo intenso sin sufrir daños de importancia. Sin embargo, el hecho de que hayan ocurrido algunas fallas asociadas a temblores amerita mencionar los efectos que origina la acción de los esfuerzos alterados y repetidos inducidos por el sismo.

a). ­ Disminución del factor de seguridad contra deslizamiento, por las fuerzas horizontales de sismo que actúan sobre el prisma deslizante. Este efecto puede valuarse, en forma simplista, haciendo intervenir en el equilibrio de cada dovela, en el método sueco, una fuerza horizontal actuando en la base de la dovela y cuya magnitud es, (aW), siendo “a” el cociente entre la aceleración horizontal máxima del sismo, y la aceleración gravitacional, y W el peso de la dovela; esta fuerza se descompone en una normal que disminuye a la componente normal del peso de la dovela y otra tangencial que incrementa a la componente tangencial de W, con lo que el factor de seguridad queda expresado por:

[ ] [ ] ∑

∑ +

+ − − =

) ( tan ) ( Ts T

cL Ns U N FS

φ ........................................... (20)

En ausencia de información relativa a las aceleraciones máximas registradas en un sitio particular, es costumbre considerar una aceleración del sismo igual a 0.1 g. y en lugares de alta sismicidad hasta 0.2 g. Se acepta que el factor de seguridad así calculado no deba ser menor de 1.3, este criterio se considera adecuado para aquellos casos en los que intervienen materiales permeables ó semipermeables y es ligeramente conservador para materiales arcillosos.

En las presas de sección mixta, cuyos respaldos están formados de materiales puramente friccionantes, de cuales depende en gran parte la estabilidad, el ángulo del talud tiende a disminuir, hasta hacerse estable; bajo la acción de un temblor, el ángulo estable es siempre menor que el ángulo de fricción interna del material. Siguiendo las ideas básicas de Coulomb al estudiar el equilibrio de un cuerpo sobre un plano inclinado, sujeto a su propio peso y a la acción de una fuerza horizontal de valor aW, es fácil llegar a la conclusión de que la pendiente del talud, para cualquier valor del factor de seguridad, debe valer:

aFS FS a

− +

= φ

φ β tan tan cot ..............................................................(21)

en la que:

β= ángulo de inclinación del talud

a = coeficiente sísmico

φ = ángulo de fricción interna del material del talud

FS = factor de seguridad; no menor de 1.3

Esta expresión corresponde, con suficiente aproximación, al comportamiento observado en materiales granulares, muy permeables y compactos, durante los sismos del sur de Chile, en mayo de 1960 y con el caso de la presa Cogoti, construida de enrocamiento, con una altura de 74 m., en el mismo país, la cual sufrió ligeros acomodamientos después de un fuerte sismo (aceleración estimada =0.2 g.) en 1943.

b). ­ Los materiales granulares mal compactados y los enrocamientos formados por rocas de baja calidad ó muy contaminadas de finos que no fueron lavadas con chiflón antes de ó durante la construcción, son capaces de producir fuertes asentamientos a causa de un temblor, los cuales pueden traducirse en agrietamientos importantes del elemento impermeable. Es por ello recomendable la compactación de los respaldos

de grava y arena mediante rodillo vibratorio, y el lavado de aquellas rocas que contengan exceso de finos, antes de colocarlas en el enrocamiento. Esta precaución no es necesaria cuando se tiene rocas duras y limpias.

c). ­ Cuando en el cuerpo ó la cimentación de la presa intervienen arenas finas uniformes ó limos no plásticos, en estado suelto y saturados, el sismo llega a producir la falla por licuación.

6.9. ­ RELLENOS COMPACTADOS.

La compactación es un aumento artificial de la densidad de un suelo por medios mecánicos.

El estudio científico de las condiciones de la compactación es bastante reciente, pero las primeras compactaciones corresponden a tiempos muy remotos.

Se sabe que para una energía de compactación y un material dados hay un contenido de agua que permite obtener la máxima densidad seca (diagrama de proctor).

Se sabe también que la compactación del suelo esta condicionada por los factores siguientes.

1. Naturaleza de la maquinaria de compactación. 2. Energía utilizada. 3. Contenido de agua del material. 4. Espesores de las capas compactadas. 5. Naturaleza de los materiales compactados.

El ensayo proctor permite analizar dos de estos factores que son la energía de compactación y el contenido de agua. Los otros deben determinarse teniendo en cuenta la experiencia, especialmente en cuanto se refiere a la elección de maquina de compactación y al numero de pasadas.

