muro de cortante ph pirrís

Jiménez, M., Carboni, S, Ramírez, N & Novo, M. 1

DISEÑO Y CONSTRUCCIÓN DE UNA LLAVE DE CORTANTE SUBTERRÁNEA DE ESTABILIZACIÓN PARA LA PRESA DEL

PROYECTO HIDROELÉCTRICO PIRRÍS

Marlon Jiménez1, Sergio Carboni2, Nancy Ramírez3, Minor Novo4

RESUMEN

Una de las obras más importantes del Proyecto Hidroeléctrico Pirrís es una presa alta de RCC de 113m de altura. La cimentación de la presa es un macizo rocoso fracturado constituido por rocas sedimentarias, lutitas y areniscas carbonatadas y silíceas intercaladas, de la Formación Térraba. Las rocas sedimentarias están basculadas hacia el oeste-noroeste (270°-300°), con buzamiento entre los 15°-20°. En las investigaciones anteriores a la etapa constructiva, se detectaron planos de debilidad con rellenos blandos entre los estratos rocosos, pero no se obtuvo suficiente información respecto de la frecuencia de ocurrencia de esta particularidad geológica. No obstante, las fallas estratigráficas fueron detectadas, y caracterizadas mediante ensayos de corte directo in situ, y de clasificación de los rellenos. Con la información obtenida durante la excavación de las márgenes, se observó la alta frecuencia de las fallas estratigráficas sobre el talud de fundación de la margen izquierda.

Los análisis de estabilidad realizados considerando la influencia de los planos de debilidad, mostraban un escenario de inestabilidad inminente, con factores de seguridad que no cumplían con los requerimientos mínimos de seguridad de este tipo de obra. Conforme se avanzó en la excavación de los estribos, se realizó un estudio detallado del problema que dio como resultado el diseño de una estructura subterránea que interrumpiría la continuidad de los planos débiles. La estructura diseñada y que actualmente se encuentra construida, consiste de una llave de cortante subterránea de 76,0m de altura, con un espesor variable de 5,0m a 12,0 m, y profundidades que alcanzan hasta 30,0m. Está conformada por una mezcla de concreto de una resistencia f´c = 280 Kg/cm2, y una red de drenajes planos y cilíndricos para evitar las sub presiones en la cara aguas arriba de la estructura.

1 ICE, UEN Proyectos y Servicios Asociados, CS Diseño, Ingeniería Geotécnica; [email protected] ICE, UEN Proyectos y Servicios Asociados, CS Diseño, Ingeniería Geotécnica; [email protected] ICE, UEN Proyectos y Servicios Asociados, CS Diseño, Ingeniería Geológica; [email protected] ICE, UEN Proyectos y Servicios Asociados, P.H. Pirrís, Construcción; [email protected]

X Congreso Nacional de GeotecniaSan José, Costa Rica – Agosto 2009


ABSTRACT

The 113 m high RCC dam represents one of the most important works of the Pirrís Hydroelectrical Project. the foundation of the dam is on a sedimentary fractured rock mass made of interbeded calcareous and siliceous shales and sandstones, of the Térraba Formation (terciary age). The sedimentary rocks are located towards the west-northwest (270º- 300º), with a dip between 15º- 20º. Throughout the investigations for the construction stage, weak layers filled with soft material were discovered between the rocky layers, however, the information found about the frequency or occurrence of this geological particularity was not enough. Although, the stratified faults were detected and characterized by in situ shear strength tests, and also the filling was classified. Based on the information obtained during the excavation of the margins, the high frequency of the stratified faults over the foundation slope on the left margin was observed, as well.

The stability analyses were made considering the influence of the weak layers, and they showed the imminent lack of stability, and also some security aspects which do not follow the minimum requirements for this kind of work. According to the advance of the abutment excavation, a deep study was made to comprehend the problem, and it resulted to be the design of an underground structure which would stop the continuity of the weak layers providing the shear strength required for the stability of the dam. the structure designed - that is built nowadays - consists in an underground shear key of 76, 0 m height, and with a variable thickness from 5, 0 m to 12, 0 m, and its deep can reach the 30, 0 m. it is made of a mix of concrete with a resistance of f´ c = 280 kg/cm2, and a net of flat and cylindrical drainage to avoid the sub pressures of the upstream face of the underground wall.

INTRODUCCIÓN

El Proyecto Hidroeléctrico Pirrís ha sido diseñado y está siendo construido por el Instituto Costarricense de Electricidad, y se ubica en la cuenca media del río Pirrís. Entre las obras del proyecto destacan la presa de RCC de 113 m de altura, el túnel de conducción de 10 800 m de longitud y un diámetro de 4,20 m, y la Casa de Máquinas semi enterrada que alojará 2 turbinas Pelton mediante las que se generarán 132 MW. La obra se ubica en una zona geológicamente compleja, con formaciones sedimentarias y volcánicas separadas a pocos cientos de metros. En particular, en el sitio de presa y a lo largo de la conducción principal, se han presentado accidentes geológicos relacionados con la génesis de los materiales, pero también por el efecto del tectonismo, que debido a la cercanía de la zona de subducción entre las placas Cocos y Caribe, ha influenciado el comportamiento geomecánico de los materiales. El esquema del proyecto se muestra en la Figura 1 siguiente.



Figura 1. Ubicación en planta de las obras del Proyecto Hidroeléctrico Pirrís (modificado de 3).

El artículo que se presenta trata sobre la ocurrencia de uno de estos accidentes geológicos, de difícil detección durante la etapa de investigación, y que no fue hasta que se iniciaron las excavaciones de la fundación de la presa que se tuvo una visión clara de la magnitud de problema. Específicamente, la ocurrencia de planos de debilidad intercalados entre estratos de roca sedimentaria, llamó la atención de los ingenieros relacionados con el diseño de la presa debido a que la seguridad de la obra se vería seriamente comprometida frente al deslizamiento de alguno de estos planos de debilidad. Para una atención detallada del problema y una propuesta de solución, se contrató al consultor internacional Prof. Milton Assis Kanji, que junto con los ingenieros geotecnistas y geólogos del ICE estudiaron el problema, y propusieron una solución construible pero de gran complejidad de ejecución, producto de limitaciones de espacio y tiempo, según se verá adelante. No obstante, a pesar de todas las dificultades se logró construir a tiempo una obra subterránea permeable de 12 000 m3 de concreto que permitirá garantizar la estabilidad de la presa. En las Figuras 2 y 3 se presentan la vista en sección y en planta de la presa.


Casa de Máquinas Túnel

Presa

Embalse


Figura 2. Secciones transversales no vertedora y vertedora de la presa Pirrís 3. Nótese la geometría trapezoidal debido a las condiciones de sismicidad de la zona del proyecto.

Figura 3. Vista en planta de la presa Pirrís 3.

