0 Wieland ICOLD Montreal General Report Q83 seismic aspects of

GR. Q. 83
COMMISSION INTERNATIONALE
DES GRANDS BARRAGES
------VINGT ET UNIÈME CONGRÈS
DES GRANDS BARRAGES
Montréal, juin 2003
-------
QUESTION 83
SEISMIC ASPECTS OF DAMS
ASPECTS SISMIQUES RELATIFS
AUX BARRAGES
Martin WIELAND
Chairman, ICOLD Committee on Seismic Aspects of Dam Design
Electrowatt-Ekono Ltd. (Jaakko Poyry Group)
SUISSE
General Reporter
English text : Original from the author
French text : Translation by Adelink
and Y. Le May
Texte anglais : Texte original de l‘auteur
Texte français : Traduction par Adelink
et Y. Le May
1243
GR. Q. 83
TABLE OF CONTENTS
1. Introduction
2. Overview of Reports Received
3. Earthquake publications and ongoing work work of the Committee on Seismic
Aspects of Dam Design
4. Overview of Seismic Aspects of Dams
4.1. Introduction
4.2. Seismic Safety Aspects and Seismic Performance Criteria
4.3. Seismic Risk Considerations
4.4. Seismic Hazard
4.5. Minimum Seismic Design Requirements
4.6. Uniform Application of Design Concepts by Civil, Hydromechanical and
Electromechanical Engineers
4.7. Significance of Peak Ground Acceleration
4.8. Seismic Aspects of Concrete Dams and Inelastic Deformations : Joints
and Cracks
4.9. Inelastic Deformations of Embankment Dams
4.10. Seismic Aspects of Roller Compacted Concrete Dams
4.11. Seismic Aspects of Concrete Faced Rockfill Dams
4.12. Seismic Aspects of Diaphragm Walls and Grout Curtains
4.13. Earthquake Safety of “Rural” Dams
4.14. Seismic Safety Evaluation of Existing Dams
4.15. Reservoir-Triggered Seismicity (RTS)
4.16. Strong Motion Instrumentation
4.17. Seismic Topics Requiring Further Attention
1244
GR. Q. 83
5. Discussion of Reports
5.1. General
5.2. Seismic Hazard Evaluation
5.2.1. Earthquake Ground Motion
5.2.2. Design Earthquakes (OBE, MDE, SEE, MCE)
5.2.3. Seismic Hazard Studies
5.2.4. Reservoir-Triggered Seismicity
5.3
Dynamic Material Properties
5.3.1. Embankment Dam Materials and Liquefaction
5.3.2. Concrete Dams
5.3.3. Tailings Dams
5.4
Analysis, Design and Construction
5.4.1. Embankment Dams
5.4.2. Concrete Dams
5.4.3. Appurtenant Structures
5.5
Seismic Safety Evaluation and Rehabilitation
5.5.1.
General Guidelines
5.5.2.
Embankment Dams
5.5.3.
Concrete and Masonry Dams
5.5.4.
Tailings Dams
5.5.5.
Appurtenant Structures
5.5.6.
Rehabilitation, Strengthening and Repai of Damaged Dams
5.6. Dams under Seismic Action, Vibratation Tests and Seismic Monitoring
5.6.1.
Earthquake Damage to Dams
(i)
January 26, 2001 Bhuj Earthquake, Gujarat, India
(ii) October 6, 2000 Tottori-Ken Seibu Earthquake, Japan
(iii) September 21, 1999 Chi-Chi Earthquake, Taiwan
(iv) January 17, 1995 Kobe Earthquake, Japan
(v) June 21, 1990 Manjil Earthquake, Iran
(vi) Other Important Earthquake Observations
(vii) Statistics of Earthquake Damage of Embankment Dams
5.6.2.
Field Measurements and Shaking Table Tests
5.6.3.
Seismic Instrumentation, Seismic Monitoring and Analysis of
Recorded Ground Motions
5.7
Earthquake Codes and Guidelines
Concluding Remarks
Abbreviations
Acknowledgements
References
1245
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1. INTRODUCTION
Some 245 earthen dams – mainly small dams for water supply and irrigation
– were damaged by the magnitude 7.7 Bhuj earthquake of January 26, 2001 in
Gujarat, India. Dams were also affected by the Kocaeli earthquake of August 17,
1999 in Turkey and during the September 21, 1999 Chi-Chi earthquake in
Taiwan. These recent events have shown that the earthquake hazard continues
to be a serious threat to dams. Therefore, ICOLD has discussed the effects of
earthquakes on dams at several Congresses and Annual Meetings.
The subject of the present report “Question 83 - Seismic Aspects of Dams”
was proposed by the Committee on Seismic Aspects of Dam Design.
Previous ICOLD Questions dealing with seismic aspects of dams were as
follows:
•
Question 18, 5th Congress in Paris, France, in 1955
Settlement of dams due to compressibility of the dam materials or of the
foundation, including earthquake problems.
•
Question 29, 8th Congress in Edinburgh, United Kingdom, in 1964
Results and interpretation of measurements made on large dams of all types,
including earthquake observations.
•
Question 35, 9th Congress in Istanbul, Turkey, in 1967
Dams in earthquake zones or other unfavourable situations.
•
Question 51, 13th Congress in New Delhi, India, in 1979
Seismicity and aseismic design of dams.
Several other Questions discussed at ICOLD Congresses have also dealt
with earthquake hazard and the seismic vulnerability of dams.
Many of the statements made by R. G. T. Lane, in the General Report of
Q. 51, are still valid today. In particular, the statement that “there is no area of the
world, which can be declared free of earthquake” is continuing to have an impact
on the earthquake safety assessment of existing dams. Although the main
seismic activity is associated with the crustal plate boundaries, ground motions at
dam sites located within stable crustal plates may still be substantial for events
with very long return periods such as the safety evaluation earthquake.
Since 1979, considerable progress has been achieved in the field of
earthquake engineering, and modern earthquake resistant design regulations for
buildings and other structures have been introduced in most countries in recent
years. In Europe, the Eurocode 8: Design Provisions for Earthquake Resistance
of Structures, which also covers bridges, towers, masts, chimneys, silos, tanks,
1246
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pipelines, foundations, retaining structures and geotechnical aspects as well as
repair and strengthening of structures, and which should be ready before 2005,
will have an impact mainly on the earthquake safety of appurtenant structures
and small dams.
Large dams were among the first structures where seismic design criteria
had been considered as early as the 1930s. Until the publication of ICOLD
Bulletin 72 in 1989: Selecting seismic parameters for large dams, it was common
practice to design dams against earthquakes using the pseudo-static approach
typically for a horizontal acceleration of 0.1 g. It is nowadays recognized that
earthquakes could produce ground accelerations considerably higher than the
values assumed at the time of the design of many existing dams. Furthermore, it
is also recognized that large dams, while having the appearance of rigid bodies,
do respond dynamically to earthquake ground motions.
In recent years, an increasing number of dams have been instrumented
with strong motion accelerometers. For example, 1152 strong motion instruments
have been installed in 413 dams in Japan (R. 38), which have already provided
useful information on the earthquake behaviour of dams and the seismic hazard
at dam sites. There exists also increasing information on the ground motion in the
near field of strong earthquakes, which confirms that high peak accelerations are
possible, both in the horizontal and vertical directions.
Large dams should be able to resist the effects of the strongest ground
shaking to be expected at the dam site. As the ground motion is still represented
by the peak ground acceleration (PGA), the question of the upper bound PGA on
rock is frequently asked. This value can exceed 1 g in the epicentral region of
relatively strong shallow focus earthquakes, and therefore, there is a need to
explain the discrepancies between measured PGA values and those used for the
design and safety evaluation of a dam. Unfortunately, the answers are not that
simple as can be seen from the various reports dealing with the seismic safety
assessment and rehabilitation of existing dams. A trend for higher PGA values of
the ground motions caused by safety evaluation earthquakes can be noticed
especially in regions of moderate seismicity.
As earthquake engineering is still a relatively young discipline, it can be
expected that after each destructive earthquake, causing damage to dams, new
lessons will have to be learned, which may affect the earthquake resistant design
of dams. This has been happening in building codes, which have been revised
after each major earthquake.
A lot of knowhow exists already on the seismic behaviour of dams. It is
necessary that this information be fully used by the dam community. It is still
much cheaper to make a dam to perform well during an earthquake in the design
phase than having to upgrade it later. There is also the conviction of some people
that a design must be safe when a similar design has already been made
repeatedly in the past. However, we have to also recognize that (i) a design that
1247
GR. Q. 83
has been done wrong ten times in the past does not automatically become
correct when carried out in the same way the next time, and (ii) designs of
structures to resist extreme loads may never have been tested.
2. OVERVIEW OF REPORTS RECEIVED
The submitted Reports related to the topics of Q. 83 contribute to the
knowledge on seismic aspects of dam design and seismic performance of dams.
For the five sub-questions of Q. 83, relevant contributions have been received
and much clearer insight into the complex matter of seismic aspects of dam
design has been achieved.
Most of the Reporters have discussed more than one subject and the
frequency with which the different sub-questions have been addressed is a
measure of such broad interest, i.e.
1) Seismic Hazard Evaluation: Addressed in the following 23 Reports (15 %):
4, 5, 12, 13, 14, 16, 18, 24, 26, 27, 29, 35, 38, 39, 42, 43, 45, 52, 53, 55, 57, 63,
66 and 67
2) Dynamic Material Properties: Addressed in the following 15 Reports (10 %):
2, 7, 16, 19, 20, 26, 27, 30, 33, 34, 44, 48, 50, 64 and 70
3) Design, Analysis and Construction: Addressed in the following 44 Reports
(29 %): 1, 2, 3, 4, 6, 7, 9, 10, 11, 12, 13, 15, 16, 18, 19, 20, 22, 23, 25, 26, 27, 28,
31, 32, 33, 37, 41, 43, 46, 47, 48, 49, 50, 51, 56, 58, 60, 61, 63, 64, 65, 67, 68
and 70
4) Seismic Safety Evaluation: Addressed in the following 39 Reports (25 %): 3, 4,
5, 7, 8, 9, 10, 11, 12, 13, 16, 17, 19, 25, 26, 27, 28, 32, 33, 37, 41, 43, 44, 46, 47,
48, 49, 51, 55, 56, 58, 59, 61, 62, 63, 66, 68, 69 and 70
5) Dams under Seismic Action, Vibration Tests and Seismic Monitoring:
Addressed in the following 32 Reports (21 %): 2, 3, 5, 7, 10, 14, 17, 19, 21, 22,
23, 24, 31, 32, 33, 35, 36, 37, 38, 40, 41, 42, 44, 49, 50, 51, 52, 54, 55, 63, 69
and 71
The largest number of contributions (13 Reports) is from Iran followed by
Japan (8), the USA (6), Canada (5) and India (5). This shows the importance of
earthquake actions in the design of the many dams that are currently being
designed or built in Iran. Looking at the geographical distribution of the Reports
and the significance of the earthquake hazard, it can also be noted that hardly
any reports have been received from Latin America.
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GR. Q. 83
Moreover, there is a lack of Reports addressing new types of dams such as
concrete faced rockfill dams and roller compacted concrete dams. This may be
due to the facts that none of these dams has yet experienced strong ground
shaking or has been damaged during an earthquake, and that these dams are
generally assumed to be seismically safe.
It can also be noted from the Reports received that the safety evaluation of
existing dams is a subject that has gained importance in recent years. New
seismic safety guidelines have been introduced or are being introduced shortly in
several countries including countries with low to moderate seismicity.
3. EARTHQUAKE PUBLICATIONS AND ONGOING WORK
OF THE COMMITTEE ON SEISMIC ASPECTS OF DAM DESIGN
The Committee on Seismic Aspects of Dam Design, which at present
comprises dam and earthquake experts from about 25 different countries, has
prepared the following ICOLD Bulletins during the past years:
•
Bulletin 27 (1975): A review of earthquake resistant design of dams
•
Bulletin 46 (1983): Seismicity and dam design
• Bulletin 52 (1986): Earthquake analysis procedures for dams (Report
prepared on behalf of the Committee on Analysis and Design of Dams of ICOLD,
O. C. Zienkiewicz, R, W. Clough, H. B. Seed)
•
Bulletin 62 (1988) : Inspection of dams following earthquakes
•
Bulletin 72 (1989): Selecting seismic parameters for large dams
•
Bulletin 112 (1998): Neotectonics and dams
•
Bulletin 113 (1999): Seismic observation of dams
• Bulletin 120 (2001): Design features of dams to effectively resist seismic
ground motion
• Bulletin 123 (2002): Earthquake design and evaluation of structures
appurtenant to dams
Of these Bulletins, Bulletin 72 has had the largest impact in that it gave a
clear concept of the seismic design criteria for dams and introduced the two-level
design earthquake concept. It calls for checks of the seismic safety of dams for
ground motions, which are usually higher than those used in the past.
1249
GR. Q. 83
Bulletin 120 provides general qualitative guidelines to arrive at a dam,
which is very likely to perform well during strong earthquakes without having to
perform sophisticated analyses in the preliminary design phase.
In addition, seismic aspects are also addressed in a number of other
ICOLD Bulletins including Bulletin 98 (1995), Tailings dams and seismicity –
Review and recommendations.
In discussions with dam engineers and owners, it is often realized that they
are not aware of or have no access to the ICOLD Bulletins or they cannot
understand them due to language problems. Therefore, public awareness and
access to this important source of information must be improved. The costs of
these publications also play an important role for engineers in developing
countries where most of dam construction will take place in the future. Therefore,
the limited dissemination is a concern for all ICOLD publications.
The terms of reference of the current Committee on Seismic Aspects of
Dam Design were approved during the Annual ICOLD Meeting in Antalya, Turkey
in 1999. They are:
(i) Seismic safety of existing dams: A large number of the existing dams were
designed according to analytical possibilities prevailing at the time the respective
dams were built. More precise knowledge on the safety of existing dams (using
up-to-date analyses) is increasingly considered a necessity. The focus will be on
the reassessment of the seismic safety of existing dams.
(ii) Seismic interpretation of integrated observation data: The primary objective is
to look into the existing strong motion data recorded at large dams. But modern
automated observation of dams also furnishes response time histories of
deformations and stresses in the dam body and its foundations under seismic
loads. Integrated consideration of such results provides a fuller picture of dam
response. The focus will be on the strong motion instrumentation of large dams.
(iii) Reservoir-triggered seismicity (RTS): An understanding of reservoir-triggered
seismicity phenomena was reached during the 1970s. But observation data and
general knowledge about the seismic response of dam impounding are
accumulating. A general reassessment of the state of knowledge in this field is
the objective.
(iv) Seismic risk determination and related techniques: One of the basic
objectives in safety considerations is the determination of seismic risk for each
particular dam. The focus will be on the seismic hazard assessment and the
earthquake vulnerability of dams. The consequences of dam failures are the task
of other technical committees and only the specifically seismic consequences are
discussed.