En cuanto se refiere al espesor de las capas se admite generalmente que después de la compactación, cualquiera que sea la maquinaria de compactación empleada debe tener espesores superiores a 20 cm.

6.9.1. ­ Diversos tipos de maquinas de compactación.

A). ­ PISONES DE MANO, O NEUMATICOS:

Los pisones neumáticos son pequeños maquinas de accionamiento manual movidas por aire comprimido que constituyen con ventaja los antiguos pisones de mano de los peones camineros y que se utilizan para la construcción de rellenos y terraplenes ordinarios.

B). ­ APISONADORAS DE LLANTA LISA:

Son los rodillos empleados en la construcción y conservación de los caminos de macadán, que antiguamente eran accionados por maquinas de vapor y hoy en día por maquinas de motor diesel.

Un dispositivo mecánico permite apoyarla sobre neumáticos para el desplazamiento de una a otra obra.

C). ­ APISONADORAS VIBRATORIAS:

En estos aparatos, el cilindro se hace vibrar mediante excéntricas movidas por un motor diesel incorporado al aparato. Estas maquinas son en general remolcadas mientras que las apisonadoras ordinarias son automotrices, su peso llega hasta 10 ton. Esto se utiliza en materiales rocosos.

D). ­ APISONADORAS ESTRIADAS:

En estas maquinarias los cilindros tienen estrías para amasar el material estas maquinas se destinan al bastido de terraplenes.

E). ­ RODILLOS DE PATA DE CABRA:

Estos aparatos se componen de uno o varios rodillos montados en un marco metálico normal o en varios marcos metálicos articulados entre sí. Cada marco lleva los cojinetes de rodamiento en los rodillos y un dispositivo de enganche.

Algunos modelos pueden estar provistos de cajas de suplementarias de lastros en las partes anteriores y posteriores del marco.

Las puntas o las patas de cabra tienen un extremo ensanchado para su fijación sobre el cilindro y después y un extremo aplanado en forma de pata de cabra.

La longitud de las patas es de 18 a 21 cm. Su número varía según el tamaño del cilindro de 56 a 144. el diámetro del tambor esta comprendido por lo general entre 1 m y 1.5 m y la longitud varia de 1.20 m a 1.80 m.

Las presiones máximas sobre el suelo van de 11 a 55 kg/cm. Sin lastre y de 20 a 120 kg/cm. Con lastre.

Los rodillos son remolcados mediante factores de oruga de pequeña velocidad (4 km/hr.). Uno a uno o en grupos de tres.

F). ­ APISONADORA DE NEUMATICOS:

Las apisonadoras normales comprenden un tren de ruedas delanteras y otro de ruedas traseras de tres y cuatro ruedas enlazado mediante una caja de lastre y permite elevar la carga total a 11 ton. Aproximadamente, o a unos 1.50 ton por rueda como máximo.

Para compactaciones importantes se utilizan compactadores de neumáticos de 30 ton a 50 ton e incluso 90 ton.

Comprenden solamente cuatro neumáticos muy grandes cuyos ejes están soportados por cuatro cunas semicilíndricas articuladas en uno de sus extremos a uno de los cajones de lastre y sostenido a pares mediante un cable que los enlaza equilibrando la carga de las ruedas.

El súper compactador de 50 ton. Pesa en vacío 15 ton, las cajas de lastre tiene 17 m de capacidad. Los neumáticos tipo 1800 x 24 de 24 lonas hinchadas a una presión de 6.3 kg/cm pueden soportar como máximo 12.5 ton cada uno.

G). ­ APARATOS DE COMPACTACION:

La rana Demag tiene la forma de una campana cuya parte superior esta ligeramente inclinada respecto a la base, que es plana comprende dos elementos superpuestos, una base y la campana propiamente dicha unidas mediante una biela elástica.

La rana funciona por explosión de aire y gasolina con encendido eléctrico regulado a mano.

La explosión produce en la base del impacto con el suelo y proyecta al aparato por el aire, al caer con un ligero desplazamiento produce un efecto de apisonado.

H). ­ APARATO DE LA COMPAÑÍA A.B. VIBRO – VERKEN.

Este aparato es de tipo vibrador y se utiliza para la compactación de terraplenes.