ASPECTOS GEOLÓGICOS

El macizo sobre el cual será cimentada la presa y fue construido el muro de cortante, está constituido por la intercalación de estratos de lutitas y areniscas finas, medias y gruesas, predominantemente carbonatadas y silíceas, pertenecientes a la Formación Térraba (Terciario). El espesor de los estratos varía de decimétrico (0,5 a 0,8 m), a métrico (1,0 a 2,0 m). En la condición sana, la roca intacta tiene color gris claro a gris oscuro, y en condición meteorizada se observa color café. La RCS de la roca intacta es del orden de 90 MPa en promedio. Esta unidad sedimentaria se presenta basculada hacia el oeste-noroeste (270°-300°) con un ángulo de



buzamiento variable entre 15° y 20°. El río Pirrís drena de este a oeste, y ha erosionado un cauce en el que las márgenes forman un valle asimétrico. La margen izquierda que corresponde con la margen de buzamiento tiene una pendiente suave, mientras que la margen derecha de contra buzamiento presenta una pendiente de alto ángulo. Desde el punto de vista hidrogeológico, el macizo es drenado. El nivel freático drena hacia el río Pirrís con una pendiente muy baja (del orden 5°-10°), evidenciando la baja permeabilidad del mismo. La zona saturada se encuentra por debajo de la elevación 1105 msnm [2]. En la Fotografía 1 se muestra el sitio de presa visto desde aguas abajo antes de alcanzarse el nivel final de cimentación en la zona del cauce del río.

Fotografía 1. Sitio de presa. Nótese que los estribos han sido cubiertos en su totalidad con concreto lanzado para controlar la relajación de esfuerzos producto de su redistribución por efecto de la excavación.

Según se muestra en el Cuadro 1, de forma adicional a los planos de estratificación, tres familias de discontinuidades controlan estructuralmente el comportamiento del macizo rocoso. El comportamiento del macizo rocoso sedimentario también está influenciado por fallas tectónicas de rumbo, orientadas norte – sur, con posición subvertical (entre los 70° y los 89°).

Cuadro 1. Familias de discontinuidades que constituyen el macizo en el sitio de presa del P. H. Pirrís.


Margen Derecha

Margen Izquierda

Cresta de presa en 1208 msnm

Familia Posición CaracterísticasJ-1 270°/15° ~ 300°/20° Planos de estratificación

J-2 076°/77° ~ 104°/52°280°/75° ~ 300°/75° Familia predominante

J-3 194°/85° ~ 355°/85° Familia asociadaJ-4 226°/87° Familia aleatoria


En la margen izquierda los estratos están inclinados hacia la superficie natural del terreno. Este aspecto geométrico, sumado a la conjunción formada por las restantes familias de discontinuidades, hace que los bloques que constituyen el macizo rocoso presenten evidencias de desplazamientos diferenciales generados por el efecto de la gravedad. Esos movimientos originaron brechas de falla (fallas estratigráficas, o planos de debilidad al cortante), a lo largo del contacto entre los estratos que presentan diferentes tipos de relleno.

Las fallas estratigráficas o planos débiles distribuidos a lo largo, y entre los estratos de roca fracturada, fueron observadas desde los inicios del proceso de excavación (elevación 1208 msnm) sobre la mayor parte del talud de cimentación, cuando la excavación de la capa de suelo y roca meteorizada fue dejándolas al descubierto. Los planos débiles se caracterizan por estar rellenos de una brecha compuesta de roca molida, láminas de roca con evidencias marcadas de cizalla, y materiales blandos (limos y arcillas). El espesor de estas fallas varía desde 0,02 m hasta 0,20 m y la distribución del tipo de relleno es variable a lo largo de la misma capa. Se resalta que en las paredes de roca (superficie de los estratos) también se observaron marcas de cizalla paralelas a la dirección del buzamiento. La frecuencia promedio con la que se logró estimar la ocurrencia de estas fallas es de 1,2 m con una separación mínima de 0,1 m y una máxima de 4,8 m. Las Fotografías 2, 3 y 4 ilustran lo comentado en este apartado.

Fotografía 2. Macizo rocoso sedimentario de fundación en la margen izquierda. Nótese la distribución de los juegos de fracturas del macizo, en especial el marcado control estructural de los planos de estratificación debido a su persistencia y buzamiento. Los planos que conforman la superficie del talud (corte de la excavación) corresponden con las juntas Este – Oeste.

Fotografía 3. Detalle de una falla estratigráfica o plano de debilidad de 10 cm a 12 cm de espesor, con relleno de material gravoso limo arcilloso, localizada en el estribo izquierdo de la fundación de la presa Pirrís 6.



INVESTIGACIÓN GEOTÉCNICA

Caracterización de los planos débiles

Los planos de debilidad encontrados en la margen izquierda de la cimentación de la presa Pirrís, se caracterizan por ser muy persistentes, con espesores variables entre 15 y 150 mm, con granulometría variable y cantidad de finos plásticos variable, y fueron catalogados como fallas estratigráficas. De acuerdo con la referencia [11], es común que el material que se forma en zonas de falla o de cortante (como las fallas estratigráficas de la cimentación de la presa Pirrís), se caracterice por contener arcillas, limos (finos plásticos) así como fragmentos granulares.

Fotografía 4. Aspecto de una muestra de relleno de un plano débil. Nótese los bloques angulosos flotando en una matriz de finos plásticos. Se muestran dos bloques de relleno de 15 x 15 cm.

Según los resultados de los ensayos de clasificación de los rellenos de los planos débiles, estos clasifican (SUCS) como gravas arcillosas limosas con arena, GC-GM, limo elástico con arena MH, y grava limosa con arena GM. Con estos ensayos, se procuró tener un mejor conocimiento de la variabilidad de la granulometría de los rellenos y del contenido de finos. En resumen, la humedad natural de los rellenos varió desde 12 hasta 32 %, el índice de plasticidad IP, varió de 18 a 28 %. Se obtuvieron valores del límite líquido LL, variables entre 45 y 64 %. Para la descripción de los rellenos y clasificación de las fallas estratigráficas durante la excavación de los estribos de la presa, se definieron categorías de clasificación visual según se detalla en el Cuadro 2.



Cuadro 2. Clasificación de las fallas estratigráficas descritas en la margen izquierda.

Categorías de discontinuidades de los planos débiles y propiedades de resistencia al corte para los análisis de estabilidad

Un factor adicional a considerar respecto de la resistencia al corte, es el comportamiento de desplazamiento de cortante de la discontinuidad con relleno. En el análisis de la estabilidad de fundaciones, este comportamiento indicará si ocurre una reducción de la resistencia al corte con el desplazamiento, alcanzándose el estado de falla posterior a una pequeña cantidad de movimiento. Teniendo en cuenta lo comentado en el párrafo anterior, comúnmente, las discontinuidades rellenas pueden ser divididas en dos categorías generales, dependiendo de si han tenido desplazamientos previos: a) discontinuidades recientemente desplazadas, y b) discontinuidades no desplazadas [12].