1250
GR. Q. 83
Work on these four subjects is under way. The main subject is the seismic
safety of existing dams, as the majority of the older dams were built using
methods of seismic analysis and seismic design criteria (most dams were
designed against earthquakes using a seismic coefficient of 0.1), which, today,
are considered as obsolete or outdated. Therefore, in many cases, it is not known
if an old dam complies with today’s seismic safety guidelines published by
ICOLD.
This problem has been recognized by the dam community, and several
countries are now addressing the seismic safety of the existing dams or have
corresponding plans.
4. OVERVIEW OF SEISMIC ASPECTS OF DAMS
4.1.
INTRODUCTION
Initially, the development in the earthquake safety of dams has been
strongly influenced by the seismic design concepts and dynamic analysis tools
developed for the nuclear industry in the late 1960s and 1970s. The 1971 San
Fernando earthquake, which severely damaged the Lower San Fernando dam, a
hydraulic fill dam, and caused large ground motions and minor damage at the
Pacoima arch dam had a major impact. Up to that time, dams were designed
against earthquakes using a pseudostatic approach, which, for concrete dams,
originated in the 1930s and included the inertia forces of the dam and the
hydrodynamic pressures from the reservoir. In the case of embankment dams,
conventional slope stability analyses were carried out in which the staticequivalent inertia forces of the sliding mass were taken into account.
The evaluation of the earthquake behaviour of dams is a challenging task,
as it requires more sophisticated analysis tools than those used for the usual
static loads. Significant progress has been achieved in the linear-elastic dynamic
analysis of concrete dams and a equivalent linear method has been developed
for embankment dams, which has been widely used for practical applications.
The true nonlinear dynamic behaviour of concrete dams, taking into account
contraction joint opening and cracking of mass concrete, and of embankment
dams is still under research and development. Also dynamic concrete damfoundation interaction is a problem, which has not yet been solved satisfactorily
as the proposed foundation models are far from representing reality.
Significant progress has also been achieved in the understanding and in
the testing of the dynamic characteristics of embankment and foundation
materials.
1251
GR. Q. 83
Before substantial further progress is possible, additional information has to
be collected from dams, which have experienced severe ground shaking similar
to the one expected during the maximum credible earthquake. These events will
show the actual nature of earthquake problems of dams. In the absence of such
information, it is necessary to perform model tests up to dam failure. In such
tests, the main parameters have to be modelled accurately, i.e. contraction joints
and lift joints in mass concrete, joints in foundation rock, and soil properties of
embankment dams etc. For embankment dams, dynamic centrifuge model tests
are promising, since they can better represent the stresses and the inelastic
behaviour of prototype dams. The characteristics of near-fault ground motions
with high velocity pulses must also be considered.
In spite of the fact that the development of numerical analysis methods has
progressed significantly, further information is needed before the behaviour of
large dams during strong ground shaking can be determined accurately. The
main problems are:
•
Selection of characteristics of seismic ground motion for MCE and SEE;
•
Determination of seismic failure modes of different types of dams;
•
Modelling of materials and identification of dynamic material properties;
•
Selection of damping properties of concrete dams during strong ground
shaking;
•
Modelling of dam-foundation-reservoir system and nonlinear dynamic
analysis; and
•
Definition of performance criteria for different types of dams.
Most of the above problems need engineering judgement.
These problems have been known for a long time. For example, seismic
safety evaluations of large dams were already discussed in Switzerland in the
late 1970s. The objective was the seismic safety evaluations of the dams based
on common assumptions that costly seismic analyses would not have to be
repeated in the future. Together with government support, limited progress
towards that idealistic goal has been achieved. In the meantime, it has been
accepted that safety evaluations are a continuous process similar to the safety
monitoring of dams.
The seismic safety evaluations have to be performed with the tools, which
exist today and it is questionable to wait for tools, which may be available
sometime in the future. The dam owners are not keen on spending money for
investigations and studies, which may be outdated within 10 or 20 years and thus
may have to be repeated in view of new developments. Unfortunately, this is the
1252
GR. Q. 83
current situation. Seismic safety evaluations of dams have already been carried
out in a few countries and there are guidelines under preparation, which
accelerate that process in quite a number of countries as discussed in several of
the Q. 83 Reports.
Earthquake shaking affects all components of a dam project at the same
time, i.e. the redundancy and barrier concepts used for critical components do
not necessarily lead to an increase in the reliability of those components. This is
one of the reasons why the earthquake load case has become the governing
load case for nuclear power plants including those located in regions of low to
moderate seismicity. For dams with a large damage potential, the same
development may be expected.
Because earthquakes affect all components of a dam project, all of them
must be able to resist some level of earthquake action. For the safety-relevant
components, the same criteria shall be used as for the dam. For the non-safetyrelevant appurtenant structures, the building codes may be used if no specific
guidelines exist.
It has to be recognized that earthquakes affect all structural elements and
components of a dam project including the dam, foundation, safety devices,
pressure system, appurtenant structures, underground works, hydromechanical
and electromechanical equipment etc. Therefore, according to today’s state-ofpractice, all these elements have to be designed or checked for their earthquake
resistance and safety. Generally, engineers, geologists, mechanical and electrical
engineers etc. are mainly looking into their specific problems. This tendency is
even more pronounced among researchers who are focussing on single subjects.
Thus it is quite likely that (i) some important issues are overlooked, (ii) too much
weight may be given to less important aspects or (iii) different criteria are used by
different professions. Therefore, subsequent sections present an overview of
actual dam-related earthquake problems, which have to be addressed
increasingly in the future.
As the earthquake safety of many dams is unknown and new dams –
mainly small ones – are being built by organisations, whose experience in dam
construction is insufficient, it is important to reach the people responsible for
those projects such that a uniform (risk-based) safety standard can be achieved
in the future.
The perception and feeling of safety varies significantly pending the cultural
and economical background of the population concerned. The requirements for
protection against earthquake threat differ accordingly and due acceptance
should be given for such aspects.
1253
GR. Q. 83
4.2.
SEISMIC SAFETY ASPECTS AND SEISMIC PERFORMANCE CRITERIA
Basically, the seismic safety of a dam depends on the following factors:
(i) Structural Safety: site selection; optimum dam type and shape; construction
materials and quality of construction; stiffness to control static and dynamic
deformations; strength to resist seismic forces without damage; capability to
absorb high seismic forces by inelastic deformations (opening of joints and
cracks in concrete dams; movements of joints in the foundation rock; plastic
deformation characteristics of embankment materials); stability (sliding and
overturning stability), etc.
(ii) Safety Monitoring and Proper Maintenance: strong motion instrumentation
of dam and foundation; visual observations and inspection after an
earthquake; data analysis and interpretation; post-earthquake safety
assessment etc. (The dams should be maintained properly including periodic
inspections).
(iii) Operational Safety: Rule curves and operational guidelines for postearthquake phase; experienced and qualified dam maintenance staff, etc.
(iv) Emergency Planning: water alarm; flood mapping and evacuation plans;
safe access to dam and reservoir after a strong earthquake; lowering of
reservoir; engineering back-up, etc.
These basic safety elements are almost independent of the type of hazard.
In general, dams, which can resist the strong ground shaking of the MCE, will
also perform well under other types of loads.
In the subsequent sections, the emphasis will be put on the structural
safety aspects, which can be improved by structural measures. Safety
monitoring, operational safety and emergency planning are non-structural
measures as they do not reduce the seismic vulnerability of the dam directly.
For the seismic design of dams, abutments and safety relevant
components (spillway gates, bottom outlets, etc.) the following types of design
earthquakes are used:
(i) Operating Basis Earthquake (OBE): The OBE design is used to limit the
earthquake damage to a dam project and, therefore, is mainly a concern of the
dam owner. Accordingly, there are no fixed criteria for the OBE although
ICOLD has proposed an average return period of ca. 145 years (50%
probability of exceedance in 100 years). Sometimes return periods of 200 or
500 years are used. The dam shall remain operable after the OBE and only
minor easily repairable damage is accepted.
1254
GR. Q. 83
(ii) Maximum Credible Earthquake (MCE), Maximum Design Earthquake
(MDE) or Safety Evaluation Earthquake (SEE): Strictly speaking, the MCE is a
deterministic event, and is the largest reasonably conceivable earthquake that
appears possible along a recognized fault or within a geographically defined
tectonic province, under the presently known or presumed tectonic framework.
But in practice, due to the problems involved in estimating of the
corresponding ground motion, the MCE is usually defined statistically with a
typical return period of 10 000 years for countries of low to moderate
seismicity. Thus, the terms MDE or SEE are used as substitutes for the MCE.
The stability of the dam must be ensured under the worst possible ground
motions at the dam site and no uncontrolled release of water from the
reservoir shall take place, although significant structural damage is accepted.
In the case of significant earthquake damage, the reservoir may have to be
lowered.
Historically, the performance criteria for dams and other structures have
evolved from the observation of damage and/or experimental investigations. The
performance criteria for dams during the OBE and MCE/SEE are of very general
nature and have to be considered on a case-by-case basis.
4.3.
SEISMIC RISK CONSIDERATIONS
In regions of low to moderate seismicity, quite a number of engineers and
dam owners are of the opinion that too much emphasis is put on the seismic
safety of dams. This may be true in some cases but the fact is that the dams with
a large damage potential shall also be able to withstand the ground motion
caused by the MCE or the 10 000-year SEE. This is a logical and consistent
requirement as the same dams have to be able to safely release the probable
maximum flood (PMF) or the 10 000 year flood.
Floods are relatively frequent events and the value of the PMF can be
determined quite accurately. In contrast, strong earthquakes are rare events,
especially in regions of low to moderate seismicity, and there are great
uncertainties involved in the estimation of the maximum ground motion at a dam
site. The discrepancies between design accelerations of older dams and the peak
acceleration of the SEE can be of the order of a factor of 5 or more. The
corresponding discrepancy in spillway capacity of older dams is usually much
less.
In regions of moderate seismicity, floods are generally considered as the
dominant natural hazard. A recent study in Switzerland has, however, shown that
about 50% of the risk from the natural environment is caused by earthquakes,
and flooding is less than one third of that. The main portion of the seismic risk
originates from the strongest earthquakes. Due to the very low probability of
occurrence of destructive earthquakes, the earthquake risk has been
1255
GR. Q. 83
underestimated and it has taken quite some time to realise this fact. This is a
general problem with low probability and high impact hazards.
Earthquake safety evaluation should be viewed in the context of the overall
safety evaluation, and if seismic risk is low, it would not be sensible to give it
undue prominence and it should not divert attention from other aspects of dam
performance which may be more critical for safety. If remedial works have to be
carried out, then this is to maintain reservoir safety, and is not a problem
exclusively associated with seismic risk (R. 5).
Seismic risk is the product of the seismic hazard (e.g. expressed by the
probability of exceedance of a given PGA value, etc.), the earthquake
vulnerability of the dam for a given hazard level, and the consequences of the
seismic damage to a dam (e.g. loss of availability of water in the reservoir,
uncontrolled release of water, damage to dam and appurtenant structures). The
casualties and economical losses due to earthquake damage to buildings and
infrastructure etc. in the dam region do not have to be included in the risk
analysis of a dam.
However, in the case of reservoir-triggered seismicity (RTS), buildings and
structures in the reservoir region may be damaged by a strong seismic event
resulting in casualties and economical losses etc. In such a situation, the seismic
risk analysis of a dam must also include these effects.
The main concern is the failure of a dam and
the reservoir with flood consequences (loss of
environmental damage etc.) will usually exceed the
dam. Therefore, for the seismic risk assessment of
critical situation.
the uncontrolled release of
life, economical damage,
economical damage to the
a dam, full reservoir is the
Bottom outlets and emergency action plans are important elements in a risk
assessment, but cannot be substituted for seismic safety improvement of dams
(R. 32).
4.4.
SEISMIC HAZARD
The estimate of the design earthquake ground motion is an important task
for all large construction and infrastructure projects. A comprehensive overview
on seismic hazard assessment is given by Abrahamson (2000).
Earthquakes are multiple hazards, which have the following features in the
case of a storage dam:
•
1256
ground shaking causing vibrations in dams, appurtenant structures and
equipment, and their foundations;
GR. Q. 83
•
fault movements in the dam foundation causing structural distortions;
•
fault displacement in the reservoir bottom causing water waves in the
reservoir or loss of freeboard; and
•
mass movements into the reservoir causing impulse waves in the
reservoir.
Other effects such as water waves and reservoir oscillations are of lesser
importance for the earthquake safety of a dam. Usually the main hazard, which is
addressed in codes and regulations, is the earthquake ground shaking. It causes
stresses, deformations, cracking, sliding, overturning, liquefaction etc.
A hazard, which is often underestimated, is the large number of rockfalls in
mountainous regions. For example, during the 1990 Manjil earthquake in Iran
and the 1999 Chi-Chi earthquake in Taiwan, more than 10 000 rockfalls and
slides were observed. These mass movements can block access to dam sites
and the reservoir or may sometimes form landslide dams (Earthquake Lake
created by 20 Mm3 slide during 1959 Hebgen Lake earthquake, Montana, USA;
Lake Sarez created by 2200 Mm3 slide permanently blocking the Murghab River
during a magnitude 7.4 earthquake in 1911 in Tajikistan).
If a major earthquake occurs, which can cause damage to a well
constructed dam that can withstand the MCE, then it has be expected that the
buildings and infrastructure in the dam and reservoir regions are severely
damaged and that access to the (remote) dam site and the reservoir may be
obstructed due to landslides, rockfalls, debris on roads, cracks in road surface,
soil deformations, damaged bridges, local flooding etc. Access to remote dam
sites may only be possible by helicopter. During the 1990 Manjil earthquake in
Iran, some 40 000 people were killed many of them close to the Sefid Rud dam.
Most of the buildings at the dam site were destroyed or heavily damaged. From
the dam safety maintenance staff only one survived. Access to the dam site was
blocked by numerous rockfalls and the damaged dam was virtually deserted
immediately after the earthquake (R. 21). A similar scenario has to be expected
at other dam sites after a major earthquake.
As new buildings are commonly designed for earthquakes with an average
return period of 475 years and a dam for the MCE or MDE with a typical return
period of up to 10 000 years, it can be expected that in the case of an MCE
occurring at a dam site, most buildings and structures in the reservoir region
designed for a 475 year earthquake may be heavily damaged or destroyed.
Moreover, it has to be kept in mind that most of the existing buildings and even
new ones have been built ignoring earthquake effects. Therefore, the earthquake
resistance of buildings and structures built in the vicinity of dams is largely
unknown and may be deficient in many cases. This will further contribute to the
damage in the vicinity of the dam site.
1257
GR. Q. 83
Rapid response is a prerequisite for saving lives and this includes
immediate access to the dam site for immediate safety and damage assessment.