Se compone de una robusta placa de base giratoria en contacto con el suelo. El elemento vibratorio se compone de dos excéntricas que gira en sentido inverso movidas por un motor diesel o de gasolina. La dirección de la fuerza resultante de las excéntricas puede estar inclinada respecto a la vertical, lo que hace que la maquina sé autopropulse hacia delante o hacia atrás.

El modelo mas pesado pesa 1600 Kg. y esta movido por un motor diesel de 10 CV. la velocidad de traslación puede alcanzar de 6 a 8 m/min. El mando por volante permite hacer girar el aparato en un punto fijo.

6.10. ­ CALCULO DE LA ESTABILIDAD DE UN TALUD EN UNA PRESA DE TIERRA Y ENROCAMIENTO.

Formulas para el calculo de la curva de filtración en una presa de dos o más materiales en un suelo impermeable.

Formula para el gasto de filtración en un metro lineal.

+ = ∆

+

+ + =

+ − =

= → =

− =

+ − = ∆ + + + ∆ + ∆ =

⟨

+ = ∆

2 ´

´ ´

´ 2

cos ´) (

) 2 ´

( 2 ´

2 ) (

0

2

) ( ) (

2

2

2 2

2

2 1

2 1

2 1

n n

n

p p

n b

n n s n

n

p

p x

p n

n n

n

p

b b K K

L

b L archip

h h

b b K K

K

Lp a h H K q

Lp x x K qx H h

m h a S Lp m H H b h L S

K K

b b K K

Lp

π

λ

6.10.1. – Calculo de la curva de filtración en una presa de tierra de dos materiales.

Para este ejemplo se considera una presa de dos materiales, uno de estos es del núcleo. Se determinara el gasto de filtración y la curva de filtración.

Datos:

b = 7.00 m. bn = 6.00 m. b´n = 220.00 m. H = 53.00 m. ∆H = 3.00 m. a+h = 1.50 m. Kp = 5x10 ­7 cm/seg. Kn = 3x10 ­9 cm/seg. Ks = 5x10 ­6 cm/seg. m1 = 3.50. m2 = 3.00.

1.­ Calculo del incremento de la longitud de filtración de la presa.

. 33 . 833 , 18 2

00 . 220 00 . 6 10 3 10 5

2

9

7

2 1

m Lp x x Lp

b b K K

Lp n n

n

p

= ∆

+

= ∆

+

= ∆

−

−

2.­ Calculo de la longitud total de filtración a través de la presa.

. 83 . 018 , 19 ) 00 . 3 00 . 53 ( 00 . 3 00 . 7 ) 00 . 3 * 5 . 3 ( 33 . 833 , 18

) (

1

1

2 1 1

m S S

H H m b h m L S

= + + + + =

∆ + + + ∆ + ∆ =

3.­ Calculo de la longitud total de filtración a través de la presa.

. 33 . 014 , 19 00 . 3 ) 00 . 1 50 . 0 ( 83 . 018 , 19

) ( 2 1

m Lp Lp

m h a S Lp

= + − =

+ − =

4.­ Calculo del gasto de filtración por metro lineal a través de la presa.

. . / 10 69 . 3 ) 33 . 014 , 19 ( 2

) 50 . 0 00 . 1 ( ) 00 . 53 () 10 5 (

2 ) (

3 8

2 2 7

2 2

m seg m x q

x q

Lp a h H K q p

−

−

=

+ − =

+ − =

5.­ Calculo de la altura de la curva de filtración a cada 500 m.

p x k

qx H h 2 2 − =

5

8 2

10 5 ) 10 69 . 3 ( 2

) 00 . 53 ( −

−

− = x

x x h x

Los resultados de la sustitución de la formula se tienen en la tabla siguiente.

x (m). hx (m). x (m). hx (m). 0 53.00 10000 36.51

500 52.30 10500 35.49 1000 51.60 11000 34.43 1500 50.86 11500 33.34 2000 50.14 12000 32.21 2500 49.39 12500 31.05 3000 48.64 13000 29.84 3500 47.88 13500 28.53 4000 47.10 14000 27.25 4500 46.31 14500 25.86 5000 45.51 15000 24.39 5500 44.69 15500 22.83 6000 43.85 16000 21.15 6500 43.06 16500 19.33 7000 42.14 17000 17.32 7500 41.26 17500 15.03 8000 40.35 18000 12.34 8500 39.43 18500 8.85 9000 38.48 19000 2.14 9500 37.51 19014.33 1.50

6.­ Calculo de la corrección del coeficiente de permeabilidad.

n b

n n s n

n b L archip

h h

b b K K

K ´

2 cos

´) (

) 2 ´

( 2 ´ 2

+

+ + =

π

Considerando:

h´ = 3.41 m. L2 = 61.50 m.