Las fallas estratigráficas o planos débiles de la cimentación de la presa Pirrís, se catalogaron como discontinuidades recientemente desplazadas. [5]. En el campo, analizando los contactos de los rellenos con la roca, se observaron estrías que evidencian el movimiento. En el laboratorio, al inspeccionar los rellenos de las muestras, se encontraron espejos de fricción (superficies pulidas) en los bloques que están inmersos en la matriz de suelo. En estas fallas, los rellenos se formaron por el proceso de cortante, en el cual se produjeron desplazamientos considerables. Es común que los rellenos formados en este proceso incluyan finos plásticos y brecha, con la orientación de las partículas y orientación de las estrías en la brecha alineadas en forma paralela a la dirección del cortante, aspecto fue observado en múltiples ocasiones en la cimentación de la presa Pirrís.

Para este tipo de discontinuidades, sus propiedades de resistencia al corte estarán cerca de la resistencia residual, y tendrán pequeñas reducciones de la resistencia con más procesos de cortante. Por otro lado, dado que cualquier adherencia cohesiva que exista en la fracción fina (limosa o arcillosa) debido a sobreconsolidación previa será destruida por el proceso de cortante, y el relleno estará en una condición equivalente al estado normalmente consolidado, en este caso el estado de consolidación no será de gran importancia [12]. Un aspecto a considerar, es que con el incremento en el contenido de humedad (saturación), puede ocurrir un ablandamiento del material resultando en una mayor reducción de la resistencia. En general, según la práctica


ClasificaciónFalla Estratigráfica

Descripción

1 Material gravoso, limo arcilloso con arena

2 Láminas de roca con marcadas evidencias de cizalla

3

3ª Relleno Tipo 1 entre paquetes de rellenos Tipo 2

3b Relleno Tipo 1 sobre rellenos Tipo 2

3cBloques angulares y subangulares de roca de tamaño milimétrico en contacto puntual y flotante dentro de una matriz Tipo 1. Este es el Tipo más común dentro de la categoría 3.

4 Material arenoso, cuya matriz cementante ha sido lixiviada y los granos se encuentran en contacto puntual.

5 Intercalación de estratos de rellenos Tipo 3 con rellenos Tipo 4.


internacional, para rellenos de discontinuidades recientemente desplazadas, los parámetros de resistencia al corte pico, obtenidos de los ensayos, son usados para el diseño.

Ensayos de resistencia al corte

Mediante ensayos de corte directo, se ha reportado en la literatura [12], que el ángulo de fricción residual de este tipo de rellenos es de 2º a 4º menor que el ángulo de fricción pico, mientras que la cohesión residual es esencialmente cero. Una serie de ensayos de corte directo se llevaron a cabo para obtener los valores de las propiedades de resistencia al corte de los rellenos de los planos de debilidad.

Corte directo in situ: Durante la etapa de diseño final, en las galerías para la cortina de inyección en ambas márgenes, se detectó la presencia de fallas estratigráficas. No obstante, la frecuencia de ocurrencia no pudo ser observada sino hasta que se excavaron los estribos de la presa, según se mencionó antes, a pesar de que las galerías se ubicaron en ambas márgenes en las elevaciones 1105, 1140, 1175, y 1210 msnm. En las galerías se llevaron a cabo 5 ensayos en diferentes condiciones de rugosidad y en diferentes tipos de rellenos. No en todos los casos se observaron planos débiles con rellenos como los caracterizados durante la excavación del estribo izquierdo. La determinación de la resistencia a cortante se realizó mediante la metodología de carga en etapas múltiples, sobre un mismo espécimen, y con incrementos de esfuerzo normal, el cual se mantuvo constante en cada etapa. El esfuerzo normal se hizo variar de 5 hasta 30 kg/cm2. En el Cuadro 3 se resumen los resultados obtenidos, y en la Fotografía 5 se aprecia el montaje del equipo [2].

Cuadro 3. Valores de los parámetros de resistencia al corte de planos de estratificación obtenidos mediante ensayos de corte directo in – situ2

Galería Estación Bloque Relleno JRCCohesión aparente (kg/cm2)

Ángulo de fricción

1 MI

0+074 2 Calcita < 1mm8 – 10 y

aspereza de segundo orden

5,0

16,2

65º

41º

0+098 1 Limo arcillo arenoso, SC No aplica 0,8 15º

0+100 3 Calcita 1 – 3 mm 4 – 6 8,0 27º

1MD0+083 2 Roca

triturada 4 – 6 1,8 23º

0+106 1 No hay 8 – 10 8,8 29º

De estas pruebas in situ, cabe resaltar que en uno de los ensayos ubicado a 98 m de profundidad, a lo interno del macizo, en la galería de la margen izquierda ubicada en la elevación 1105 msnm, se obtuvo como resultado un ángulo de fricción de 15 grados y una cohesión de 0,8 kg/cm2 para



el plano débil con relleno blando. Este resultado fue un claro indicativo de la baja resistencia al corte de los planos débiles que existe incluso a profundidad en el macizo rocoso [8].

Corte directo en el laboratorio: A sugerencia del Dr. Kanji [7], para caracterizar los rellenos de los planos débiles, se realizaron ensayos de corte directo en el laboratorio geotécnico en muestras inalteradas y remoldeadas, usando la técnica de multietapa. Con esta técnica, a una muestra de suelo se le aplican esfuerzos normales incrementales (2, 4 y 8 kg/cm2, para este caso), en forma sucesiva. Fue requerido usar esta técnica debido a la dificultad de obtener muestras inalteradas en el sitio, particularmente muestras idénticas que permitan aplicar individualmente esfuerzos normales. Adicionalmente, por el cronograma del proyecto, el revestimiento de las galerías de inyección ya se había ejecutado por lo que las muestras se tomaron directamente del talud de excavación. Los ensayos se realizaron en dos máquinas de corte, una que permite ensayar muestras de 15 x 15 cm hasta 30 x 30 cm, y otra para muestras de 5 x 5 cm. En los primeros ensayos se determinó que por el efecto de escala, y debido a la presencia de bloques angulosos de hasta 38 mm en los rellenos, las muestras de 15 x 15 cm eran más representativas, mientras que las muestras de 5 x 5 cm solamente podían usarse con muestras remoldeadas, limitando la granulometría al tamaño de las arenas.

Se realizaron seis ensayos en muestras inalteradas. Dos en la caja de corte de 5 x 5 cm y cuatro en la caja de corte de 15 x 15 cm. Los resultados de los ensayos, específicamente el ángulo de fricción pico se muestran en el Cuadro 4.