Access is gaining importance as an increasing number of dams, especially in
remote areas or locations with difficult access during certain periods of the year
are monitored and operated by remote control centres. The severity of damage
cannot be assessed easily by the available monitoring instruments. These are
important factors in the case of emergency planning.
We have to keep in mind that in many dam sites earthquakes with a
magnitude of about 6 are possible (in Japan a minimum magnitude of 6.5 is
recommended to assume as MCE for all infrastructures). If such an earthquake
has a shallow focus, then the PGA in the epicentral region can reach quite high
values. The PGA in the epicentral region of earthquakes exceeding 6.5 is about
the same as that of a magnitude 6 event with shallow focus. The main difference
between a “low” and “high” magnitude event is the duration of strong ground
shaking and the frequency content as a magnitude 6 event has a limited source
area (approx. point source) whereas high magnitude events have extended
source areas (faulting over tens or hundreds of kilometres).
4.5.
MINIMUM SEISMIC DESIGN REQUIREMENTS
In the past, dams were designed for a design earthquake (DE) with a
horizontal seismic coefficient of 0.1. The return period of the DE was not
specified. In the General Report for Q. 51, Lane has proposed the following
minimum seismic design requirements for dams: “All dams in zones of minimum
activity shall be designed for a PGA of 0.1 g. This implies obeying the rules
governing good aseismic design and pay particular attention to quality of
materials and workmanship in the upper part of the dam”.
Today, for safety considerations, the ground motion of the MCE, MDE or
SEE shall be used. It is clear that the PGA of the MCE should be larger than
0.1 g in order to achieve a seismic safety equivalent to that using the above DE
concept of 0.1 g. Thus, PGA values of less than 0.1 g calculated for the MCE,
MDE or SEE (i) based on values given in building codes in regions of low to
moderate seismicity, or (ii) based on deterministic seismic hazard analyses for
regions with inadequate seismic information and using optimistic attenuation laws
or large epicentral distances, must be looked at very carefully.
Although it is difficult to specify the minimum seismic design requirements
in terms of PGA, it is highly recommended to observe the general design
guidelines given in ICOLD Bulletin 120 (ICOLD, 2001). By observing these
general criteria, safer dams result, which can also better withstand the other
types of actions. This additional benefit is often overlooked. The cost impact on
1258
GR. Q. 83
the dam project will be minimal if these guidelines are already implemented in the
design phase.
In the International Building Code (IBC, 2000), the problem of low design
accelerations in areas of rare earthquakes is taken into account by using a
reference return period of the DE of 2500 years rather than the usual 475 years.
In this case, the response spectrum of the DE is determined by multiplying the
spectrum acceleration values of the 2500 years event by 2/3. This leads to a
response spectrum for the DE with a return period between about 500 years
(high seismicity region) and as much as 1500 years (moderate seismicity region).
For cofferdams, which may have to function between some 2 to 5 years,
the DE may be taken somewhat lower, depending on the risk in the construction
area.
4.6.
UNIFORM APPLICATION OF DESIGN CONCEPTS BY CIVIL, HYDROMECHANICAL
AND ELECTROMECHANICAL ENGINEERS
Civil, hydromechanical and electromechanical engineers etc. have different
guidelines for the seismic design of structures and equipment respectively. In
many cases, a value of 0.1 g was used irrespective of the location of the
equipment. In the nuclear industry the so-called floor response spectra have
been used for a long time, which serve as the input for the equipment design. In
dams, the same concept has to be used. Secondary structures and equipment
located on the crest of concrete dams are exposed to high vibration levels, as
minor earthquakes can cause amplifications of the ground motion (PGA) at the
crest by factors of up to 10.
Peak accelerations of over 2 g in the upstream and downstream directions
were recorded on the crest of the Pacoima arch dam during the 1994 Northridge
earthquake (USA) and of 2.1 g on the crest of the Kasho gravity dam during the
2000 Tottori earthquake (Japan). At the 116.5 m high Shintoyone arch dam
(Japan) an earthquake with a PGA of 0.07 g caused maximum crest
accelerations of 0.7 g (R. 33).
The spillway rehabilitations described in R.12 are a direct consequence of
dam and hydromechanical engineers probably not being aware of the dynamic
amplifications of dam vibrations at the crest. The spillway piers on the crest of the
Whakamura and Roxburgh gravity dams in New Zealand were originally
designed for 0.1 g. Under the effect of the SEE, peak crest accelerations of 1.9 g
and 1.8 g are expected respectively.
This large difference in acceleration also shows that the problems of
earthquake safety are often not a question of optimising safety factors by one
1259
GR. Q. 83
decimal place but having to change the structural concept in order to satisfy the
minimum safety demands.
4.7.
SIGNIFICANCE OF PEAK GROUND ACCELERATION
In spite of all the drawbacks, the peak ground acceleration (PGA) is still
used for characterizing the earthquake ground motion at dam sites. However, for
the dynamic response of a dam, the acceleration response spectrum is a better
representation of the ground motion than the PGA. Nevertheless, the PGA is
needed, because several of the standard response spectra in use, have to be
scaled with respect to the PGA.
If a smooth response spectrum is given then the PGA can be obtained by
dividing the maximum spectrum value of the 5% damped acceleration response
spectrum by a factor of 2.5.
A more representative value of the ground motion may be the effective
peak acceleration (EPA). The EPA may be usually 2/3 of the PGA. According to
R. 57, the EPA for Iranian earthquakes is ca. 83% of PGA.
The difference between EPA and PGA is large if the acceleration time
history consists of very few high frequency shocks. The EPA can also be
determined directly from an accelerogram by filtering the frequencies beyond say
10 Hz.
Very often the question is asked how the PGA is related to the seismic
coefficient used for most existing structures in the past. The answer of this
question is not straightforward. However, if we assume that the EPA is 2/3 of the
PGA, and that EPA/g corresponds to the seismic coefficient, then the PGA would
be ca. 1.5 times the seismic coefficient. Therefore, if we would apply the
pseudostatic design concept with a seismic coefficient of 0.1, a PGA of at least
0.15 g would result.
The EPA concept has been in use in the USA for quite some time and it
has also been proposed for the seismic design of large dams in China. For
example, for the approximate seismic assessment of concrete dams, the onset
and extent of cracking may be based on stresses calculated using PGA as
seismic coefficient. The cracked dam is then checked for sliding with the EPA
since sustained input of energy is required to cause instability.
As different definitions may be used for the PGA – sometimes the
pseudostatic acceleration of 0.1 g is taken as the PGA – direct comparisons of
PGA values may be difficult. Therefore, it is recommended to compare directly
the acceleration response spectra in the relevant frequency range of the dam.
We should not focus on the high frequency range because if we compare two
1260
GR. Q. 83
identical accelerograms one of them having a single, high-frequency acceleration
spike, we will note a significant change in the high frequency range of the
acceleration response spectra. This spike has no real effect on the dynamic
response of a dam and thus the differences in response spectra in the high
frequency range are of no practical relevance.
As the response spectra given in seismic building codes are sometimes
used by dam engineers, especially when no seismic specifications exist for dams,
then the dam engineer has to make sure that the right seismic input (PGA or
EPA) is being used. This applies mainly for small dams, where no site specific
hazard analyses are carried out.
Despite of the above problems, it cannot be expected that the PGA will
disappear quickly, as it is a simple parameter for comparison of the seismic
ground motions at different dam sites.
The best representation of the ground motion is by means of a set of
different site specific acceleration time histories. However, that is only practicable
for dam projects with a high seismic risk. Site specific acceleration response
spectra are the standard input for seismic investigations.
4.8.
SEISMIC ASPECTS OF CONCRETE DAMS AND INELASTIC DEFORMATION:
JOINTS AND CRACKS
Observations of earthquake damage in concrete gravity dams show that
ground shaking results in formation of cracks in the highly stressed central crest
region along some weak planes, such as horizontal lift surfaces and grouted
vertical contraction joints. Once a concrete block gets separated from the rest of
the dam by such cracks, it can experience substantial inelastic (nonlinear)
displacements in the form of rocking and sliding without actually leading to a dam
failure. In this sense, the earthquake behaviour of a concrete dam is comparable
to that of a ductile structure in which large inelastic deformations can take place
without causing a disastrous collapse.
As a matter of fact, cracks and joint opening may not be detrimental to the
earthquake safety of the dam. The 57 m high Lower Crystal Springs gravity dam,
whose crest is slightly curved in plan and which is located very close to the San
Andreas fault, survived the powerful 1906 San Francisco earthquake with no
damage. The dam is made of a large number of interlocking concrete blocks. The
friction in the joints and the block interlock prevented joint movements. A similar
mechanism is expected for concrete blocks of an arch or arch-gravity dam
separated by joints and horizontal cracks.
As no arch dam has suffered serious damage during earthquake ground
shaking, little experience exists about the damage, which can be caused by, for
1261
GR. Q. 83
example, the MCE. However, based on linear-elastic dynamic analyses, it is
obvious that tensile stresses can occur, which exceed the dynamic tensile
strength of mass concrete and thus joint opening and/or cracking can be
expected. Therefore, in order to predict the behaviour of an arch dam during the
MCE and to check the stability of a cracked dam, nonlinear seismic analyses
would be required. The following approaches are presently used,
(i)
the smeared crack approach, in which concrete cracking is implemented
in the constitutive model of mass concrete (continuum approach),
(ii) the discrete modelling of contraction and base joints etc. in the finite
element model of the dam, assuming concrete and rock to be linearelastic materials; and
(iii) the discrete crack approach, in which the dynamic behaviour of rigid
concrete blocks separated by cracks and/or joints is investigated (rigid
body approach).
The smeared crack approach requires concrete models with quite a large
number of material parameters, which are difficult to obtain. This approach has
not been used in any of the Reports.
At present, models (ii) and (iii) appear to be better suited for practical
applications. For the last method, knowledge of only the friction coefficient is
needed. In addition, the size of characteristic concrete blocks, which can form
during an earthquake, have to be determined based on practical experience with
similar dams, engineering judgement, experimental investigations, and the results
of linear-elastic dynamic analyses. Because the contraction and lift joints exhibit a
smaller tensile strength than the surrounding mass concrete (vertical contraction
joints may be assumed to have no tensile strength), cracks will develop
preferentially along these interfaces. Once cracks develop, most of the
deformations of a dam are confined to these cracks and the concrete blocks
formed by cracks and joints will behave essentially as rigid bodies. The crack and
joint deformations will also prevent the surrounding concrete from further
cracking. Thus, it can be expected that only few cracks will be formed in concrete
dams due to severe ground shaking (R. 11).
Joint opening and movements at cracks are the mechanisms, which ensure
that a massive concrete dam is likely to resist ground motions exceeding the
design ground motions. In particular, (i) the low slenderness ratio of these dams
allows relatively large sliding movements of detached concrete blocks before
failure, and (ii) the blockwise construction of concrete dams with horizontal lift
joints at 2 to 3 m spacing facilitate cracks forming during an earthquake in the
highly stressed upper portion of a dam and along these horizontal lift joints. If
cracks occur then horizontal cracks are beneficial for the dynamic stability of
detached concrete blocks and the corresponding sliding displacements can be
obtained by a simple Newmark sliding block analysis. In the case of inclined
cracks, the crack movements are significantly larger than along horizontal cracks.
1262
GR. Q. 83
Besides, the following basic criteria should be considered in arriving at an
arch dam, which performs well during a strong earthquake:
•
•
•
•
•
structure with symmetrical mode shapes for excitation in valley direction;
uniform distribution of stiffness, strength and mass;
minimise effects of non-uniform ground motion;
avoid local stress concentrations; and
stiffening of crest region.
The high stiffness of the crest region of an arch dam reduces the static and
dynamic deflections and the dynamic flexural stresses in the central upper portion
of thin arch dams. In addition, the membrane stress state will be improved, which
is favourable in shell structures. The stiffening of the crest is, therefore, one of the
most efficient means of changing the dynamic behaviour of a dam. A higher crest
thickness and mass lead to higher inertia forces in this region, but the percentage
increase in the flexural stiffness of the crest is much higher than that of the inertia
forces, if the crest thickness is increased. Therefore, the seismic flexural stresses
generally decrease in the crest region of a dam with stiffened crest.
4.9.
INELASTIC DEFORMATIONS OF EMBANKMENT DAMS
Basically, the seismic safety and performance of embankment dams is
assessed by investigating the following aspects:
•
permanent deformations experienced during and after an earthquake (e.g.
loss of freeboard);
•
stability of slopes during and after the earthquake, and dynamic slope
movements;
•
build-up of excess pore water pressures in embankment and foundation
materials (soil liquefaction);
•
damage to filter, drainage and transition layers (i.e. whether they will
function properly after the earthquake);
•
damage to waterproofing elements in dam and foundation (core, upstream
concrete or asphalt membranes, geotextiles, grout curtain, diaphragm
walls in foundation, etc.)
•
vulnerability of dam to internal erosion after formation of cracks and
limited sliding movements of embankment slopes, or formation of loose
material zones due to high shear (shear bands), etc.
1263
GR. Q. 83
•
vulnerability of hydromechanical equipment to ground displacements and
vibrations, etc.
•
damage to intake and outlet works (release of the water from the reservoir
may be endangered).
The dynamic response of a dam during strong ground shaking is governed
by the deformational characteristics of the different soil materials. Therefore,
most of the above factors are directly related to deformations of the dam.
Liquefaction phenomena are a major problem for tailings dams and small
earth dams constructed of or founded on relatively loose cohesionless materials,
and used for irrigation and water supply schemes that have not been designed
against earthquakes. This can be assessed based on relatively simple in situ
tests. For example, there exist empirical relations between SPT blow counts and
liquefaction susceptibility for different earthquake ground motions, which are
characterized by the number of stress cycles and the EPA or PGA.
For large storage dams, the earthquake-induced permanent deformations
must be calculated. Damage categories are, e.g., expressed in terms of the ratio
of crest settlement to dam height. The calculations of the permanent settlement
of large rockfill or CFR dams based on dynamic analyses are still very
approximate, as most of the dynamic soil tests are usually carried out with
maximum aggregate size of less than 5 cm. This is a particular problem for
rockfill dams and other dams with large rock aggregates and in dams, where the
shell materials, containing coarse rock aggregates, have not been compacted at
the time of construction. Poorly compacted rockfill may settle significantly during
strong ground shaking but may well withstand strong earthquakes.
To get information on the dynamic material properties, dynamic direct shear
or triaxial tests with large samples are needed. These tests are too costly for
most rockfill dams. But as information on the dynamic behaviour of rockfill
published in the literature (R. 34) is also scarce, the settlement prediction
involves sensitivity analyses and engineering judgment.
Transverse cracking as a result of deformations is an important aspect.