. / 10 795 . 5 ´ 00 . 220 ) 50 . 61 ( 2 cos

) 41 . 3 00 . 53 ( 1416 . 3 2

00 . 220 00 . 6 )( 10 5 * 2 ( ) 10 3 ( ´

8

8 9

seg m x K

archip x x

K

n

n

−

− −

=

+

+

+ =

7.­ Calculo del incremento de la longitud de filtración corregida de la presa.

+ = ∆

2 ´

´ ´ n n

n

p p

b b K K

L

. 98 . 974 ´ 2

00 . 220 00 . 6 10 795 . 5

10 5 ´ 8

7

m L x

x L

p

p

= ∆

+

= ∆ −

−

8.­ Calculo de la longitud total de la filtración corregida a través de la presa.

. 48 . 1160 ´ ) 00 . 3 00 . 53 ( 00 . 3 00 . 7 ) 00 . 3 * 5 . 3 ( 98 . 974 ´

) ( ´ ´

1

1

2 1 1

m S S

H H m b h m L S p

=

+ + + + =

∆ + + + ∆ + ∆ =

9.­ Calculo de la longitud total de filtración corregida a través de la presa.

. 98 . 1155 ´ 00 . 3 ) 00 . 1 50 . 0 ( 48 . 1160 ´

) ( ´ ´ 2 1

m Lp Lp

m a h S Lp

= + − =

+ − =

10.­ Calculo del gasto de filtración corregido por metro lineal a través de la presa.

. . / 10 07 . 6 ´ ) 98 . 1155 ( 2

) 50 . 0 00 . 1 ( ) 00 . 53 ( ) 10 5 ( ´

2 ) ( ´

3 7

2 2 7

2 2

m seg m x q

x q

Lp a h H K q p

−

−

=

+ − =

+ − =

11.­ Calculo de la curva de filtración corregida a cada 50 m.

p x k

qx H h 2 2 − =

5

7 2

10 5 ) 10 07 . 6 ( 2

) 00 . 53 ( −

−

− = x

x x h x

Los resultados de la sustitución de la formula se tienen en la tabla siguiente.

x (m). hx (m). x (m). hx (m). 0 53.00 650 35.08 50 51.84 700 33.31 100 50.66 750 31.43 150 49.44 800 29.44 200 48.20 850 27.30 250 46.93 900 24.98 300 45.61 950 22.42 350 44.26 1000 19.52 400 42.86 1050 16.11 450 41.43 1100 11.76 500 39.94 1150 4.10 550 38.39 1155.98 1.50 600 36.77

6.10.2. – Método de Fandeev para el calculo de la estabilidad en presas de tierra y enrocamiento.

En él calculo de la estabilidad se hace necesario determinar los coeficientes de seguridad los cuales están normados de acuerdo al tipo y clase de obra y se realiza en las secciones transversales de mayor importancia. Tomando en cuenta el diseño de drenes y los materiales que se emplean en la presa. El calculo de la estabilidad se realiza por el método del arco o surco el cual consiste en trazar un arco en el talud aguas arriba y aguas abajo a partir de una zona que se traza llamada de seguridad.

Coeficiente de seguridad para obras hidráulicas Kc. Según su clase.

Tipo I II III IV General 1.3 1.2 1.15 1.1 Secundaria 1.1 1.1 1.1 1.05

Para Kc = K’c (± 10%)

Determinación de la zona de seguridad en presas de tierra por el método de Fandeev.

Para determinar nuestra zona de seguridad se traza una línea vertical al punto (0) y una línea perpendicular a 85° se utiliza el trazo de dos radios que dependen del valor de la altura de la presa y se determinan con la siguiente tabla:

Radio 1 2 3 4 5 6 R1/P 0.75 0.75 1 1.5 2.2 3.0 R2/p 1.5 1.75 2.3 3.75 4.8 5.5

Función r = f(m2)

Donde: P = Altura total de la presa P = H+∆H r1 = coef. (P).

Se marcan los puntos de mayor importancia dentro de la zona de seguridad como se muestra en la figura. Siendo el crítico el punto 01.

Para el trazo del arco en el talud aguas abajo se recomienda que este no comprenda nunca los limites de almacenamiento ni cuando el subsuelo rocoso, o cuando es un subsuelo no cohesivo.