Cuadro 4. Resultados de los ensayos de corte directo, muestras inalteradas 5No. Ensayo Tamaño de la caja Área de la muestra

(cm2)Ángulo de fricción pico

(grados)1 5 x 5 cm 25 522 433

15 x 15 cm 225

404 215 176 28

En los ensayos de corte realizados en la caja de corte de 5 x 5 cm, se obtuvieron ángulos de fricción mayores a los obtenidos con la caja de corte de 15 x 15 cm, aspecto atribuible al efecto de escala por la presencia de bloques angulosos en la muestra. Se optó por realizar ensayos solamente en la caja de 15 x 15 cm. La variabilidad de los resultados de los ensayos fue alta y dependió en gran medida de la variación granulométrica del relleno, las muestras con menos bloques mostraron menores valores de resistencia al corte. La cantidad de ensayos fue limitada por las exigencias del programa constructivo, por la dificultad de tomar muestras inalteradas, porque en general los resultados obtenidos correspondían con lo documentado en la literatura sobre este tipo de rellenos, y porque se optó por clasificar los rellenos según su granulometría y correlacionar esta clasificación con sus propiedades de resistencia al corte.

Se tomaron muestras de rellenos de planos débiles para hacer pruebas en muestras remoldeadas en el laboratorio. Con estos ensayos, se procuró conocer el valor de las propiedades de resistencia



al corte de la fracción fina de los rellenos, para obtener los valores mínimos o residuales de resistencia del material. Las muestras se prepararon tamizando el material en la malla No. 4 (desde arenas hasta arcillas) y se moldearon con aproximadamente la densidad natural de campo (entre 1600 y 1700 kg/m3). La humedad natural varió entre 20 y 32 %. Los resultados se muestran en el Cuadro 5.

Cuadro 5. Resultados de los ensayos de corte directo, muestras remoldeadas 5No.

Ensayo

Tamaño de la caja(cm) Área de la muestra

(cm2)

Tamaño máximo de partícula

(mm)

Ángulo de fricción pico

(grados)1 15 x 15 225 4,75 162 18

El ángulo de fricción obtenido fue muy cercano al límite inferior esperado para los rellenos de los planos débiles (15º), aún siendo muestras remoldeadas. Se observó que conforme se incrementaba la carga normal, el material continuaba ganando resistencia de manera sostenida sin romperse bruscamente (la curva esfuerzo deformación tiende a una asíntota horizontal). Por el tamaño máximo de la partícula (4,75 mm), fue posible realizar ensayos con la caja de corte de 5 x 5 cm sin el inconveniente del factor de escala. En las Fotografías 5 y 6 se muestra el montaje del corte directo in situ y un plano de falla de una muestra de laboratorio.

Valor del ángulo de fricción recomendado para el diseño

Finalmente, como resultado de los ensayos de corte directo, la recomendación del consultor fue que los análisis de estabilidad de la presa, a lo largo de planos de deslizamiento potenciales en la margen izquierda, se realizaran considerando un ángulo de fricción máximo de 20, despreciando cualquier efecto que pueda tener la cohesión. El valor seleccionado coincide con el criterio expresado mucho tiempo atrás por el Prof. Don Deere:

“Para planos de debilidad continuos, se debe asumir un valor de cohesión igual a cero, en el caso del ángulo de fricción: 8o – 15o para rellenos arcillosos, 16o – 23o para rellenos intermedios, y 24o – 32o para rellenos arenosos.”



Fotografía 5. Montaje típico del ensayo de corte directo in-situ. Obsérvese la inclinación de la caja de corte igual al buzamiento de la estratificación, así como la inclinación del gato hidráulico para el esfuerzo normal y la reacción 2.

Fotografía 6. Muestra de 15x15cm. Se muestra el plano de falla, después de realizar el ensayo. Nótese una granulometría típica del relleno Tipo 1 (ver Cuadro 2.)

DISEÑO DEL MURO DE CORTANTE

Metodología

El problema del deslizamiento sobre planos débiles, en la margen izquierda del sitio de presa Pirrís, fue analizado por medio de un modelo de equilibrio límite. Las áreas consideradas de los bloques de terreno o de la presa, susceptibles a deslizar, se calcularon mediante el programa AutoCAD y los cálculos de factor de seguridad se realizaron en hojas electrónicas de Excel 1.

Se tomó en cuenta el empuje del embalse sobre la cortina de inyección, por lo tanto se analizó la estabilidad de secciones dentro del macizo de margen izquierda, más allá de la presa, además de las secciones que pasan por el cuerpo de la misma. En los análisis se tomó en cuenta el empuje del embalse sobre la cortina de impermeabilización y la presa, y el efecto de la subpresión que existirá por debajo de los planos débiles. La subpresión se verá reducida por la presencia de una cortina de drenaje bajo la fundación de la presa y dentro del macizo. Como premisa de diseño, se consideró que el efecto del conjunto perforaciones de drenaje-cortina de inyección es el de reducir la subpresión calculada bajo la presa en un 50 %.

Los análisis de estabilidad se efectuaron en condiciones estáticas, con el embalse al nivel de operación, a la cota 1205 msnm. Posteriormente se realizó una revisión en condiciones pseudo estáticas. Se definió como objetivo del tratamiento de estabilización del talud, la obtención de un factor de seguridad mínimo de 1,3 en las secciones del macizo y de 1,5 en las secciones que atraviesan el cuerpo de la presa.


10 m

Cortina de inyección Plano débil Pn 10 m

1205 msnm

Plano débil P1

U

W

E


En cuanto a los planos de deslizamiento, estos tienen un ángulo de inclinación aparente de 14° con respecto a la horizontal. En vista de la existencia de gran cantidad de posibles planos de deslizamiento, se decidió evaluar el factor de seguridad para planos espaciados cada 10 m en el sentido vertical. En los análisis, el plano evaluado más profundo es todo aquel que esté ubicado a 10 m por debajo del nivel del terreno aguas abajo de la presa. En principio, se deseaba evaluar la estabilidad para los planos que afloran aguas abajo, sin embargo se consideró que un plano que tuviera solamente 10 m de cobertura aguas abajo era susceptible de aflorar en el futuro, en caso de que se produzca erosión en la margen izquierda o se presente algún deslizamiento.

Modelo para el análisis del deslizamiento de un bloque en el macizo a lo largo de un plano débil

Como ya se mencionó, en este caso se produce un empuje hidrostático sobre la cortina de impermeabilización. En el caso de estas secciones, el primer plano evaluado es el que pasa por la cortina de inyección, 10 m por debajo del embalse, tal y como aparece en la Figura 4. Esto con el fin de que exista un empuje mínimo sobre la cortina. En la Figura 5 aparecen las fuerzas que se tomaron en cuenta en este caso.