Cracks could cause failure of embankment dams that do not have filter, drain and
transition zones; or have filter, drain and transition zones that do not extend
above the reservoir water surface; or modern filter criteria were not used to
design the dam.
1264
GR. Q. 83
4.10.
SEISMIC ASPECTS OF ROLLER COMPACTED CONCRETE DAMS
RCC dams are basically gravity dams and, therefore, their earthquake
behaviour is similar to that of conventional gravity dams. High seismic stresses
occur in the central upper portion of gravity and arch-gravity dams.
The main difference between RCC and conventional gravity dams is the
dynamic behaviour of mass concrete. In RCC dams, the tensile strength in a lift
joint may be a fraction of that of the parent mass concrete. This means that in
case of a strong earthquake, horizontal cracks are likely to form along these
interfaces. Besides, there will also be opening of vertical contraction joints. As
gravity dams are designed to carry the loads by cantilever action and not by arch
action, the formation of vertical cracks, or the opening of contraction joints is not
a critical safety issue.
It has to be assumed that horizontal cracks extend from the upstream to the
downstream face of a dam and thus completely separate the upper portion of the
dam from the remaining part. Such cracks protect the remaining dam parts from
further stresses. Also, the dam deformations will be mainly due to crack opening.
Thus the post-cracking dynamic behaviour of concrete blocks separated by
cracks or joints can be modelled by relatively simple rigid body models discussed
in Section 4.8.
The concrete blocks are allowed to slide along the crack surface and to
undergo rocking motions. It is the cumulative sliding motion, which governs the
dynamic stability of detached blocks. The dynamic overturning stability is less of
a problem as the rocking motion of a detached concrete block is generally a
reversible process. Because of the large thickness of gravity dams, a sliding
movement of several meters may be needed before a detached concrete block
will fall down. Post-earthquake stability analyses are required considering uplift
pressure along the sliding surface.
The cracking pattern in an RCC dam may be quite similar to that observed
in the upper portion of the 106 m high Sefid Rud buttress dam, which was
severely damaged during the June 21, 1990 earthquake in the northwestern part
of Iran. There, the main cracks developed at the horizontal lift joints, which were
not properly cleaned before concreting of subsequent lifts and thus exhibited
relatively small shearing and tensile resistance (R. 10, R. 21).
Once cracks develop, it may be assumed that the full hydrostatic uplift
pressure acts in this crack, leading to a further reduction of the shear resistance
of the cracked lift joint as compared to the uncracked dam. For post-earthquake
stability analyses full hydrostatic pressure should be considered.
1265
GR. Q. 83
From the point of view of dynamic stability of concrete blocks separated by
cracks and joints, horizontal cracking planes of RCC dams are more favourable
than inclined cracks (R. 11).
In several RCC dams (see also R. 54) “bedding mortar” or “bedding mix”
has been placed on lift surfaces, which increase the tensile strength. This special
treatment prevents cracking and leakage under the more frequent moderate
earthquakes. The bedding mortar has been placed on all lift joints, not just in the
upper parts of dams.
Based on a qualitative assessment, it can be concluded that the seismic
safety of RCC dams under strong ground shaking is most probably satisfactory,
as cracks in the highly stressed central upper portion of the dam will develop
along the horizontal construction interfaces. This is favourable for the dynamic
stability of detached concrete blocks during strong ground shaking. However,
further studies and observational evidence are needed to support this conclusion.
4.11.
SEISMIC ASPECTS OF CONCRETE FACED ROCKFILL DAMS
The seismic safety of CFR dams is often assumed to be superior to that of
conventional rockfill dams with impervious core. However, the crucial element in
CFR dams is the behaviour and performance of the concrete slab during and
after an earthquake.
The settlements of a rockfill dam caused by the MCE or SEE are rather
difficult to predict and depend on the type of rockfill and the compaction of the
rockfill during dam construction. Depending on the valley section, the dam
deformations will also be non-uniform along the upstream face, causing
differential support movements of the concrete face, local buckling in
compression zones etc.
During the 1999 Chi-Chi earthquake, about 50 km of canal linings of
irrigation schemes were damaged. These flexible concrete linings made of
precast concrete elements, are – to some extent – comparable to the concrete
face used in CFR dams (the materials below the linings are different from those
used in CFR dams). These observations indicate that the concrete face of CFR
dams may also undergo large deformations during very strong ground shaking.
However, the observations made so far on concrete face rockfill dams that were
subjected to earthquake loading do not show any such behaviour of the concrete
slab. The near-field response of the concrete slab still needs to be tested both in
experiments and during a strong seismic event. An example is the 85 m high
Cogoti CFR dam in Chile, completed in 1938, which was subjected to four strong
earthquakes with a PGA of up to 0.19 g (Arrau et al., 1985).
1266
GR. Q. 83
In many cases, embankment dams are analysed with the equivalent linear
method using a two-dimensional model of the highest dam section. In such a
seismic analysis, only reversible elastic deformations and stresses are
calculated, which are small and do not cause high dynamic stresses in the
concrete face. These simple models have to be complemented by models, which
also include the cross-canyon component of the earthquake ground motion as
well as the inelastic deformations of the dam body. For such a dynamic analysis,
a three-dimensional dam model has to be used and the interface between the
concrete face and the soil transition zones must be modelled properly.
Due to the fact that the deformational behaviour of the concrete slab, which
acts as a rigid diaphragm for vibrations in cross-canyon direction, is very different
from that of the rockfill and transition zone material, the cross-canyon response of
the rockfill may be restrained by the relatively rigid concrete slab. This may result
in high in-plane stresses in the concrete slab. The seismic forces that can be
transferred from the rockfill to the concrete slab are limited by the friction forces
between the transition zone of the rockfill and the concrete slab. Due to the fact
that the whole water load is supported by the concrete slab, these friction forces
are quite high and, therefore, the in-plane stresses in the concrete slab may be
sufficiently large to cause local buckling, shearing off of the slab along the joints
or to damage the plinth.
Although this is still a hypothetical scenario, it is necessary to look carefully
into the behaviour of the concrete face under the cross-canyon component of the
earthquake ground shaking. Based on this qualitative assessment, it may be
concluded that concrete slabs of CFR dams may be vulnerable to the crosscanyon component of the ground shaking. Up to now the seismic safety of
concrete faces to cross-canyon motions has been largely ignored. Therefore, it is
also not so obvious that CFR dams are more suitable to cope with strong
earthquakes than conventional embankment dams. The main advantage with
CFR dams is their resistance to erosion if water seeps through a cracked face. If
the material zone below the slab is properly graded, it will have a coefficient of
permeability in the order of 10-5 m/s and will be internally stable, i.e. cannot be
eroded. This eliminates the possibility of large leaks developing underneath the
cracked slab.
As a defensive measure to limit the effect of cracking, generous filter and
transition zones have to be provided, which satisfy modern filter criteria (e.g., to
have 35 to 40% sand with fines in the finest transition zone).
As experience with the seismic behaviour of CFR dams is still very limited,
more efforts have to be undertaken to study the seismic behaviour of these
dams.
1267
GR. Q. 83
4.12.
SEISMIC ASPECTS OF DIAPHRAGM WALLS AND GROUT CURTAINS
Diaphragm walls are used as waterproofing elements in embankment dams
on soils or on very pervious rock and used to be made of ordinary reinforced
concrete. Today, preference is given to plastic concrete. The wall should have a
stiffness of similar magnitude to that of the surrounding soil or rock in order to
prevent the attraction of load when the soil deforms after dam construction. The
dynamic stiffness of both the wall and the surrounding soil or rock, however, is
higher than the corresponding static value.
Although earthquakes may still cause significant dynamic stresses in the
plastic concrete cutoff wall, sufficient ductility of the plastic concrete will minimize
the formation of cracks. The highest stresses in the wall are expected to be
caused by seismic excitations in cross-canyon direction.
An upper bound estimate of the in-plane stresses in a rigid diaphragm wall
can be made by assuming that a cross-canyon motion causes sliding between
the concrete diaphragm and the soil, mobilising the whole frictional resistance. As
under full reservoir the normal stresses at the downstream interface are high, the
friction resistance is also rather high. At the upstream interface, the normal
stresses and the frictional resistance are much less. In this case stresses occur,
which could damage the concrete of the diaphragm wall.
In the case of diaphragm walls made of plastic concrete with a low dynamic
modulus of elasticity, the seismic stresses should be smaller than in a rigid
diaphragm wall, but the strength properties of plastic concrete are also inferior to
those of ordinary concrete.
Dams that are being constructed, in areas where significant earthquake
shaking is possible, should not be constructed on weak foundations because of
liquefaction and other concerns.
Also, remember that the concrete core wall in Hebgen dam (1959 Hebgen
Lake earthquake, Montana) probably prevented the dam from failing due to
overtopping.
As experience with the seismic behaviour of diaphragm walls is still very
limited, additional investigations and observations are necessary.
In general, it is assumed that the grout curtain in the rock foundation is not
vulnerable to earthquake action. However, due to dynamic soil-structure
interaction effects, joint movements in the foundation rock, and fissures in the
dam foundation, etc. the grout curtain can still be damaged locally during the
MCE. In the case of the Sefid Rud buttress dam some local damage could not be
excluded along existing discontinuities in the dam foundation (R. 54). Local
changes in uplift pressures and drainage water were observed. As a remedial
1268
GR. Q. 83
measure, additional grouting works were performed and the foundation drainage
system was rehabilitated.
The earthquake damage to grout curtains may be assessed based on
sudden changes in the uplift pressures and in drainage water. In Japan, changes
in uplift pressure and seepage from the drainage holes have been observed after
earthquake shaking. However, these changes did not imply damage of the grout
curtain.
Very little is known about the seismic performance of grout curtains. Grout
curtains in rock essentially fill fissures and joints. With this they become part of
the rock. Damage to such curtains can only occur if movements take place in the
foundation rock affected by the grout curtain. It is recommended that seismic
effects on grout curtains be considered in the design and seismic safety
assessment of dams.
4.13.
EARTHQUAKE SAFETY OF “RURAL” DAMS
Irrigation and water supply dams are usually earth dams with a height of
less than say 15 m and are referred to as “rural” dams. These dams are not
within the scope of ICOLD. They are often built by local communities and with the
help of NGOs (Non-Government Organizations), who have little or no experience
in dam engineering. This situation is characteristic, e.g., for the Indian
Subcontinent and the subsequent discussion may not be applicable to other parts
of the world. It has to be emphasized that rural dams are different from the wellengineered dams for hydropower projects.
Due to the fact that the catastrophic failure of a small dam will have an
adverse impact on the whole dam industry, it is necessary that these rural dams
also satisfy the basic design and safety criteria.
The Bhuj earthquake of January 26, 2001 has shown that these dams are
vulnerable to earthquake action. The dams have been damaged mainly by
liquefaction causing cracks, deformations and settlements. Due to the fact that
the reservoirs were practically empty at the time of the earthquake, no
catastrophic dam failure occurred. If an earthquake had happened at the end of
the monsoon period, then damage to the saturated earth dams would have been
much more severe and several of the reservoirs would have been released
causing widespread flooding. Moreover, water would not have been available for
some time for irrigation and households.
The rural dams, which are not earthquake proof, may fail even under
moderate earthquakes that occur much more frequently than the MCE. Moreover,
it has to be considered that a strong earthquake can cause damage over an area
of several thousands of square kilometres, where several rural dams are located
1269
GR. Q. 83
storing water of similar volume as a large dam. Therefore, in view of the fact that
the failure probabilities of rural dams are orders of magnitude higher than that of
well-engineered large dams and in view of the total amount of water stored
behind rural dams, it can be concluded that the total earthquake risk of small
dams may be significantly higher than that of large dams.
This leads to the fundamental question of whether many small dams storing
the same volume of water than a large dam pose a lower seismic risk than a
single large dam? In general, one would conclude that the concept of many small
dams is safer. Unfortunately, this intuitive assumption is incorrect in the case of
strong earthquakes as discussed above. In particular, due to the fact that most
rural dams have been built by organizations with no experience in dam
engineering the earthquake safety of these dams is unknown. Based on the
experience during the Bhuj earthquake, it has to be assumed that the earthquake
safety of these dams is often inadequate and by far inferior to that of wellengineered large dams.
The standard penetration test (SPT) may be used to assess the
vulnerability of earthen dams and their foundation to liquefaction during strong
ground shaking.
4.14.
SEISMIC SAFETY EVALUATION OF EXISTING DAMS
The basic steps for the seismic re-evaluation the seismic safety of
embankment dams are as follows:
•
Determination of main parameters of the safety evaluation earthquake
(i.e. response spectrum, PGA or EPA, duration of strong ground shaking);
•
Estimation of dynamic material properties based on static and dynamic
laboratory tests or information extracted from the literature;
•
Dynamic analysis of a two- or three-dimensional finite element model of
the dam-foundation system using, e.g., the equivalent linear method;
•
Assessment of pore pressure build-up (liquefaction analysis for certain
foundation conditions or materials in hydraulic fill dams);
•
Calculation of permanent displacements of potential sliding masses along
the dam slopes by, e.g., the Newmark sliding block analysis;
•
Seismic settlement analysis;
•
Estimation of the freeboard reduction during the safety evaluation
earthquake; and
1270
GR. Q. 83
•
Seismic safety assessment based on the results of the earthquake
analysis.
In the case of concrete dams, the basic steps for the seismic safety reevaluation are as follows:
•
Determination of main parameters of the safety evaluation earthquake;
•
Estimation of dynamic material properties of mass concrete and
foundation rock;
•
Modelling of joints whenever necessary;
•
Dynamic analysis of a two- or three-dimensional finite element model of
the dam-reservoir-foundation system;
•
Dynamic stability analysis of concrete blocks separated by joints and/or
cracks;
•
Dynamic foundation stability analysis; and
•
Seismic safety assessment based on the results of the earthquake
analysis.
In general, a screening would be needed similar to the one described in
Report R. 4 in order to identify the dams with the largest seismic risk.
4.15.
RESERVOIR-TRIGGERED SEISMICITY (RTS)
If a large dam has been designed according to the current state-of-practice,
which requires that the dam can safely withstand the ground motions caused by
the MCE, it can also withstand the effects of the largest reservoir-triggered
earthquake, as the maximum reservoir-triggered earthquake cannot be stronger
than the MCE. Thus, RTS is not a safety problem for a well designed dam or the
people who could be at risk in the case of a dam failure. However, RTS may still
be a problem for the buildings and structures in the vicinity of the dam, because
they have a much lower earthquake resistance than the dam.
In the great majority of RTS, the magnitudes are small and of no structural
concern as discussed, for example, in the Reports from Brazil (R. 24) and
Canada (R. 14). Up to now, the maximum magnitude of reservoir-triggered
earthquakes is 6.3. As the correlation between the filling of the reservoir and the
occurrence of a damaging earthquake in the reservoir region is extremely weak,
severe doubts remain if some of the largest observed earthquakes are actually
RTS events. Therefore, dam owners would object to the classification of strong
1271
GR. Q. 83
earthquakes in the reservoir region of large storage dams as being triggered by
the reservoir.