Calculo del coeficiente de seguridad Kc.

Una vez trazado el arco a partir del punto crítico se procede a trazar las dovelas en la zona comprendida. Trazando una vertical del punto crítico la cual servirá de eje para la primera dovela cuyo ancho de dicha dovela es 0.10 radio del arco.

MÉTODO PARA EL CÁLCULO DE LA ESTABILIDAD EN PRESAS DE TIERRA.

El análisis de la estabilidad aguas abajo va a comprender la zona dentro del radio trazado para lo cual se trazan dovelas con un ancho de 0.10 radio del arco. Tomando como referencia la vertical a partir del punto crítico.

El cálculo consiste en determinar el peso de cada dovela considerando las propiedades físico­mecánicas de los materiales que se emplean. Así mismo del estado del material ya sea seco o saturado.

TABLA DE CÁLCULO

Dovela Cos α Sen α H1 H´1 H2 H´2 γ1h1 γ1h´1 γ2h2 γ2h´2

hi= Material seco h’i= Material saturado σN= Esfuerzo Normal στ= Esfuerzo Tangencial

sen i = n*0.1R/R cos i= 1 2 ­ (sen α) 2

n= Num. correspondiente de la dovela Kc= σι/σN = 1.3

EJEMPLO DE CALCULO DE ESTABILIDAD DE UN TALUD EN PRESAS DE TIERRA Y ENROCAMIENTO

Datos:

Presa de dos materiales

b = 7.00 m bn = 6.00 m b´n = 220.00 m H = 53.00 m ∆H = 3.00 m a+h = 1.50 m Kp = 5x10 ­5 cm/seg Kn = 3x10 ­7 cm/seg Ks = 5x10 ­6 cm/seg m1 = 3.50 m2 = 3.00

Peso volumétrico del material 1 γ1 = 1.85 tn / m 3

Peso volumétrico saturado del material 2 γ1‘ = 1.55 tn / m 3 c2 = 2.00 tn / m 3 cohesión

Peso volumétrico del material 2 γ2 = 2.05 tn / m 3 ϕ = 30 º angulo fricción

Peso volumétrico saturado del material 2 γ2‘ = 1.65 tn / m 3

Cálculo del coeficiente de estabilidad al deslizamiento en el talud de la presa.

( )

( )

( )

% 10 3 . 1

cos

´ cos cos

´ cos

´ ) 2 ( 1 . 0 cos ´cos

´ cos

2

2

2

2

2 2

2

2 1

+ =

∑ + =

∑ − ∑ ∑

∑ +

∑ − ∑ ∑

=

∑ − ∑ ∑

+ ∑

+

∑ − ∑ ∑

=

+ =

Kc G

c N Kc

sen h h

c tg h

h Kc

sen h h R R

r ho c tg h h

Kc

r r r

O H

O H

O H

prom O H

O H

prom

τ α

τ

α γ γ α

ϕ α

γ α γ

α γ γ

γ α

ϕ α

γ α γ

Donde:

γ1 = Peso volumétrico del material 1

γ1’= Peso volumétrico saturado del material 1.

γ2 = Peso volumétrico del material 2.

γ2’ = Peso volumétrico saturado del material 2.

α γ cos h ∑ = Esfuerzo debido al peso propio de la dovela.

α γ cos

´ 2 h O H ∑ = Esfuerzo debido a la supresión en la dovela.

α cos c

∑ = Esfuerzo considerando la cohesión.

h γ ∑ = Esfuerzo producido por el peso propio de la dovela.

´ 2 h O H γ ∑ = Esfuerzo por la supresión de la dovela

tg ϕ= Angulo de fricción ó de corte del material.

Kc = Coeficiente de estabilidad al deslizamiento en el talud de la presa.

hO = Nivel aguas abajo.

Gτ = Esfuerzo tangencial.

GN = Esfuerzo normal.