Figura 4. Planos débiles considerados en el análisis 1.

Figura 5. Fuerzas que participan en el análisis de estabilidad del bloque 1.


WE

ET

EN

WT

WN


Las fuerzas que aparecen en la Figura 5 son las siguientes:

W: Peso del terreno que desliza sobre el plano PiE: Empuje hidrostático sobre la cortina de impermeabilizaciónU: Subpresión actuante sobre el plano Pi

Es necesario descomponer las fuerzas E y W en sus componentes normal y tangencial al plano débil, tal y como aparece en la Figura 6.

Figura 6. Fuerzas normales y tangenciales al plano débil a partir de las proyecciones de las fuerzas E y W 1.

Para calcular el factor de seguridad contra el deslizamiento del bloque, se requiere la definición de la resistencia al corte en el plano débil. De acuerdo a las propiedades encontradas a partir de los ensayos efectuados sobre el material, que rellena las discontinuidades que definen los planos, esta resistencia es representada únicamente por un ángulo de fricción . La ecuación que permite estimar el factor de seguridad es la siguiente:

FS =∑ F N× tan φ

∑ FT

En donde FN representa las fuerzas normales al plano, reducidas por la subpresión U:

∑ F N = ( EN+W N−U )

FT representa las fuerzas tangenciales al plano de falla: ∑ FT = (ET+W T )

Modelo para el deslizamiento de un bloque que atraviesa un monolito de la presa

Para este modelo, se consideró un empuje hidrostático sobre la cortina de drenaje y sobre la cara de la presa. En este caso, el primer plano evaluado es el que pasa por el pie aguas arriba de la presa, tal y como aparece en la Figura 7. Con respecto al modelo anterior, para calcular el factor de seguridad, es necesario agregar, en la ecuación planteada, el empuje hidrostático sobre la presa EP y el peso de la misma WP. Ambas fuerzas se deben descomponer en sus proyecciones


Cortina de inyección Plano débil Pn 10 m

1205 msnm

Plano débil P1

Presa

U

W

EP

WPE


normales (EPN y WPN) y tangenciales (EPT y WPT) al plano de deslizamiento, tal y como se explicó en la Figura 6, para el empuje sobre la cortina y el peso del bloque de terreno.

Figura 7. Planos considerados en el análisis que incluye la presa 1.

Figura 8. Fuerzas que participan en el análisis de estabilidad del bloque. En este caso se aprecia claramente la disminución en la subpresión de 50% que se presenta por el efecto del conjunto

cortina de inyecciones y perforaciones de drenaje bajo la presa.

La ecuación que permite estimar el factor de seguridad es la misma que la planteada para el caso

anterior: FS =

∑ F N× tan φ

∑ FT



En esta oportunidad se deben agregar las fuerzas provenientes de la presa, por lo que las sumas de fuerzas normales y tangenciales son las siguientes:

∑ F N = ( EN+EPN+W N+WPN−U )

∑ FT = (ET +EPT+W T+WPT )

Efecto del muro cortante

Con el fin de interrumpir los planos débiles en el macizo y asegurar que no se presentará ningún deslizamiento sobre alguno de ellos, se decidió la construcción de un muro que atravesara los planos, impidiendo el movimiento a lo largo de los mimos.

Con el fin de calcular el espesor requerido del muro, se utilizó la ecuación para calcular el factor de seguridad ya establecida en el punto anterior. A esta ecuación se le incluyó un término que representa la fuerza que se opone al deslizamiento, la cual se calcula multiplicando la resistencia al corte del muro de concreto (s) por el ancho o espesor del mismo (e).

La nueva ecuación del factor de seguridad empleada para encontrar el ancho del muro, adecuado para conseguir los factores de seguridad deseados es la siguiente:

FS =∑ F N× tan φ+s∗e

∑ FT

Propiedades

La metodología utilizada requiere conocer el peso unitario del RCC de la presa, así como del material de fundación de la misma. Para el RCC de la presa, se utilizó un valor de 2400 kg/m3 y se asumió la existencia de un solo material para todo el macizo, con un peso unitario de 2300 kg/m3. Tal y como se explicó en el punto “Valor del ángulo de fricción recomendado para el diseño”, la resistencia al deslizamiento sobre los planos débiles está proporcionada únicamente por la fricción existente en el material que rellena estos planos. Se definió que este ángulo de fricción era de 20°.

Se especificó que el muro de concreto debería tener una resistencia a la compresión de 280 kg/cm2, a fin de que además de interrumpir la persistencia de los planos débiles, aportara la resistencia al corte requerida para la estabilidad. La resistencia a la tensión puede suponerse como un décimo de este valor. 8.

Resultados

Se analizaron 9 secciones perpendiculares al eje de la presa, de las cuales 5 atravesaban monolitos de la presa (J1 a J5) y 4 atravesaban únicamente la cortina de inyecciones (0+010, 0+020, 0+040 y 0+060) hasta alcanzar 60 m más allá de la presa, dentro del macizo. Se determinó que para distancias mayores no se requería de ningún tratamiento. Al ser los planos débiles considerados distintos para cada sección, se realizaron los cálculos de factor de seguridad plano por plano, para cada una de ellas, con el fin de optimizar el espesor del muro. Los



resultados finales se presentaron tomando como referencia la intersección entre el eje del muro y el plano para el cual se estaba evaluando la estabilidad. Los espesores recomendados varían entre 3,0 m y 5,0 m, siendo el primero de estos valores el mínimo aceptable desde el punto de vista constructivo. En la Figura 9 se aprecia la ubicación de estas secciones.

Los planos considerados iban desde P1 hasta P4, presentándose para este último un solo plano posible el cual pasaba por la sección J1. En las demás secciones los planos P4 pasaban más de 10 m por debajo del nivel del terreno, aguas abajo de la presa. Esto demuestra la importancia de realizar tratamientos de estabilización de los taludes aguas abajo, para asegurar que no se presentarán deslizamientos del coluvio existente en esa zona, lo que podría dejar descubiertos algunos planos débiles.

El muro diseñado no debería favorecer el desarrollo de ninguna carga hidrostática, por lo que se recomendó que fuera permeable.

Figura 9. Secciones analizadas 1.

IMPLEMENTACIÓN DEL DISEÑO

Para la implementación del diseño se procedió a dibujar los planos de detalle, con el fin de planificar los aspectos constructivos, el cronograma de obra, el volumen de obra, cantidades de materiales y especificaciones técnicas, detallar las dimensiones de la obra y los espesores del muro según se determinó en el proceso de diseño. Detalles de los aspectos definidos en planos se muestran en las Figuras 10 y 11.



Figura 10. Lámina típica con la información requerida para la construcción de la solución planteada en el diseño. Incluye todas las coordenadas para ubicar espacialmente el muro subterráneo.