As reservoir-triggered earthquakes have often a shallow focus and their
epicentres are relatively close to the dam sites or the reservoir, the PGA values
can be quite high for the strongest events.
4.16.
STRONG MOTION INSTRUMENTATION
The conventional monitoring instruments installed in large dams are well
suited for the safety monitoring of the long-term and quasi-static behaviour of a
dam. However, the behaviour of a dam during strong earthquakes cannot be
recorded satisfactorily by these instruments. The conventional monitoring of
leakage, uplift and deformations, and crack mapping are very important for the
evaluation of the seismic safety after an earthquake.
From the analysis of the Reports submitted for Q. 83 and the above
discussion, it is evident that there is a lack of information on the dynamic
behaviour of all types of dams, which have been subjected to very strong ground
shaking and near-field earthquakes. This information could be obtained from
strong motion instruments or from shaking table tests of dam models. However,
for embankment dams shaking table texts cannot predicted, therefore, centrifuge
testing may have to be considered.
Today, the strong motion accelerometers available in the market are highly
reliable and are able to record both small amplitude vibrations as well as motions
caused by strong earthquakes or even explosions. Moreover, during the last
decade, the costs of digital sensors and recorders have dropped and at the same
time the performance of these instruments and the data analysis features built
into these systems have improved dramatically.
Strong motion instruments can easily be used to issue an alarm, if critical
acceleration or spectrum intensity values etc. are exceeded. Therefore, strong
motion instruments installed within the dam may become important components
of an alarm and rapid response system and allow:
(i) the timely warning of the population living in the downstream valley (release of
water alarm),
(ii) to operate safety devices, and
(iii) to shut down the powerplant, etc.
Despite the fact that it may take some time to safely close valves and to
shut down turbines without causing large dynamic effects in the pressure system,
1272
GR. Q. 83
the consequences of earthquake damage to these devices could be greatly
reduced with timely action.
Today strong motion instruments can be used for recording small and large
amplitude vibrations ranging from a few micro g’s to over ten g. The records of
continuous monitoring of ambient vibrations of a dam can be used for the health
monitoring of the dam and the calibration of numerical dam models.
Moreover, the data collected from strong motion instruments can be used
• to check and to improve the seismic design criteria of the dam, and
• to monitor the earthquake activity in the vicinity of the dam.
Because of these unique features and advantages, it is recommended to
install strong motion instruments in all large dams especially in areas of high
seismicity. Three instruments would be the absolute minimum for a large dam, as
it has to be assumed that one or the other instrument may not be working
properly at the time of a strong earthquake. For the study of the nonlinear
behaviour, damping properties, etc., several additional instruments are required.
4.17.
SEISMIC TOPICS REQUIRING FURTHER ATTENTION
As the field of earthquake safety of dams is still relatively young, new
lessons are learnt from each strong earthquake, which either causes damage to
a large dam, or provides strong motion records of instrumented dams. As very
few large concrete dams have been damaged during an earthquake and since
the few dynamic model tests carried out with dam models up to rupture are not
really representative, there are still considerable uncertainties about the
behaviour of a dam under very strong ground shaking. The following topics need
further attention:
• inelastic earthquake behaviour of dams under strong ground shaking;
• dam design to resist MCE/SEE including development of simplified
methods for the assessment of the dynamic stability of cracked concrete
dams and the dynamic slope stability of embankment dams;
• efficient seismic strengthening of existing dams;
• seismic hazard assessment and refinement of seismic dam design criteria
including estimation of strong ground motions at specific dam site from
specific causative faults; and seismological investigation of new tectonic
faults);
1273
GR. Q. 83
• short-term behaviour of mass concrete, RCC and CFR dam materials
(dynamic tensile strength of mass concrete, tensile strength in lift joints
and contraction joints);
• simulation of effect of fault movements in dam foundations on behaviour
and safety of existing dams;
• seismic safety of concrete face rockfill (CFR) and roller compacted
concrete (RCC) dams;
• seismic design and safety of underground structures (tunnels, caverns,
shafts);
• seismic design of hydromechanical equipment (gates, penstock, valves,
bottom outlets, intake structures, etc.);
• response of cutoffs to seismic loading;
• dynamic slope stability in reservoir area, and triggering of landslides and
rockslides (mass movements) in reservoir area;
• foundation stability of arch dams during earthquakes, etc.
In R. 31, it is mentioned that the maximum dynamic tensile stresses in an
arch dam, obtained from a conventional dynamic analysis with massless
foundation and incompressible reservoir, may be reduced by up to 2/3, if a full
dynamic analysis is carried out incorporating dynamic dam-reservoir-foundation
interaction and reservoir bottom absorption. Other investigations have also
shown substantial reductions in dynamic tensile stresses obtained from a linearelastic analysis, if contraction joint opening is taken into account. Although these
results still have to be confirmed by observations, tests and other numerical
analyses, this is the nature of the differences still encountered in the seismic
design and safety assessment of dams. Therefore, further work is needed to
close these gaps.
5. DISCUSSION OF REPORTS
5.1.
GENERAL
The 71 Reports cover very well the five main subjects of Q. 83. Seismic
design, analysis, and construction, and seismic safety evaluation are the two
subjects, which have been addressed by many of the Reporters, i.e.:
1274
GR. Q. 83
• Seismic Hazard Evaluation: 23 Reports
• Dynamic Material Properties: 15 Reports
• Design, Analysis and Construction: 44 Reports
• Seismic Safety Evaluation: 39 Reports
• Dams under Seismic Action, Vibration Tests and Seismic Monitoring:
32 Reports
Several Reports cover more than one of the above subjects. In the
subsequent part, the Reports are reviewed following the above broad themes.
The Reports submitted for Q. 83 will help us:
(i) to better understand the behaviour of dams under severe ground shaking,
(ii) to identify the key seismic safety problems for the new types of dams such as
roller compacted concrete dams, concrete faced rockfill dams, and very high arch
dams,
(iii) to cope with the seismic risk of existing dams, which were built using methods
of seismic analysis and seismic design criteria, which, today, are considered as
obsolete or outdated, and
(iv) to find practical solutions for (some of) the key problems.
5.2.
SEISMIC HAZARD EVALUATION
5.2.1.
Earthquake ground motion
An important question is the selection of appropriate time histories for
stability checking for various dam types and foundation conditions. This problem
was addressed in a number of Reports, i.e. R. 29, R. 47, R. 53, R. 56 and R. 57.
Usually PGA is chosen for hazard rating, for which the return periods are
determined. But some time ago it was indicated that PGA might not be (and is not
in a number of cases) the decisive factor in selecting the most critical time
history. The ground velocity was indicated as the more influential factor and
Spectrum Intensity (integral of velocity response spectrum within specified period
limits) was formulated by Housner in the 1950s. In addition, various definitions
have been proposed for the effective peak acceleration (EPA).
1275
GR. Q. 83
Although the now available sets of strong motion records allow better
statistical data analyses and better understanding of the earthquake ground
motion at dam sites than 20 years ago, it is still not possible to capture the full
complexity of seismic ground motions in a single parameter.
R. 47 states that the PGA value is far from being the parameter describing
adequately the destructive potential of an earthquake. A sensitivity check with
20 accelerograms scaled to the same PGA value and applied on a rockfill dam,
showed large differences in the inelastic displacements on the dam. Further
numerical tests showed that deformations were decreasing with decreasing
spectrum intensity.
Report R. 52 describes an analytical model for the estimation of the strong
ground motions close to a causative fault. For calibration of the fault rupture
model the 2000 Tottori-Ken Seibu Earthquake records obtained from the Kasyo
and Sugesawa gravity dams were used. Good agreement could be achieved
between the recorded and computed accelerograms.
In Report R. 57, smooth design response spectra are proposed based on
the statistical analysis of 150 strong motion records in Iran. These standard
spectra are normalized with respect to EPA, which is obtained from a site-specific
hazard analysis.
5.2.2.
Design earthquakes (OBE, MDE, SEE, MCE)
The return period of the design earthquakes depends basically on the type
of dam, the seismicity at the dam site and the consequences of dam failure. In
Germany (R. 43), return periods of the OBE are 500 years and 100 years for
class 1 and class 2 dams respectively. The corresponding return periods for the
SEE are 10 000 and 5000 years respectively.
For Karun IV arch dam in Iran, the return period for the MDE ground motion
was taken as ca. 1000 years and that for MCE as larger than 2000 years (R. 39).
Report R. 13 shows the PGA exceedance probability curve (up to
100 000 years) and gives reason why different return periods of the MDE were
considered for different parts of the same dam, i.e. 1000 years for concrete parts
and 5000 years for the fill part of the dam.
In most regions of low to moderate seismicity, the return period for MDE or
SEE level are taken as 10 000 years for dams with a large damage potential.
Considering that an upper bound of the intensity of earthquake ground motion is
a probable physical reality, linked to the mechanical characteristics of fault zones,
the return periods of design earthquakes will vary depending on the seismic
activity, focal depth, and source mechanisms of earthquakes.
1276
GR. Q. 83
A dam design based on a return period of, say, 200 years in a highly
seismic region like Chile may result in a lower seismic risk as a design based on
a 10 000 years event in a low seismic region. This is due to the fact that the
upper bound value of earthquake ground motion may already be reached by
earthquakes with relatively low return periods in highly seismic areas, whereas
the 10 000 years event may not yet result in the upper bound ground motion in
low to moderate seismic regions. This phenomenon can be noticed from the
hazard curves and equal hazard spectra determined for different projects in
Australia (R. 13) and the USA (R. 29). For example, at the Yarrawonga weir
(R. 13), the PGA is ca. 0.4 g for a return period of 10 000 years and increases to
0.8 g for 100 000 years. For the same site, the PGA of the OBE with a return
period of 475 years is only 0.07 g.
These values indicate that very rare earthquakes may contribute
significantly to the seismic risk in low to moderate seismic areas. Thus,
acceptable risk levels might remain a lasting guidance in the selection of
appropriate return periods.
5.2.3.
Seismic hazard studies
In R. 29, which is a very convincing Report, a methodology is presented for
the seismic hazard assessment of a region where there are relatively few historic
earthquakes. Site specific spectra and acceleration time histories were selected.
Thirty nine characteristic records were identified as corresponding to prevailing
site conditions. This wider selection was restricted to six time histories, which
were used to determine the highest shear stresses in the dam foundations. By
further structural analyses, one of them was identified as critical. Dam and site
specific response spectra were determined on this basis. Then, using
probabilistic treatment and applying logic tree procedure to weigh uncertainties in
source models, recurrence rates and attenuation relations, weighted average
response spectra (ranging from 144 to 25 000-year return periods) were used to
check the dam stability.
Such treatment reflects difficulties in areas where source models are not
defined with certainty. The “robust” approach recommended is to use multiple
source models in the logic tree and to apply professional judgement in weighing
the likelihood of alternative results.
Report R. 39 describes the methodology used for estimating the seismic
hazard at the site of the 230 m high Karun IV arch dam, which is presently under
construction in Iran. Ground motion is defined in terms of peak ground
accelerations, response spectra and acceleration time histories. The horizontal
PGA for the OBE, MDE and MCE are estimated as 0.28 g, 0.35 g and 0.49 g
respectively.
1277
GR. Q. 83
5.2.4.
Reservoir-triggered seismicity
Reports R. 14, R. 24, R. 42, and R. 55 present and comment on reservoirtriggered earthquake phenomena for different large dam projects in Canada,
Brazil, Lesotho and Iran respectively. The monitored phenomena belong mostly
to microseismicity. In the case of the 127 m high Karkheh rockfill dam, the
strongest event with a magnitude of 5.1, located 17.4 km north-east of the dam
site, occurred on April 3, 2001 (R. 55). This earthquake was indicated as a
possible reservoir-triggered event. The interpretations given to monitored
phenomena in all Reports fall within the frame of known facts and explanations.
Emphasis should be placed on the necessity of monitoring the preimpounding seismic activity in the reservoir region (magnitudes, frequency of
events, and energy emission), as such information will help to identify any
reservoir-triggered activity.
5.3.
DYNAMIC MATERIAL PROPERTIES
5.3.1.
Embankment dam materials and liquefaction
The main concern for many embankment dams, especially small ones
located on and/or constructed of certain types of soils, is soil liquefaction.
Although this phenomenon has been studied extensively, there is a great need
that this information be used in the field. It is mainly a problem for small dams
built by people not trained in dam engineering ignoring seismic actions, and also
of certain types of older dams such as hydraulic fill dams.
There are many such dams that were designed in the 1950s because the
concept of effective stress was inappropriately used. After earthquake induced
liquefaction was being considered in designs, some dams were built on
moderately dense alluvium that would not liquefy under expected earthquake
shaking. Later, discovery of closer faults is requiring re-evaluation of those dams
and the SPT is the major method for doing so.
Report R. 44 reviews the current worldwide state-of-practice in evaluating
ground motion level required to trigger liquefaction and determining residual
strengths of liquefied gravelly materials. Penetration testing is the current
practice. Case histories of liquefaction of gravelly deposits are reviewed. The
comprehensive investigation of one of BC Hydro’s dams is discussed in detail, as
is the evaluation of the test results.
It is generally believed that loss of shear strength due to dynamic loading is
a phenomenon affecting primarily cohesionless soils. However, as discussed in
R. 30, observations in China following strong earthquakes lead to the conclusion
that some clayey silts, silty clays, or lean clays are also susceptible to significant
1278
GR. Q. 83
loss of strength during cyclic loading. In general, cohesive soils appear to be
more resistant to strength reduction than fine sands, when their states of
denseness are similar. The strength degradation is dependent on the total
accumulated displacement. Therefore, an earthquake with many stress cycles is
required to produce a reduction in strength of cohesive soils. However, the
residual strength mobilized under large deformations may be smaller than that of
sandy soils with similar state of denseness. The best way of evaluation of the
behavior is through undisturbed sampling and testing.
Report R. 34 presents results of cyclic triaxial and cyclic torsional simple
shear tests on large samples of rockfill, which are analyzed and compared with
shear wave velocity measurements from test blasting in an existing embankment
dam and using acceleration records from a dam during actual earthquakes. The
laboratory samples were 40 cm in diameter and 80 cm tall. The maximum rock
particle size was 63.5 mm. The results of this work are very important and can be
used in dynamic analyses of rockfill dams. Few such large tests have ever been
conducted.
Report R. 1 describes a constitutive model for prediction of the deformations
of sand layers under earthquake excitation, which may be suitable for small
embankment dams such as those affected by the 2001 Bhuj earthquake.