Finalmente con los resultados de la tabla, y substituyendo en la ecuación, se tiene:

Kc = 114.94 + 15.93 = 1.81 72

TABLA DE CÁLCULO

Dovela Cos α Sen α H1 H´1 H2 H´2 γ1h1 γ1h´1 γ2h2 γ2h´2

0 1 0 6.50 10.50 0 0 12.03 16.28 0 0 1 0.995 .01 9.00 10.50 0 1.50 16.65 16.28 0 2.48 2 0.980 0.2 12.00 6.00 0 3.00 22.20 9.30 0 4.95 3 0.954 0.3 15.50 1.50 0 7.00 10.18 2.33 0 11.55 4 0.917 0.4 14.50 0 3.00 5.50 26.83 0 6.15 9.08 5 0.866 0.5 12.00 0 7.80 0.50 22.20 0 15.99 0.83 6 0.800 0.6 10.50 0 6.00 0 19.43 0 12.30 0 7 0.714 0.7 5.50 0 1.50 0 10.18 0 3.08 0 ­1 0.955 ­0.1 4.00 8.00 0 0 7.40 12.10 0 0 ­2 0.980 ­0.2 2.50 4.00 0 0 4.63 6.20 0 0

h γ ∑ α γ cos h ∑ ´ 2 h O H γ ∑ α

γ cos

´ 2 h O H ∑

∑

− ∑ α

γ α γ

cos ´

cos 2 h h O H

α cos c

∑ ( ) α γ γ sen h h O H ´ 2 ∑ − ∑

28.31 28.31 10.50 10.50 10.28 0 0 35.41 35.23 12.00 12.06 13.38 2.01 2.34 36.45 35.72 9.00 9.18 15.32 2.04 5.49 24.06 22.95 8.50 8.91 8.10 2.09 4.67 42.06 38.56 5.50 5.99 18.80 2.18 14.62 39.02 33.79 0.50 0.58 19.17 2.31 19.26 31.73 25.38 0 0 14.65 2.50 19.04 13.26 8.18 0 0 4.73 2.80 9.28 19.8 19.70 8.00 8.04 6.73 0 ­1.18 10.83 10.61 4.00 4.08 3.77 0 ­1.37

∑ = 114.94 ∑ = 15.93

∑ = 72.16

7.­ CAPITULO VII

RECOMENDACIONES Y CONCLUSIONES.

7.1. RECOMENDACIONES GENERALES PARA LA ESTABILIZACIÓN DE LAS PRESAS DE TIERRA Y ENROCAMIENTO.

PRESAS DE TIERRA Y ENROCAMIENTO

MATERIALES Tipo de Presa

Cuerpo Núcleo

De Tierra

Arena Arcilla Limosa Arcilla Arenosa Arcilla Limo­

Arcillosa

Roca Roca Grava Arcilla Limo­Arcillosa

Mixta Roca Tierra

Concreto Asfalto­Cemento Polímeros

Este tipo de presas se clasifican en pequeñas cuando la altura no rebasa los 10m, medianas de 10 a 50 m y más de 50m se considera grande.

Este tipo de presas donde se emplea material terroso deberá cumplir lo siguiente:

El vertedor deberá garantizar el total desalojo de las excedencias de acuerdo al gasto de diseño para el periodo de retorno correspondiente.

El diseño de la sección transversal de la presa así como los drenes y filtros deberán garantizar la estabilidad bajo todas las circunstancias de almacenamiento, así mismo deberá ser diseñada y calculada considerando todos los esfuerzos producidos por el almacenamiento, la sismicidad, filtraciones, cargas, etc.

Este tipo de obra deberá contar con protección en los taludes y en la corona, contra el oleaje producido en el almacenamiento, filtraciones y acciones atmosféricas (intemperismo).

El núcleo y los drenes deberán garantizar la disipación de la energía de filtración en el cuerpo de la presa y evitar que se presenten deformaciones.

DETERMINACIÓN DE LA ALTURA TOTAL DE TIERRA O ENROCAMIENTO.

H = Carga por almacenamiento (NAMO). ho = Altura promedio del oleaje. hr = Altura de rompimiento del oleaje. a = Altura de seguridad.

La altura total de una presa de tierra o enrocamiento se determina considerando lo siguiente:

Ø El nivel normal de aguas arriba ó máximo ordinario (NAMO). Ø La altura promedio del oleaje producido por el viento. Ø La altura de la rompiente de la ola en el talud para una velocidad de

viento máximo. Ø Altura de garantía ó seguridad

H +ho + hr + a = Altura Total

Lmáx = Longitud máxima del espejo Lp = Longitud máxima con respecto a ω ω = Dirección del viento máximo a 10 m, sobre el nivel NAMO.