Figura 11. Detalle de las dimensiones del muro, y las zonas de diferente espesor establecidas en el diseño. La altura total del muro es de 75,5 m y penetra de 25,0 a 60,0 m en el macizo rocoso.

De acuerdo con el diseño, el muro inicia en la elevación 1121,70 msnm con un espesor de 5,0 m, y continúa con ese espesor hasta 1151,25 msnm. De esa elevación hasta 1165,65 msnm, el muro tiene un espesor de 12,0 m, con profundidades variables de 8,0 hasta 19,0 m, para continuar a profundidad en el macizo con espesores variables de 5,0 a 3,0 m. A partir de la elevación 1165,65 msnm hasta 1197,0 msnm, y a partir de la junta J-1 (inicio de la presa) hacia el macizo, el muro tiene un espesor de 3,0 m. La Figura 12 permite visualizar la geometría del muro en 3D.

Figura 12. Vistas oblicuas desde margen izquierda hacia aguas arriba, y desde margen izquierda hacia aguas abajo. Se aprecia el sólido de la presa y la geometría del muro. Nótese que el muro inicia 27,0 m sobre el nivel de fundación de la presa.

El requisito de que el muro fuera permeable se consiguió mediante una red de tubos planares en contacto con el macizo rocoso, cubiertos de geotextil, y tubos cilíndricos embebidos en el concreto que permiten el paso del flujo atravesando el muro de un extremo al otro, y permitiendo


1121,70

1151,25

1163,85

1197,00 1197,00

1121,70

1165,85

1151,25


la continuidad de los drenes planares. Mediante la Figura 13 se muestra la distribución de los drenes planares y detalles para su implementación.

Figura 13. Vista lateral del sistema de drenajes del muro y detalle de armado en las esquinas de ampliación del ancho del muro.

ASPECTOS COSNTRUCTIVOS

Restricciones de espacio

Una de las principales dificultades para la construcción del muro se relacionó con las serias limitaciones para el espacio requerido, debido a que el contratista de la presa ya había iniciado trabajos en la elevación 1105 msnm, con la excavación de la fundación y construcción de la descarga de fondo ubicada también en la margen izquierda. Con esta restricción, ningún escombro podía llegar de los niveles superiores donde se construía el muro, hacia las áreas de trabajo del contratista.

A partir del diseño plasmado en los planos constructivos se realizó el planeamiento constructivo para el volumen de obra a desarrollar. Se requirió la excavación de 12 000 m 3 de roca dura fracturada, que posteriormente fueron sustituidos por concreto con una resistencia a la compresión, f’c = 280 kg/cm2.

Método de construcción

Luego de analizar una serie de alternativas de construcción del muro desde la superficie, y de considerar las restricciones impuestas por la interacción con el contratista, se llegó a la conclusión que el método constructivo más adecuado era mediante la excavación en subterráneo, con la técnica de barrenación y voladura. Este método resultaba favorable desde el punto de vista de la capacidad y experiencia del ICE para realizar este tipo de obras, y mediante esta solución constructiva se evitaría la interacción con el contratista de la presa. La construcción del muro se realizaría de esta forma en etapas sucesivas de abajo hacia arriba, mediante galerías que alcanzarían las profundidades especificadas en los planos, y desde dos frentes de trabajo, uno



iniciando desde la elevación 1121,7 msnm hasta la 1175,0 msnm, y el otro, desde 1175,0 msnm hasta 1197,0 msnm 10.

Etapas para el proceso constructivo

Desde el túnel principal ubicado en la elevación 1121,0 msnm, y aguas arriba de la ubicación del muro se excavó un túnel de 40 m de longitud y 4,8 m de diámetro desde el que se realizaría el desescombro producto de la excavación del muro. Esta estrategia permitiría independizar los trabajos del área ocupada por el contratista.

Desde el túnel de desescombro se inició la excavación del muro, con un primer túnel en la elevación 1121,7 msnm, con una longitud de 20,0 m y una sección de 5,0 m de acuerdo con lo establecido en los planos. Para garantizar la estabilidad de la excavación se utilizaron arcos de acero colocados a cada 1,5 m centro a centro. Una vez excavado el primer túnel se procedió a colocar el acero de control de agrietamiento por temperatura en ambas caras del muro (varilla #6 a cada 30 cm en ambas direcciones), y los drenajes planos separados a cada 5,0 m, así como la primera red de tubos cilíndricos que permitirían dejar pasar el flujo de agua que supere la cortina de drenaje.

Posteriormente, se procedió a colocar la primera colada de concreto con una altura de 2,5 m. Una vez que el concreto logró la fragua inicial, se utilizó como piso para iniciar la excavación del túnel siguiente.

En adelante, se excavaron túneles de 4,25 m de altura y 5,0 m de ancho que se rellenaron hasta una altura de 1,85 m, para garantizar que entre el piso de concreto y la corona del túnel en roca quedara un espacio libre de 2,4 m, que fue el espacio utilizado por los tuneleros para excavar el siguiente túnel, y para que el mini – cargador usado en la extracción de escombro pudiera maniobrar. En cada uno de los túneles sucesivos excavados se usó como soporte temporal arcos de acero, de los que se dejó embebido en el concreto la parte inferior o pata, mientras que el arco de la corona era reutilizado en los otros túneles subsecuentes. Se utilizó una carga de explosivos de 1,0 kg/m3.

La extracción de los escombros se realizó mediante un ducto de acero de 1,2 m de diámetro que se fue instalando a lo interno del muro, dejándolo embebido en el concreto, que funcionó a manera de pozo inclinado por el que se lanzaron los escombros hacia el túnel de desescombro. Este pozo inclinado se fue construyendo conforme se fueron colando los tramos de muro. Una vez finalizado el muro se procedió con el relleno de concreto de este pozo y del túnel de desescombro.

Para garantizar la protección del personal del contratista ubicado en niveles inferiores del sitio de presa, durante las voladuras se utilizó una mampara de acero diseñada para tal fin. Fue requerida la construcción de escaleras metálicas desde la elevación 1208,0 msnm, hasta la 1121,7 msnm, que posteriormente se fueron retirando conforme el muro ganaba altura.

Cada uno de los túneles excavados en forma sucesiva tuvo una cara libre hacia la margen izquierda, ya que por especificaciones de diseño, se requirió eliminar la “cáscara” de concreto lanzado. En todo caso la abertura permitió llevar la ventilación al sitio de trabajo, y para el ingreso y salida del personal.



El concreto se trasladó en camiones automezcladores desde la planta de concreto hasta el sitio de colocación donde se ubicó una bomba convencional para concreto hidráulico. Una tubería de 152 mm de diámetro permitió transportar el concreto hasta el sitio mismo de colocación. En cada colada el concreto fue vibrado en varios puntos de manera simultánea para garantizar su homogeneidad. Cada junta requirió de limpieza a profundidad y se realizaron inspecciones de Control de Calidad, así como muestreos continuos para el control de la resistencia y revenimiento del concreto 10. La Figura 14 permite ilustrar los principales componentes de la etapa constructiva del muro de cortante.