Report R. 20 discusses the advantages of replacing a highly plastic core
material by a material consisting of 40% gravel mixed with clay. This core
material was used for the 127 m high, central core Karkheh Dam in Iran to make
the settlement characteristics more similar to the sandy gravel shell and transition
zones (to reduce differential settlement). Adding the gravel was found to also
increase the laboratory cyclic strength and stiffness of the core material. Results
of reading more than 1000 instruments during construction and filling the
reservoir to about 1/3 depth are presented. Extensive static analyses were
carried out to demonstrate the advantages of the mixed clay. Using mixed clay,
resulted in 30% reduction of core settlement, 33% reduction in pore pressure
build-up, and 22% reduction in the arching phenomenon in this dam, as
compared to a dam with a plastic clay core.
5.3.2.
Concrete dams
From the shaking table tests described in R. 50 performed on large
concrete gravity dam specimens, it was shown that viscous damping varied from
1% in an uncracked condition to ca. 10% in a fully cracked condition. The
dynamic sliding tests indicated that the dynamic shear strengths of monolithic
specimens and water blasted joints are higher than those of untreated joints or
plane- independent joint surfaces.
R. 61 describes the seismic stability assessment of the 245 m high SayanoShushensky arch-gravity dam in Russia. Vibration tests were carried out to
1279
GR. Q. 83
determine the eigenfrequencies of the dam for different water levels in the
reservoir. From core samples, the dynamic tensile strengths of dry and saturated
specimens were determined as 3.7 MPa and 4.55 MPa respectively.
R. 64 is concerned with RCC dams. In these dams, the tensile strength is
governed by the performance at the horizontal joints. In practice, the dynamic
tensile strength is determined based on the uniaxial compressive strength of
concrete. The method of correlation used for two large RCC dams, Porce II in
Colombia and Beni Haroun in Algeria, is discussed. In both cases, the critical
design criterion was the direct tensile strength across joints. Changes in the RCC
mixture proportions and construction procedures in the upper part of Beni Haroun
dam had a significant effect on the performance of the horizontal joints.
Therefore, it is proposed to focus on the properties at the joints in the dam rather
than on the strength of the parent RCC. At Porce II, the direct tensile strength
(static) of jointed cores was 1.2 MPa and a value of 1.5 MPa was measured at
Beni Haroun.
5.3.3.
Tailings dams
In R. 2, it is stated that to avoid liquefaction and uncontrolled flow of tailings
due to strong ground shaking, the following options shall be considered:
(i) design and construction of earthquake-resistant dams, and (ii) processing the
waste tailings so that the material will not liquefy during a strong earthquake.
Although new dams and impoundments can be constructed to withstand strong
earthquakes, we must also consider the seismic risk from existing
impoundments. A reduction of the water content of tailings will both increase the
weight of the waste mineral that can be stored in a given volume, and can
prevent the mass of tailings from liquefaction.
5.4.
ANALYSIS, DESIGN AND CONSTRUCTION
5.4.1.
Embankment dams
Report R. 6 provides practical guidance concerning earthquake resistance
of embankment dams, when an approximate stability check is required.
The authors of R. 9 describe a comprehensive seismic analysis of a 177 m
high rockfill dam in Iran, which is located in a narrow valley with a crest length to
dam height aspect ratio of 2.8. In the analysis, the effects of soil nonlinearity and
three-dimensional effects of the canyon geometry were investigated. The
accuracy and applicability of the conventional plane-strain assumption was
evaluated by comparison with a full three-dimensional analysis using both the
equivalent linear and elasto-plastic soil models. It is shown that the plane-strain
1280
GR. Q. 83
assumption in narrow canyons is not conservative and that the maximum section
of a dam may not be the critical section for earthquake actions. The dynamic
response of the equivalent linear soil model is generally larger than that of the
elasto-plastic model. The results of this study are very useful.
R. 25 discusses the earthquake stability analysis of the 118 m high Salal
rockfill dam by a pseudo-static approach for a horizontal seismic coefficient of
0.15 using the FE method. The local safety factors calculated for different load
combinations indicate failure of the upstream slope. A dynamic analysis would be
needed to verify that this dam is still seismically safe.
Report R. 26 describes the seismic analysis and design of the 262 m high
Tehri rockfill dam in India. The dam design was based on a pseudo-static
analysis and was later tested for various levels of ground shaking (PGA of 0.5 g
for MCE). Two plane dam sections were analysed. Extensive static and dynamic
analyses were done. The seismic resistance of the upper part of the dam, which
may experience severe shaking, is achieved by special choice of material (10 m
wide riprap zones are being placed on both faces) and widening the crest close
to abutment contacts. In addition, the following defensive measures were
implemented, which improve the seismic resistance of the dam: (i) ample
freeboard; (ii) wide transition zones of material; (iii) drainage zone with zoned
filters; and (iv) special construction precautions near the abutment contacts.
R. 56 discusses the dynamic analysis used for the 92 m high Khordad
15 embankment dam in Iran. For the seismic analysis, recorded accelerograms
were used, which were scaled to a PGA of 0.3 g.
Report R. 60 gives the views of the ad hoc Committee on Computational
Aspects of Analysis and Design. At the five benchmark workshops conducted so
far, the analysis of different dam problems was discussed. The number of
solutions presented for embankment dam problems was appreciably smaller than
that for concrete dam problems. One of the reasons for this observation may be
that embankment dam problems are more difficult to analyse than concrete dam
problems. It should also be noted that the methods used for the seismic safety
evaluation of dams, although largely advanced with respect to the traditional
approaches prevailing until a few years ago, is still far from a satisfactory state of
completeness.
Report R. 66 is concerned with the seismic safety of the 135.5 m high Tous
dam. Three levels of seismic analysis are presented: (i) simplified analyses
consisting of a column response and a Newmark sliding block analysis, (ii) a twodimensional FEM analysis, and (iii) a three-dimensional FE analysis. Geophysical
tests on the dam surfaces and in drill holes in the dam and cyclic triaxial tests of
the upstream filter zone were used as input for the analysis. There is a good
discussion on interpretation of the results of the analysis.
1281
GR. Q. 83
In Report R. 70, a new dynamic analysis method for rockfill dams is
proposed. The dynamic properties are said to have been derived by dynamic
compression tests using 300 mm (diameter) by 750 mm (height) samples, but no
details of the test are given. A three-dimensional static finite element analysis
was performed. Results of the static and dynamic analyses are given for a 139 m
high concrete faced rockfill dam, including prediction of movements of the
concrete face. The static results are compared against actual measurements of
other dams. The PGA was 0.2 g. Predicted crest accelerations were more than
twice than what would be expected.
5.4.2.
Concrete dams
Report R. 11 gives an important tool for safety assessment of cracked
dams and is quite useful for checking the earthquake safety of existing concrete
structures. It is explained that the safety reserves of a concrete dam in resisting
earthquake ground motion can be attributed to (i) the blockwise construction of
concrete dams with horizontal lift surfaces at a spacing of 2 to 3 m, which
ensures that cracks formed during an earthquake in the highly stressed upper
portion of a dam will preferably be along the horizontal lift joints, and (ii) the
relatively low slenderness ratio and large thickness of concrete dams allows
significant sliding movements along lift joints and cracks before the structure fails.
The results presented in R. 31 show that increasing the complexity of the
dam model (incorporating dam-reservoir-foundation interaction and reservoirbottom reflection) does not automatically lead to a better fit between numerical
results and measurements. Damping due to wave radiation obtained from
simplified dam-reservoir-foundation models is generally too large and does not
comply with small-amplitude vibration measurements where all interaction effects
are included. This may also lead to an underestimate of the dynamic stresses
calculated in dams. Therefore, a reasonable compromise between realism and
complexity of numerical models must be achieved, especially when the threedimensional seismic response of dam structures has to be determined.
R. 33 presents the results of application of a three-dimensional analytical
method on a coupled dam-reservoir-foundation system of a large concrete arch
dam taking into account nonlinearity due to joint opening. The dam is 116 m high
and the crest length is 311 m. It was exposed to a magnitude 5.2 earthquake and
monitored by six strong motion instruments, which recorded 0.07 g acceleration
in the bottom gallery and 0.7 g in the central zone of the crest. No damage was
reported. The main finding of the back-analysis was that the maximum tensile
stresses reached 9 MPa in the crest zone without joint opening. These were
reduced to 3MPa if joint opening was taken into account. Very good agreement
between numerical results and measurements were achieved. The report is very
useful, as there are very few earthquake records of dam performance in past
earthquakes, which would allow this type of analysis.
1282
GR. Q. 83
The case study described in R. 33 shows what kind of structural analyses
are needed for high arch dams and that the transient opening of joints greatly
reduces the tensile stresses in the sensitive zone near the crest. This case,
together with R. 31 and R. 68, is significant for the proper understanding of the
arch dam behaviour during strong ground shaking. Modelling of joint opening is
an important aspect in the seismic analysis of large arch dams for both full and
empty reservoir conditions. Empty reservoir is recognized as a more sensitive
case for an arch dam, but the downstream risks are sharply reduced at low
reservoir levels.
R. 46 treats the actual practice in analyzing the behaviour of dams under
seismic loads and its limitations. Of interest is the verification of seismic stability
of masonry and concrete gravity dams. The numerical simulation of their
behaviour has yielded graphs identifying potentially unstable zones, which can be
quite useful in preliminary verification of seismic stability of gravity dams. The
sensitivity of multiple arch dams to seismic loads is demonstrated, supporting
further the conclusion that such dams are not recommended for earthquake
zones. Report R. 32 supports that conclusion. As indicated in Table 1, 4 multiple
arch dams have been strengthened in California and one example in R. 32
describes the conversion of a multiple arch dam into a gravity dam.
The authors of R. 46 indicate that validation of computer codes relative to
seismic performance of arch dams has not yet been really achieved. Yet it seems
that important advances in considering non-linear effects (like transient joint
opening) have been achieved. Also good agreement has been achieved between
results of forced and ambient vibration tests, actual earthquake response
recordings of dams, and numerical analyses, as reported in R. 7, R. 33 and
R. 49. In these numerical analyses of different arch dams, the foundation is
modelled as massless and radiation damping is ignored.
A list of five prominent arch dams with a seismic belt made of reinforcing
steel placed near the crest is also given in R. 46. The philosophy of such belts is
clear so is the need to quantify their effects on the seismic safety of the dams.
Report R. 48 describes a model for investigating the seismic safety of a
gravity dam, which is experiencing concrete swelling causing rapid strength
degradation and extensive cracking. A damage index is defined to determine the
remaining lifespan of the dam.
R. 50 discusses the transient damping and uplift pressure response of
cracked concrete gravity dams subjected to earthquakes. This Report displays
important insight, based on shake table tests, performed on 3.4 m high plain
concrete gravity dam models and supporting numerical modelling, into what really
happens when cracks are induced in the concrete dam body. Although the
problem is still under investigation (information on dynamic pressure variations in
cracks and joints during earthquakes is expected), the information contained in
the Report is impressive and practically important.
1283
GR. Q. 83
R. 65 describes the optimum shape of gravity dams subjected to seismic
action. The design philosophy requires no cracking to occur under the OBE.
Stress concentrations occur at re-entrant corners. The effects of reducing the
mass of the crest, using concretes with different dynamic properties, and
providing fillets at re-entrant corners on upstream face, are investigated. The
dynamic stresses are determined by a linear FE element analysis.
R. 68 presents the seismic stability study of a 292 m high arch dam. A dam
of such record height located in a highly seismic region is a challenging project
requiring comprehensive experimental investigations and detailed numerical
studies. All influences and conditions known to be relevant to dam behaviour
under seismic shaking are to be considered, i.e. dam-reservoir-foundation
interaction effects, spatial variation of seismic input, opening of contraction joints,
and radiation damping (using special transmitting boundaries between the near
and far field). Effects of water compressibility were neglected and classical added
masses were used. Due to the opening of the contraction joints, the principal
tensile stresses remain relatively low for an MCE with a PGA of 0.31 g. But the
opening and closing activity of contraction joints was quite high, as shown in their
time histories. All joints show openings with peak gaps of about 5 mm and
frequency of cycles varying between 1 and 5 Hz.
Another problem treated in detail in R. 68 is the dynamic stability of rock
blocks in the dam foundation. Such checks are regularly made in arch dam
cases, generally using quasi-static analysis of rigid block bodies. This approach
is very convincingly extended into dynamic analyses and time histories of safety
factors were obtained as output. The deformation of the foundation rock at the
abutments caused by local damage, slippage and opening of joints and cracks
has a significant effect on the behaviour of the dam. For this purpose, a new
concept was developed that includes the loss of resistance of the rock mass,
which yielded reduction factors for shear resistance parameters (cohesion and
internal friction along the boundaries or rock blocks). The details of this analysis
were not given. The uplift and seepage forces (which are important safety
parameters) have not been mentioned in the above context. Perhaps, it is
assumed that such influences would be eliminated by drainage.
In conclusion, Report R. 68, together with Reports R. 31 and R. 33, outline
the present limits in analyzing the dynamic response of major concrete dams.
5.4.3.
Appurtenant structures
In R. 28, a quite interesting tool for the simplified non-linear analyses of
intake and outlet towers is presented, which can be used for preliminary design
and preliminary seismic safety assessment of existing towers. The dynamic
characteristics of 32 towers are also given for reference.
1284
GR. Q. 83
In R. 18, the results of an inelastic dynamic analysis of a reinforced
concrete intake tower are presented.
5.5.
SEISMIC SAFETY EVALUATION AND REHABILITATION
5.5.1.
General guidelines
As reported in R. 5, an engineering guide to seismic risk to dams in the
United Kingdom was published in 1991 and since then many of the 2450 dams
have been assessed for seismic stability. In the guide, four categories of
embankment dams, and concrete and masonry dams are defined. Remedial
works have been implemented at two dams.
Report R. 4 discusses the approach used for the seismic safety evaluation
of over 90 dams (mainly concrete structures) in Scotland. For seismic risk
classification, the reservoir volume, the dam height, the downstream population
at risk, and the downstream damage potential were considered. A simple system
was used to calculate the structural vulnerability index of a dam, which is used to
determine the dam category (four categories are used). The main factors chosen
to define seismic vulnerability were:
• Dam height
• PGA at dam site
• Type of dam, with additional adjustments for key risk factors for particular
dam types
• Dam foundation conditions.
It is suggested in R. 4 to have such an index covering the world’s dams as
this would be of great benefit as an initial indication of seismic vulnerability of
dams, and could be used as a first step in assessing the degree of seismic
analysis appropriate in particular cases. This would certainly be a practical
approach for screening existing dams. Such methods have already been
developed and are in use for the seismic evaluation of buildings (FEMA, 1999).
Report R. 43 describes the methodology used for the safety assessment of
rockfill and masonry dams in Germany, some of which are already over 100
years old. In general, temperature and earthquake effects were not considered in
the design of these dams. The use of an “automated assessment scheme” is
described in general terms. The PGA for a 1000-year event is estimated as less
than 0.06 g for the dam sites. These values appear to be low, as they are smaller
1285
GR. Q. 83
than the seismic coefficient of 0.1, which was generally adopted in the past even
for dam sites with no known seismic information.