Para Determinar ho

Ecuación Stevenson :

30 km < Lp < 60 km

hb = 0.70 + 0.3 (Lp) 1/2 –0.26 (Lp) 1/4

hb = Altura del Oleaje

ho = π h b 2 ( cot hip 2 π H /λ )

λ = 0.304 w (Lp) 1/2

λ = Longitud de Onda

Ecuación Andrianov

3 km < Lp < 30 km.

ho = 0.0208 w 5/4 (L/p) 1/3

Para determinar hr :

hr= 2 k w ho tg α (λ/ho) 1/3

Kw = Coeficiente de Rugosidad en el talud

0.9 Concreto 0.55 Roca 0.75 Grava

α = Angulo entre Lmáx y Lp

Altura de seguridad de acuerdo a la clase de la presa.

Metros Clase 1.5 I 1.0 II 0.5 III, IV

ANCHO DE LA CORONA DE ACUERDO AL TIPÒ DE CAMINO

Altura de la presa Clase de Camino < 15m > 15m 2 sentidos 6m 7m 2 sentidos con camellón y banqueta 9m 12m

Autopista 12m 15m

Valores del Talud considerando la altura de la presa m = p / s

Coeficiente de talud

Base > Altura

m p

Base del talud

p: Altura total m1: Talud aguas arriba m2: Talud aguas abajo s base del talud

Valores de los taludes de acuerdo a la altura de presa.

Valores Altura de la presa m1 Con Dren Sin Dren (m2) 5­10 2.0 2 2 10­15 2.5 2.5 2.25 15­20 3.0 2.75 2.5 20­30 3.25 3.0 2.75 > 30 3.5 3.25 3.0

TIPOS DE FILTROS EN PRESAS DE TIERRA O ENROCAMIENTO EN SUELOS PERMEABLES

CASO I.

Este tipo de filtro se emplea para suelos altamente inestables. Donde la planta del material impermeable permite que la filtración se presente lo más lejano a nuestra presa además de que sirve como una especie de ancla ayudando a la estabilidad.

Se emplea para presas pequeñas y para una capa permeable poco profunda.

CASO II

Dentro de este caso nos presenta un suelo permeable de poca profundidad lo cual permite construir una pared de material impermeable que nos ayude a mantener la estabilidad de la presa.

El material que se emplea es arcilloso, el espesor de esta pared no rebasa el 1.50m y se emplea para presas pequeñas.

CASO III

Emplea una pantalla de inyección con el objeto de rellenar fisuras y fallas en el subsuelo, para evitar una acumulación de subpresión en estos puntos y garantizar la estabilidad de la presa.­

Al realizarse la inyección la presión de ésta no debe superar la resistencia del material del subsuelo.

Este método se emplea para presas medianas y grandes.

CASO IV

Nos presenta el empleo de un diafragma que es una pared delgada encajada en el subsuelo, esta pared puede ser prefabricada de concreto armado o metal.

Se emplea para presas de alturas medias y sus uso es generalmente en suelos terrosos.

CONSTRUCCION DE DRENES EN PRESAS DE TIERRA

La utilización de drenes en presas de tierra se emplean con el objeto de ayudar a :

Ø Facilitar la salida de las filtraciones aguas abajo para aumentar la estabilidad del talud.

Ø Evitar las deformaciones debido al empuje de la filtración debido al cuerpo de la presa.

Ø Dar salida a la filtración en el subsuelo aguas abajo.

En presas de enrocamiento no necesitamos dren.

LA CONSTRUCCION DE DRENES EN PRESAS DE TIERRA.

Tipo 1.

Tipo 2.

Tipo 3.

Tipo 4.

Los drenes se dividen en los siguientes tipos:

Ø Externo Ø Interno Ø Mixto

El tipo 1. Nos representa un dren específicamente para presas de 2 o más materiales siendo interno, aún será visible en el talud aguas abajo, es de gran utilidad en presas grandes y medianas.

El tipo 2. Es también un dren interno no visible y se emplea generalmente para presas de un solo material.

El tipo 3. Es un dren externo y se emplea para presas de un solo material cuya carga no excede los 15m.

El tipo 4. Nos representa un dren mixto y se emplea generalmente para presas grandes de 2 o más materiales.

CARACTERISTICAS CONSTRUCTIVAS DE DRENES

La figura 1 nos representa un dren interno de sección trapezoidal el cual se puede prolongar dentro de la cortina en caso necesario.

Cuyos taludes del dren son el siguiente.

DREN

La altura de garantía a tiene un valor aproximado al tirante del nivel aguas abajo.