Figura 14. Esquema tridimensional de la distribución de las obras relacionadas con la construcción del muro de cortante: túnel de acarreo, ducto de evacuación de escombros y

ubicación del muro.

Presupuesto de obra

Cuadro 6. Presupuesto requerido para poder llevar a cabo la obra 10.Actividad 1 X 103 $

Mano de obra 575,1Materiales 700,1Herramientas 13,0Producción de concreto 1600,4Alquiler de maquinaria y equipo menor 1056,0Servicio de talleres 318,6

TOTAL 4263,2



Identificación de riesgos

Una matriz de riesgos fue elaborada como aporte del proceso constructivo de la obra, que se resumen a continuación:

Cuadro 7. Matriz de riesgos resumida de la obra 10.Riesgo Actividad

EDTCategoría Disparador Acción

Caída de partículas al área del contratista

Excavación Media Reclamos por tiempos perdidos

Mejorar comunicación. Construir mamparas adicionales en procesos de voladura

Falla de malacate utilizado en a extracción del nivel 2

Extracción Alta Galería de 1175,0 msnm utilizada como almacenamiento temporal de escombros llena

Colocación de concreto lanzado en rampa para facilitar salida de mini cargadores

Falla mecánica de mini cargadores en el proceso de extracción

Extracción Alta Avería de mini cargador Mantenimiento mecánico permanente de la maquinaria, barreras para evitar caída al vacío

Falla de la planta de concreto

Relleno de sustitución

Alta Disminución de tasas de colocación del concreto y atraso del cronograma

Mantenimiento autónomo, incluir personal especialista en la programación y reparación de la planta

Falla del suministro de cemento para la producción de concreto

Relleno de sustitución

Alta Detención del proceso por falta de cemento en los silos

Mantener comunicación directa con el proveedor del concreto

Atasco del ducto para descarga de escombros

Extracción Alta Reducción del volumen de extracción y detención del proceso

Mantener el ducto limpio, controlar el tamaño máximo de bloques, mezclar el escombro con agua para mejorar la descarga

Comprobación de los rellenos de los planos débiles

Un trabajo fundamental durante el proceso constructivo, fue la comprobación del modelo de planos débiles que se utilizó y justificó el diseño del muro de cortante, según se presenta en la Figura 15.



Figura 15. Cartografía de los planos débiles según su posición y la clasificación de rellenos.

Puede notarse que la excavación requerida para la construcción del muro permitió continuar la documentación de los planos débiles y sus rellenos, así como de las demás características del macizo rocoso (en este artículo no se presenta todo el detalle), mediante el levantamiento geológico geotécnico detallado. Adicionalmente, se dio apoyo al constructor sobre la base de una estructura de distribución del trabajo, y se hicieron verificaciones periódicas de la adecuada ejecución del diseño.

Grado de acierto en el plazo de ejecución original estimado

Con el fin de dar seguimiento al programa de trabajo de la obra, en la Figura 16 se puede observar la comparación entre el avance programado y el real. Al final de 2007 se realizó una evaluación detallada del avance alcanzado y se visualizó como poco probable el cumplimiento de la fecha programada originalmente, de acuerdo con la proyección con rendimientos obtenidos a esa fecha. Esto motivó un análisis detallado con los especialistas involucrados sobre la posibilidad de avanzar con dos frentes11.

Como resultado de ese análisis, a finales de enero del 2008 se implementó un segundo frente de trabajo, que provocó un repunte del avance. De esta forma hubo una disminución del atraso proyectado y al final se logró avanzar la fecha de finalización en un 1,27 % con respecto del programa original. Conviene aclarar que con respecto al volumen teórico de concreto a colocar se dio un aumento de 20,34 %, debido a la sobre excavación inducida por el control estructural de los juegos de fracturas del macizo rocoso.



Figura 16. Curvas de avance real y proyectado de la construcción del muro de cortante 11.

Fotografías representativas del proceso constructivo

Algunas fotografías representativas del proceso constructivo son presentadas a continuación con el fin de ilustrar las dificultades y la complejidad del trabajo realizado.



Fotografía 7. Vista panorámica del estribo izquierdo de fundación de la presa Pirrís donde se ubica el muro de cortante. Las flechas indican el nivel de avance a la fecha en que se tomó la fotografía, y las labores del contratista en los niveles inferiores donde se construía en paralelo la descarga de fondo.

Fotografía 8. Ampliación de la vista de la fundación en la margen izquierda cuando se excavaban en simultáneo el nivel 1 en la zona ampliada a 12 m, y el nivel 2 que inició en 1175 msnm. Cuando se alcanzaron las elevaciones indicadas, la estructura de la descarga de fondo estaba concluida, facilitando el trabajo del ICE.


1165,65

msnm

1151,25

msnm

1208 msnm

1197 msnm

1163,85 msnm

1149,25 msnm

Nivel 1

Nivel 2 (1175msnm)

Galería Inyección

Galería Drenaje


Fotografía 9. Se observan los dos niveles de avance dentro de la misma excavación. Una vez completada la profundidad del muro especificada en los planos, se procedía con la colada de concreto hasta dejar nuevamente una altura libre de 1,85 m para iniciar un nuevo ciclo de excavación de abajo hacia arriba. Se pueden observar los planos de estratificación y el volumen de roca, así como la inestabilidad lateral por la conjugación de discontinuidades.

Fotografía 10. Colada de concreto al finalizar un ciclo de excavación del muro. Nótese, el soporte temporal utilizado que consistió de arcos de acero (1), la malla de varilla 6 para el control de agrietamiento por temperatura (2), la cuña de concreto de f’c = 280 kg/cm2 (3), los tubos de drenaje planar (pared izquierda) (4), y el tubo transversal uniendo los dos drenes (5).

Fotografía 11. Aspecto de los trabajos en la zona ampliada a 12 m, túnel central (5 m) y túnel de lado izquierdo (3,5 m) visto de frente. Al fondo se observan dos drenajes cubiertos con plástico antes de colar el concreto. En el piso la junta era tratada con limpieza profunda para mejorar la adherencia entre coladas.

Fotografía 12. Vista del túnel central (5m de ancho) y del túnel lateral derecho (3,5 m de ancho). Nótese la densidad de acero, y la profundidad del muro en ese sector. Entre túneles adyacentes, cada arco se construyó como un elemento independiente. Las patas de los arcos quedaron embebidas en el concreto.


1

2

34

5


Fotografía 13. Dren planar colocado en su posición antes de ser tapado con plástico para continuar con la colada de concreto. En la parte inferior se observa la conexión para el tubo transversal.