Report R. 45 presents the actual practice of considering the seismic safety
of dams in France and describes the classification of dams depending on
perception of the seismic risk to which the dam structure and the downstream
region are exposed. Most of the dams were not designed for seismic action. The
main criterion for the classification is the seismic hazard of the dam site. The
other criteria are the age and the type of the dam, the characteristics of the
foundation, and an index representing the potential effect in case of failure.
5.5.2.
Embankment dams
Report R. 13 describes the seismic safety investigations and rehabilitation
works carried out for the Yarrawonga Weir in Australia. It was found that the main
embankment was founded on a layer of liquefiable sand. The piers and training
wing walls were also vulnerable to failure under earthquake loading. The
remedial works included (i) construction of stone columns both upstream and
downstream (there are only few case histories available on this kind of dam
foundation treatment); (ii) construction of a downstream stabilising berm and an
upstream rock blanket; (iii) incorporation of a filter layer into the new downstream
stabilising berm and within the embankment transition zones adjacent to the
regulating structures to reduce the risk of piping; (iv) addition of erosion
protection blocks on the upstream and downstream faces of the embankment;
(v) anchoring of the training walls of the regulating structures, and (vi)
strengthening of the gate piers.
In R. 47, the seismic failure criteria for existing embankment dams are
discussed, i.e. overtopping causing external erosion, seepage causing internal
erosion, and pore pressures and uplift causing sliding failure. The main
uncertainties in the seismic evaluation are: (i) earthquake ground motion
(uncertainty coefficient: 1.5), (ii) numerical modelling (uncertainty coefficient: 2.0),
and (iii) dynamic properties and strength of the materials (uncertainty coefficient:
1.5). Based on the analysis of a dam using 20 accelerograms with a PGA of
0.25 g, a linear correlation between the inelastic displacement and the spectrum
intensity of the earthquake is given. The proposed allowable seismic settlements
and horizontal displacements are freeboard divided by 4.5 and filter thickness
divided by 4.5 respectively. The information given is very useful.
R. 61 presents the seismic evaluation of the 101 m high Irganai dam. This
central core dam is founded on a pebbly soil. Numerical static and dynamic
analyses were carried out, the latter being a modal, rather that a time-history
analysis. The minimum factors of safety under earthquake loading are given for
both slopes and the possibility of liquefaction of the pebbly foundation material
was checked by comparing stresses against laboratory strengths. No description
of the tests or results is given.
1286
GR. Q. 83
5.5.3.
Concrete and masonry dams
R. 16 depicts an important effort in updating seismic safety conditions for
large dams in Russia, including information on dams and foundation conditions,
followed by checking the seismic resistance of key structures. The reassessment
of the seismic hazard of 48 dams has led to an increase in site intensity levels
(MSK-64 scale) by 1 to 3. The return periods of the OBE and MDE are 100 years
and 10 000 years respectively. An interesting finding was that while dams
generally resisted the seismic events, other components of hydropower system
were much more vulnerable.
R. 58 gives comprehensive information on the Kölnbrein dam, which is a
sensitive structure. The new Austrian Guidelines require a check of the dam with
an empty reservoir for the OBE with a return period of 200 years. A linear-elastic
dynamic analysis was carried out for the MCE event with a PGA of 0.14 g for the
full reservoir condition. Interaction of the original dam and the downstream
support structure (thrust block was added as a remedial measure for static load
effects) was taken into account. In view of the results presented in R. 33, it is
probable that substantial decrease in dynamic tensile stresses can be achieved,
which are shown to exist near the dam crest, if joint opening is included in the
seismic analysis.
Report R. 63 presents the procedure used to analyze the seismic stability
of concrete gravity dams in Saxony, Germany. A response spectrum analysis of
the highest dam section is carried out. Since 1997, instruments have been
installed within some dams to record the dynamic response due to microseismic
events and nearby quarry blasts.
5.5.4.
Tailings dams
Report R. 59 presents an analysis of the problems with the conservation
and seismic safety assessment of a 110 m high tailings dam in Bulgaria. The
tailings are from copper ore processing. The results of static and seismic safety
evaluations are described. It includes a liquefaction assessment of the tailing by
using shear wave velocity measurements.
5.5.5.
Appurtenant structures
Report R. 3 gives an overview of the seismic performance and analysis of
intake and outlet towers. Useful structural measures are listed for improving the
seismic resistance of reservoir towers.
Report R. 12 describes the seismic rehabilitation works carried out at the
spillway piers located on the crest of the 56 m high Whakamaru and 56 m high
Roxburgh gravity dams in New Zealand. Both spillway piers were originally designed
1287
GR. Q. 83
using a 0.1 g seismic coefficient to represent horizontal earthquake accelerations.
The spillway piers are subjected to significantly higher PGA values under both the
OBE and SEE. For the SEE, PGA values for the piers were estimated at 1.9 g and
1.8 g respectively. After completion of the rehabilitation works, the ability to use the
spillway gates to regulate the lake in a post-earthquake situation will be greatly
enhanced. This important case study shows the vulnerability of structural elements
located on the dam crest when dynamic amplification of the ground shaking was
ignored in the original design. Moreover, a new seismic hazard assessment resulted
in a PGA of 0.47 g for the SEE in the case of Whakamaru dam.
R. 27 is an interesting case of retrofit measures applied to an existing spillway
structure, originally designed for a seismic coefficient of 0.1. The retrofit measures
are designed considering a PGA of 1.0 g which corresponds to a return period of
50 000 years. The retrofit consists of modifying the two existing spillway walls and
the center pier to create a frame system, which will transmit earthquake loads into
the abutment. Steel struts will be installed near the top of the structure. One wonders
how the related dam would perform under such seismic load.
R. 62 describes the seismic sliding stability problem of the Melje weir in
Slovenia. The pseudostatic analysis with a PGA of 0.18 g resulted in a sliding
safety factor of 0.6. Reinforced concrete tooth elements incorporated into the
spillway base plate have been proposed as remedial measure.
5.5.6.
Rehabilitation, strengthening and repair of damaged dams
R. 8 describes the proposed rehabilitation works for the 74 m high El Frayle
arch dam in Peru. Following a severe incident in 1961, the stability of the
abutments has been rehabilitated and the reservoir has been only impounded
partially. The foundation of the gravity dam, which is to be added, needs further
explanation. The interaction of the gravity dam with the thin arch dam near the
base may lead to stress concentrations.
In Report R. 10, four prominent cases of earthquake damage of large
concrete dams have been put together and commented upon, explaining the
remedial measures applied. Three case histories demonstrate the significant
resiliency of concrete gravity dams and even of a buttress dam to earthquake
loading under the most severe conditions. Concrete dams will experience
cracking mainly along horizontal working joints and some of the detached blocks
may undergo limited sliding movements. However, the response of these
structures has nowhere led to catastrophic failures and there were no losses of
human lives as a result of the damage to these dams. Post-tensioning of
detached blocks and grouting of open cracks are suitable methods to restore the
structure to its original strength. A different scenario exists with faults passing
through the dam foundation. Unless special provisions are made, e.g. a joint that
enables a certain amount of displacement concrete dam blocks will rupture
completely.
1288
GR. Q. 83
Reports R. 22 und R. 23 discuss the damage of several embankment
dams, which was caused by the 2001 Bhuj earthquake in India. In total,
245 dams were damaged. Some needed to be repaired to provide domestic
water supplies before the three month long monsoon season, the only rainfall of
the year. Dams were categorised depending upon degree of damage, hazard
potential, utility of the reservoir and priority of restoration work Thus, dams were
repaired, temporarily breached, or permanently removed. Temporary restoration
works had to be carried out within a very short period, i.e. before the start of the
monsoon season. Example treatments of dams are discussed. Long-term seismic
rehabilitation of the dams is still needed.
R. 32 describes the safety improvement of 116 dams in California
(including some severely damaged by earthquakes). The improvement ranged
from various structural strengthening (berming, buttressing, additional foundation
treatment) to permanent or temporary storage restrictions, to dam removal in
most serious cases (Table 1). In various parts of the world, similar actions are to
be expected in the future. The information provided is extremely useful and the
case studies presented can be used as a general guide for the seismic
rehabilitation of dams.
Table 1
Seismic improvements to 116 dams in California (see R. 32)
Buttresses added or slopes flattened on earthfill dams
34
Freeboard increased by adding embankment
3
Crack stopper zones added
6
Foundation and/or embankment materials removed and replaced
Vibroflotation – vibrocompaction or deep dynamic compaction
Foundation grouting – drainage or cutoff wall construction
11
4
11
Diversion conduits plugged
2
Concrete dams buttressed with concrete
7
Multiple arch dams cross braced, strutted or reinforced
4
Post-tensioned tendons installed
3
Freeboard increased by lowering spillway weirs, removing spillway gates, etc
Dams removed (some replaced by tanks)
Replacement dams constructed
Reservoirs maintained empty (some provide short duration flood detention)
27
5
10
7
Permanent storage restrictions
12
Storage restrictions until permanent improvement
36
Outlet works rehabilitations
21
Spillway replacement or rehabilitation
Total Improvements
2
205*
*Several dams have more than one type of improvement.
1289
GR. Q. 83
Reservoir storage has been reduced to improve safety as soon as analyses
predicted unsatisfactory seismic dam performance. Storage restrictions were
usually not considered as permanent solutions, unless gates had been removed
from outlets, spillways crests lowered, or other alterations made to assure that
the reservoir water surface does not rise above the restricted level.
5.6.
DAMS UNDER SEISMIC ACTION, VIBRATION TESTS AND SEISMIC MONITORING
5.6.1.
Earthquake damage to dams
(i) January 26, 2001 Bhuj Earthquake, Gujarat, India
The Bhuj Earthquake with a magnitude 7.7 occurred on January 26, 2001.
The epicenter was located about 65 km East of Bhuj town in Kachchh district,
Gujarat State, India. 245 earthen dams, most of them with a height of less than
15 m and built on soil, were damaged and needed quick repair before the
monsoon season. As the water levels in all the reservoirs were very low, no
catastrophic release of reservoir storage occured. Report R. 22 gives an
overview on the overall damage to these dams, which were grouped into four
categories depending on severity of damages and the priority for restoration. The
main features of the damage were deformations and cracks due to liquefaction
and slope movements. Most of the dams in the region were constructed in the
1950s and 1960s without considering seismic effects in the design.
A detailed description of the major damage to some of the larger dams is
given in R. 22 and R. 23. The dam rehabilitation and restoration involved different
approaches due to time constraints, total amount of work, nature of damage and
local conditions. These temporary works were completed within 60 days.
However, some of the severely damaged dams could not be repaired and had to
be breached. Plans for additional strengthening are briefly discussed.
(ii) October 6, 2000 Tottori-Ken Seibu Earthquake, Japan
The October 6, 2000 Tottori-Ken Seibu Earthquake with a magnitude of 7.3
caused strong ground shaking at the Kasyo and Sugesawa gravity dam sites
located close to the epicenter as reported in R.52. The PGA at Kasyo and
Sugesawa dams were 531 cm/s2 and 158 cm/s2 respectively. On the crest of the
46.4 m high Kasyo dam, a peak acceleration of 2051 cm/s2 was recorded, and
cracks developed in the gate foundations and the walls of the auxiliary gate room
on the dam crest. No records are available from the crest of the 73.5 m high
Sugesawa dam, but cracks developed in the walls and floor of the auxiliary gate
room. The recorded PGA in the epicentre was 927 cm/s2.
1290
GR. Q. 83
(iii) September 21, 1999 Chi-Chi Earthquake, Taiwan
The Shih-Kang weir, located at the Da-Jia river in Taiwan, comprises two
sluiceways and 18 spillway gates. On September 21, 1999, the concrete weir
was severely damaged during the magnitude 7.3 Chi-Chi earthquake and the
reservoir with a volume of 2.7 million m3 was released through the two destroyed
spillway gates. The most spectacular damage occurred at spillways 16 to 18 near
the right abutment and was due to fault movements (reverse faulting) of several
metres mainly in the vertical direction. Details about the damage to the weir are
given in R. 10. The Report states that during the excavation of the dam
foundations, no fault trace was detected or reported. Moreover, it is known that
thrust faults exhibit sometimes “whipping” diversions near the end of surface
rupturing. So it seems credible that no appreciable fault line existed in the
foundations of the Shih-Kang weir, prior to the event.
From this observation, it can be concluded that concrete dams cannot be
designed economically to resist fault movements of the magnitude observed at
the Shih-Kang weir.
(iv) January 17, 1995 Kobe Earthquake, Japan
The magnitude 7.3 Kobe (Hyogo-ken Nanbu) Earthquake of January 17,
1995 caused slides on the upstream slope of the 25 m high Kitayama dam, which
is located about 33 kilometres north-east of the epicenter. This was the first
embankment dam in Japan, designed based on current design standards and
constructed by roller compaction that suffered this type of damage during an
earthquake. Details about the damage and the post-earthquake in situ and
laboratory tests and dynamic analyses carried out are given in R. 51.
(v) June 21, 1990 Manjil Earthquake, Iran
The magnitude 7.7 Manjil Earthquake of June 21, 1990 caused severe
damage to the 106 m high Sefid Rud buttress dam in the northwestern part of
Iran. The dam is located within the epicentral area of the earthquake and it
experienced strong ground shaking similar to that expected during the MCE.
Therefore, it is one of the most important case studies for assessing the effects of
a major earthquake on concrete dams. No records of the earthquake motions are
available.
The main features of the damage are described in Reports R. 10, R. 21 and
R. 54. As far as the dam is concerned, the main structural damage was due to
cracks along at least one horizontal lift joint in the upper quarter of the majority of
the 24 buttresses. In a few of the central buttresses, the horizontal cracks and an
inclined crack along the interface between web and buttress head formed a loose
1291
GR. Q. 83
wedge in the top part of the web, which was considered as critical to the seismic
stability of the top part of the dam. There was no indication that the stability of
buttresses was jeopardized. The reservoir level was lowered according to the
irrigation demands after the earthquake.
The repair and strengthening works discussed in R. 10 consisted of epoxy
grouting of 80 cracks to re-establish watertightness and post-tensioning of
23 damaged monoliths. The objectives of the post-tensioned anchors were (i) to
increase the sliding resistance of the cracked surfaces, and (ii) to improve the
sliding and overturning stability of the top portion of the dam.
Report R. 54 discusses the possible effects of the earthquake on the grout
curtain and the drainage system, and the exploratory drilling and permeability
tests that were carried out along the grout curtain at Sefid Rud dam after the
Manjil earthquake.