La figura 2 es un dren de tipo placa externo y sé construye hasta una altura de 2m sobre la salida de curva de filtración.

En ambos drenes se emplea un filtro para garantizar deformaciones debido a la energía de filtración cuyo espesor es de 20cm y es de material arcilloso

2 a 3 m

FILTROS EN EL CUERPO DE LAS PRESAS DE TIERRA O ENROCAMIENTO

El empleo de filtros en presas de tierra nos ayuda principalmente a disminuir la energía de filtración evitando deformaciones debido al empuje que se genera por el flujo, como ya se vio anteriormente estos filtros pueden ser de pantalla, núcleo y diafragma y son de material arcilloso cuya propiedad de compactación es alta aunque se pueden emplear, otros materiales impermeables como el concreto y los asfaltos.

A éstos filtros van unidas las pantallas de inyección a los filtros que se emplean en el subsuelo y esta unión es de 3 a 4 metros.

Esta pantalla de inyección deberá garantizar un gradiente de filtración de un valor de 4 a 6.

PROTECCIÓN DEL TALUD EN PRESAS DE TIERRA

Para proteger el talud aguas arriba en cortinas podemos emplear los siguientes métodos:

Para proteger principalmente el talud aguas arriba al oleaje y al intemperismo por la variación del almacenamiento se emplean los siguientes métodos:

Ø Placa de enrocamiento Ø Placa de concreto armado Ø Placa de concreto asfáltico

Para la protección del talud con roca empleamos una placa de 50­20 cm . o la calculamos.

Para la construcción de ésta protección se colocan las rocas en hilera dependiendo del diámetro de ella.

Cuando utilizamos concreto simple o armado en la protección del talud este se realiza en cajas colocadas en sig­zag que pueden ser de 1.5x1.5 hasta 2x2 con un espesor de 20 a 25 cm.

Cuando se emplea el concreto asfáltico se utiliza la combinación de los dos métodos entes señalados.

7.2. – CONCLUSIONES.

Como conclusión de esta tesis tenemos que, un buen diseño de presas de tierra debe de garantizar la estabilidad, y la seguridad de esta, contra distintos tipos de falla, como son: la tubificación, el agrietamiento transversal, la licuación y el deslizamiento de los taludes, debido a que estas están ligadas con las propiedades mecánicas de los materiales que forman el cuerpo de la presa y la cimentación, por lo que al llevar a cabo el diseño y la construcción, el ingeniero debe conocer cuantitativamente dichas propiedades, así como sus posibles variaciones en función de los diversos factores que las afectan, para estar en condiciones de predecir un comportamiento de la presa a través del tiempo.

Una buena información relativa de las características geotécnicas del sitio es también un elemento indispensable. En vista del gran numero de factores que intervienen en el comportamiento mecánico de los distintos tipos de materiales que pueden formar la sección de una presa, resulta imposible hacer una clasificación de valores de las propiedades mecánicas de estos, por lo que en cada caso es necesario llevar a cabo un programa de ensayes de campo y de laboratorio a fin de obtener dichos valores numéricos en cada caso.

Por otra parte la descripción de los tipos de presas de tierra y enrocamiento, y sus soluciones, métodos de diseño, y construcción descritas en esta tesis, responde, más que a una idea preconcebida, a la conveniencia de construir una estructura económica y segura, utilizando los materiales que existan cerca de la boquilla, así como los métodos mas sencillos para su identificación y colocación.

BIBLIOGRAFÍA

Ø Fuente (paginas, de la DGCOH).

Ø Revista contextos (Mayo /agosto 1999).

Ø Manual de diseño de obras Civiles Comisión Federal de Electricidad Instituto de Investigaciones Eléctricas.

Ø Diseño de presas Pequeñas Design of small Dams United States Department of the interior Bureau of Reclamation Washington D.C. Autor: Dominy. Quinta impresión Enero de 1976 Compañía Editorial Continental S. A.

Ø Presas de Tierra y Enrocamiento Autor: Raúl J. Marsal , Daniel Resendiz Núñez Editorial Limusa 1975

Ø Mecánica de Suelos Tomo III Flujo de Agua en Suelos Autor: Juárez Badillo, Rico Rodríguez Editorial Limusa

Ø Principios Generales de Diseño y Construcción de Presas de Tierra. Ing. Enrique Tamez González. Reproducción del original editado por la revista “Ingeniería Hidráulica en México”, de la Secretaria de Recursos Hidráulicos, 1965.