Fotografía 14. Detalle del accesorio para la instalación del tubo transversal. Detrás del dren se colocaba una columna de grava para rellenar el vacío de la sobre excavación con material de estructura abierta para permitir el drenaje.

Fotografía 15. Protección del dren planar con plástico para evitar que el concreto hiciera contacto directo con la superficie tapando el geotextil. En la parte superior se colocaba un accesorio para conectar otro tubo transversal.

LECCIONES APRENDIDAS

La particularidad geológica del macizo rocoso de fundación del la presa Pirrís en la margen izquierda se mantuvo oculta aún cuando se usaron las técnicas de investigación directas del subsuelo, tales como las perforaciones con recuperación de núcleo y galerías. En estas últimas apenas se insinuó la presencia de estos planos pero no fue evidente su distribución en todo el macizo. Sin embargo, desde el diseño final de la obra se recomendaron análisis de estabilidad a lo largo de esos planos considerándolos como superficies potenciales de deslizamiento. Como es común en obras de gran magnitud que se desarrollan en áreas extensas, hasta que se realizaron las excavaciones y se observaron sus peores características se reconoció el riesgo real que representaban para la estabilidad de la presa en esa margen. En este tipo de terreno los pozos verticales ayudarían más que las galerías a descubrir este tipo de accidente geológico.

Con los ensayos de campo y de laboratorio de corte directo, realizados directamente sobre los rellenos de los planos de debilidad, se logró una adecuada caracterización de sus propiedades físicas y mecánicas. Hay que tomar en cuenta que la campaña de muestreo para las pruebas de laboratorio se ejecutó durante el proceso de excavación durante el cual era requerido ir cubriendo las superficies con concreto lanzado, dificultando las labores de muestreo y obligando a un seguimiento constante de la obra para hacer los levantamientos de los planos débiles y la clasificación de los rellenos.



Aunque no se menciona en el artículo, como parte del estudio y solución del problema, se usaron otras técnicas de análisis sofisticadas como las diferencias finitas. Sin embargo, la solución final se diseñó con una técnica simple como el equilibrio límite, que aunque es relativamente conservadora, para el tipo de obra involucrada y las consecuencias de su falla, esta técnica resultó adecuada.

Dadas las dificultades de espacio y tiempo para la construcción del muro de cortante debido al inicio de los trabajos que realizó un contratista en la descarga de fondo, fue necesario recurrir a las obras subterráneas ya existentes – túnel principal y ventana de acceso – para construir “desde adentro” la solución planteada en el diseño. Esta solución ingeniosa permitió aprovechar la vasta experiencia del ICE en obras subterráneas excavadas con el método convencional, para lograr terminar a tiempo esta estructura inédita.

Para un adecuado monitoreo del comportamiento del muro subterráneo, una red de inclinómetros y de piezómetros se construyó en paralelo aguas abajo de la presa. Los instrumentos se encuentran distribuidos en varias elevaciones de la ladera y son leídos periódicamente. En particular durante el llenado del embalse y puesta en marcha del proyecto, estos instrumentos serán de gran utilidad para estudiar el comportamiento del macizo con los empujes que le serán impuestos.

La constante comunicación entre geotecnistas, geólogos, constructores, ingenieros de control de calidad, capataces, y demás involucrados en la obra fue clave para la toma de decisiones sobre la marcha, y la correcta ejecución de la obra.

AGRADECIMIENTOS

Al Instituto Costarricense de Electricidad, UEN Proyectos y Servicios Asociados, C.S Diseño y Proyecto Hidroeléctrico Pirrís por la oportunidad de compartir con la comunidad de ingenieros costarricenses y extranjeros la experiencia de las etapas de investigación, diseño, construcción y seguimiento de una obra inédita como lo es el muro subterráneo de cortante.

Al Ing. Oscar Luis Vega Antonini, Director del PH Pirrís por promover la cultura del trabajo en equipo en el proyecto sin la cual una obra con esta complejidad no hubiese sido posible de realizar.



REFERENCIAS

1. Carboni, S., (2006), “Nota Técnica: Definición del muro de margen izquierda, presa Pirrís”, Instituto Costarricense de Electricidad, UEN PySA, C.S. Diseño, Área Ingeniería Geotécnica. 14 pp.

2. Instituto Costarricense de Electricidad, (2002), UEN Proyectos y Servicios Asociados, Proyecto Hidroeléctrico Pirrís, Ingeniería, “Modelo Geológico Geotécnico del Sitio de Presa para Diseño Final”, 120 pp.

3. Instituto Costarricense de Electricidad, (2006), UEN Proyectos y Servicios Asociados, C.S. Diseño Proyecto Hidroeléctrico Pirrís, Ingeniería Estructural y Arquitectura, “Planos de la Presa del P.H. Pirrís”, Láminas 7 a 11.

4. Jiménez, M., (2004), “Nota Técnica: Análisis de Estabilidad de la Presa del P.H. Pirrís. Respuesta a dudas del Consultor de J-Power”. Instituto Costarricense de Electricidad, UEN PySA, C.S. Diseño, Área Ingeniería Geotécnica.13 pp.

5. Jiménez, M., (2006), “Reporte de Avance: Análisis de Estabilidad de la Presa del P.H. Pirrís”. Instituto Costarricense de Electricidad, UEN PySA, C.S. Diseño, Área Ingeniería Geotécnica.12 pp.

6. Kanji, M., (2005), EPDC – Jpower, Japan, “Technical Report of the 1st visit to the Pirrís Hydroelectric Project”, 20 pp.

7. Kanji, M., (2006). EPDC – Jpower, Japan, “Technical Report of the 2nd visit to the Pirrís Hydroelectric Project”, 17 pp.

8. Kanji, M., (2006). EPDC – Jpower, Japan, “Technical Report of the 3rd visit to the Pirrís Hydroelectric Project”, 25 pp.

9. Kanji, M., (2009). IBC, “Barragens, Riscos Geológicos e Riscos Asociados – Condicionamento geológico da Barragem Pirris, Costa Rica”, 38 slides.

10. Novo, M., (2008). Instituto Costarricense de Electricidad, UEN PySA, Proyecto Hidroeléctrico Pirrís, Área de Construcción. “Plan de Gestión de Proyecto: Muro de Estabilización de margen Izquierda Presa Pirrís” 28 pp.

11. Novo, M., (2008). Instituto Costarricense de Electricidad, UEN PySA, Proyecto Hidroeléctrico Pirrís, Área de Construcción. “Informe Técnico de Cierre: Muro de Estabilización de margen Izquierda Presa Pirrís” 35 pp.

12. Wyllie, D., (1997). “Foundation on Rock”. Second Edition, Chapman & Hall, U.K., 387 pp.


muro de cortante ph pirrís

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