(vi) Other important earthquake observations
Other major dams which suffered damage during strong ground shaking
are discussed in R. 10 (Koyna gravity dam, India; Hsinfengkiang buttress dam,
China).
In R. 2, the vulnerability of tailings dams to liquefaction is stressed. Several
tailings dams failed in 1965 during the La Ligua earthquake in Chile. The flow
slide caused by the failure of the 35 m high El Soldado tailings dam killed more
than 200 people and flowed 12 km.
The worst seismic dam incident reported in the literature in recent years
was the result of the failure of the El Soldado tailings dam. Although severe
damage occurred to some of the dams listed in this section, no casualties are
known due to the failure of a dam and the resulting uncontrolled release of water
from the reservoir.
In R. 3, brief descriptions of earthquake damage of reservoir towers during
the 1971 San Fernando, 1994 Northridge and 1995 Kobe earthquakes are given.
(vii) Statistics of earthquake damage of embankment dams
In Report R. 17, a comprehensive analysis of seismic damage to earthfill
dams (including zoned and homogeneous earthfill, puddle core dams), hydraulic
fill dams, earth and rockfill dams, and CFR dams is presented. Under strong
ground shaking, embankment dams settle and develop longitudinal and
transverse cracks. A database of case studies and detailed data on some dams
has been analysed to study these phenomena. Methods are presented for
estimating the damage (in terms of settlement and the width of longitudinal
1292
GR. Q. 83
cracking) and estimating the width and depth of transverse cracks from the dam
type, earthquake magnitude and peak ground accelerations at the dams. Several
useful plots are provided, i.e. longitudinal cracking or settlement versus
earthquake magnitude and PGA, and transverse cracking versus earthquake
magnitude and PGA, which could be used for the fast screening of the seismic
vulnerability of existing embankment dams. However, additional information
would be needed (case studies) to develop confidence in the predictions made
using the correlations developed.
5.6.2.
Field measurements and shaking table tests
Ambient and forced vibration tests have been carried out for a number of
dams, mainly large arch dams (Reports R. 7, R. 19, R. 31, R. 41 and R. 49).
These tests provide basic information on the dynamic behaviour of dams, i.e.
eigenfrequencies, mode shapes and damping ratios for small amplitude
oscillations. Powerful analysis tools exist (modal analysis) to analyse the data
from such tests. These dynamic properties are quite different from those of a
concrete dam experiencing cracking, joint opening, etc. during strong ground
shaking.
The main value of such tests is in the validation of mathematical modelling.
Generally, the obtained results confirm the validity of modelling assumptions or
indicate where more realistic modelling is needed. During strong ground shaking
the dynamic properties of a dam may be quite different from those obtained from
small-amplitude vibration tests.
The results of comprehensive forced vibration tests on the Outardes 3
gravity dam and the Emosson arch dam are discussed in R. 49. Acceleration and
hydrodynamic frequency responses were obtained at different locations on the
dam and in the reservoir. Measurements were also carried out for different
reservoir levels. The results can be used for the investigation of dam-reservoirfoundation interaction effects and the dynamic effects of water level variations on
the arch dam behaviour. The measurements have been used in numerical
correlation studies with finite element models that account for water
compressibility and wave-propagation in the reservoir. Satisfactory agreement
between measurements and numerical simulations could be achieved in spite of
the fact that dynamic foundation interaction effects were not considered. The
results of such tests can also be used for health monitoring of the dams.
Report R. 36 describes the shaking table tests carried out with model dams
constructed of partially saturated sands. Failure modes were investigated for
horizontal and vertical harmonic excitations. Dynamic elasto-plastic FE analyses
that take into account strain softening and shear banding were used to develop
analytical techniques that duplicated the model results. Unfortunately, the initial
stress state and pore pressures cannot be duplicated in such scaled models so
the value of this research is limited.
1293
GR. Q. 83
Report R. 37 is concerned with an experimental study of the 64.5 m high
Tonoyama arch dam in Japan using a triaxial shaking table and a 1:100 model
made of low-strength mortar. The dynamic behaviour of the dam was
investigated for the 1995 Hyogo-ken Nanbu Earthquake with a horizontal and
vertical PGA of 0.34 g and 0.17 g respectively. A comparison was made with
numerical results from an elasto-plastic analysis using a distributed crack model
of the ADINA code. Good agreement with the measurements were achieved. No
information is provided regarding how the material properties of the concrete
model had been determined. The fundamental frequency of the dam was
determined for different reservoir levels based on (i) forced vibration tests on the
dam, (ii) earthquake observations and microtremor measurements at the dam,
(iii) vibration tests on the dam model, and (iv) numerical calculations.
Report R. 19 discusses the in situ measurements of three Romanian dams,
i.e., (i) vibrations of the 55 m high Valea de Pesti rockfill dam with asphalt face
caused by blasting in a nearby quarry; (ii) ambient vibrations in the 97 m high
Tarnita arch dam, and (iii) dynamic response of the 167 m high Vidraru arch dam
during two earthquakes. These small amplitude vibration records were used for
the identification of dynamic material properties and the calibration of FE models
of the corresponding dam projects. Detailed seismic analyses were carried out
for the Vidraru arch dam, which was designed for a seismic coefficient of 0.1 and
has to resist the MCE with a PGA of 0.56 g.
Report R. 41 describes the ambient vibration measurements recorded at
the 131 m high Schlegeis arch dam in Austria and the data analysis with an
experimental modal analysis package. The results are compared with an earlier
study based on forced vibration tests and an FE analysis of the dam-reservoir
system. Essentially, the same information, needed for the calibration of dam
models, can be extracted from both types of vibration tests.
Report R. 69 presents the results of shaking table tests carried out for the
planned 278 m high Xiluodu arch dam in China. The model includes the arch
dam, a part of the reservoir and the foundation rock, and the topography near the
dam. The effects of transmitting boundaries in the foundation are also modelled.
The damping boundary consists of viscous liquid. A 1:300 dam model with
7 contraction joints was tested. The PGA of the MCE for the Xiluodu arch dam is
0.32 g, Due to the opening of the contraction joints, the cantilever stresses would
increase quickly with seismic level, and cracks would develop in the cantilevers
when the ground excitation exceeds ca. 1.2 g. The formation of the cracks leads
to a drop in the eigenfrequency of the dam. However, the static functionality of
the dam seems to remain unchanged after the test.
1294
GR. Q. 83
5.6.3.
Seismic instrumentation, seismic monitoring and analysis of recorded
ground motions
Report R. 35 discusses the attenuation relationships obtained from the
statistical analysis of response spectra of recorded ground motions at dam sites.
The earthquakes used for the analysis have magnitudes larger than 5.0,
epicentral distance of less than 200 km, and hypocentral depth of less than
130 km. All accelerograms were recorded at the rock foundations of the dams.
They were recorded at 91 dam sites during 63 earthquakes. The average shear
wave velocity in the foundations is estimated as 0.7 to 1.5 km/s. It may be useful
to compare the results with those obtained from other strong motion arrays.
R 38 gives an overview of the strong motion instrumentation of dams in
Japan. Following the 1995 Kobe earthquake, it was decided to place strong
motion instruments in all of the 413 dams under the jurisdiction of the Ministry of
Land, Infrastructure and Transport. 1152 strong motion instruments are currently
installed in these dams. 236 seismic stations at 50 dam sites are directly
connected to a common monitoring centre. The Report also describes the
analysis of the earthquake records obtained from this seismic network.
Attenuation relationships for PGA, and horizontal and vertical spectral
accelerations of earthquakes recorded at dam foundations are presented. The
information obtained can be used for the improvement of the seismic design
criteria for dams.
R 40 describes the new strong motion instrumentation network in Morocco,
which consists of 45 instruments, whereof 40 are installed in dams.
In R. 53, the results of a statistical analysis of 150 Iranian acceleration
records are presented. The correlations between various earthquake parameters
have been analysed. It is found that the peak ground velocity and the EPA are
the two parameters with the highest correlation coefficients, i.e. 0.6 to 0.7. The
vertical and horizontal components of the PGA had a correlation coefficient of
0.55 to 0.6. These relatively low correlation coefficients indicate a significant
scatter between these parameters.
R. 71 describes the pendulum oscillations caused by the surface waves of
major far-field earthquakes and moderate local earthquakes. This is a problem in
the case of continuous recording of pendulum motions, which can trigger an
alarm when a predefined threshold level is exceeded. By increasing the damping
of the pendulums it should be possible to reduce such undesired oscillations
significantly. Pendulums are certainly no substitute for strong motion instruments
in large dams.
1295
GR. Q. 83
5.7.
EARTHQUAKE CODES AND GUIDELINES
Several Reports explain how the seismic hazard and risk are considered in
standards and guidelines in a number of European countries, i.e. Austria, France,
Germany, Russia, Spain and the United Kingdom, where the seismic activity is
rather moderate. Considering the seismic hazard and the associated risk
(structural vulnerability and extent of failure consequences) it is possible to select
priorities and ascertain seismic safety using less sophisticated analytical tools.
However, in cases of more sensitive structures, adequate analytical tools (like FE
modeling taking into account interaction with reservoir and foundation and
structural nonlinearities; and site specific considerations) should be applied.
Some countries apply legislative standards and others issue guidelines.
Legislative standards are often applied to high risk projects or to general
buildings. Very few buildings can be built on seismic isolators or constructed as
fortress to resist the worst earthquake ground shaking. A certain consensus is
needed to regulate civil engineering practice. However, risks connected with
large storage dams are of such nature that each case has to be investigated
separately as far as the existing state of knowledge permits. The ultimate
responsibility always rests with the dam owner, irrespective of the fact that strict
control, reviewing and supervision are to be applied at all stages.
As reported in R.67, Spain, a country of moderate seismicity, has
developed a series of regulations to control the effect of earthquakes on
structures. The state of the current Spanish standards, especially concerning
large dams, is presented in this paper. It is interesting to note that the design
earthquake for class A dam (largest dams) has a return period of 1000 years at
sites with moderate and high seismicity. The extreme earthquake (similar to MCE
or SEE) has a return period of 3000 to 5000 years at a site with moderate
seismicity and a return period of 10 000 years at a high seismicity site.
CONCLUDING REMARKS
The technology for building dams and appurtenant structures that can
safely resist the effects of strong ground shaking is available. New concepts are
still needed for very high dams in highly seismic regions and for dams at difficult
sites. The times when earthquakes were considered as ‘force majeure’ have long
passed. Moreover, the pseudostatic design concept based on a seismic
coefficient (of 0.1) is outdated, especially for dams with a large damage potential.
Dams are not inherently safe against earthquakes. However, in general,
earthquake-resistant dams can also better withstand other types of actions and
thus are safer.
1296
GR. Q. 83
In regions of low to moderate seismicity where strong earthquakes occur
very rarely, it is sometimes believed (i) that too much emphasis is put on the
seismic risk and earthquake safety of dams, and (ii) that dams designed for a
seismic coefficient of 0.1 are sufficiently safe against earthquakes. Use of low
PGA values for the MCE (of the order of 0.1 to 0.15 g) may be another problem.
For the earthquake risk the same criteria as for the hydrological risk have to
be considered. In the case of earthquakes, the largest risk contribution is due to
the strongest events with a very low probability of occurrence as the seismic
vulnerability of a dam increases substantially for very strong ground shaking.
Looking back, a conservative seismic design of a dam is a prerequisite for
a long life.
The main problems to be resolved in future are as follows:
•
reassessment of the seismic safety of the existing dams and
rehabilitation of the dams with unacceptable seismic risk;
•
earthquake safety of small dams that have not been designed by
engineers; and
•
consistent use of risk-based seismic design criteria for new dams.
Seismic risk awareness of all parties involved in dam projects is needed.
ABBREVIATIONS
The following abbreviations are used in the General Report and in some of
the Reports of Q. 83:
DBE: Design basis earthquake (term mainly used for building structures:
typically the return period in building codes is 475 years; in the
new building codes of the USA and Canada the reference return
period for the DBE is 2500 years)
DE:
Design earthquake (term used in pseudostatic design method)
CFR: Concrete faced rockfill
EPA: Effective peak acceleration (EPA = about 0.67 times PGA)
FE:
Finite element (FEM: Finite element method)
IBC:
International Building Code (formerly UBC: Uniform Building Code)
1297
GR. Q. 83
MCE: Maximum credible earthquake
MDE: Maximum design earthquake (return period of up to 10 000 years)
OBE: Operating basis earthquake (return period according to ICOLD
Bulletin 72: ca. 145 years)
PGA: Peak ground acceleration
PMF: Probable maximum flood
RCC: Roller compacted concrete
RTS: Reservoir-triggered seismicity (in the past the term reservoirinduced seismicity or RIS was used to describe earthquakes
triggered by the reservoir)
SEE: Safety evaluation earthquake (return period of up to 10 000 years
depending on seismic risk of a dam project)
ACKNOWLEDGEMENTS
I wish to thank A. Bozovic and D. Babbitt for their advice, thorough reviews
of the Reports submitted for Q.83 and their valuable comments and suggestions
regarding the General Report. Thanks are also due to G. Noguera, N. Matsumoto
and B. Fan, who have reviewed the manuscript and provided important
comments and suggestions. I would also like to thank my colleagues from
Electrowatt-Ekono Ltd., P. Brenner, S. Malla, E. Waidyasekara and S. Prakash,
for assisting me with useful comments and for editing the text. Thanks are also
due to the ICOLD Central Office for preparing the French translation. Finally, I
wish to thank Electrowatt-Ekono Ltd. and the parent company Jaakko Poyry
Group for providing the resources for the preparation of this report.
REFERENCES
The list of references is limited to very few basic documents only. They
contain references, which are also related to this General Report. Moreover, most
of the Reports submitted for Q.83 have a detailed list of references. Many
references can easily be found by a search of various databases, which are
accessible through the internet. Several hundred references can be found in the
fields of seismic hazard and RTS.
1298
GR. Q. 83
[1]
ABRAHAMSON N. A. (2000): State-of-the-practice of Seismic Hazard
Assessment, Proc. GeoEng 2000, Int. Conf. on Geotechnical & Geological
Engineering, Vol. 1: Invited Papers, Nov. 2000, Melbourne, Technomic
Publications, Lancaster, Pennsylvania
[2] ARRAU L., IBARRA I. and NOGUERA G. (1985): Performance of
Cogoti Dam under Seismic Loading, Proc. Symposium sponsored by the
Geotechnical Engineering Division of the ASCE, Convention, Detroit
Michigan, October 21, 1985
[3] FEMA 310 (1999): Handbook for the Seismic Evaluation of Buildings –
A Prestandard, Federal Emergency Management Agency (FEMA), USA
[4] IBC (2000): International Building Code, International Code Council, USA
[5] ICOLD (1986): Earthquake Analysis Procedures for Dams – State of the
Art, Bulletin 52, ICOLD, Paris
[6] ICOLD (1989): Selecting Seismic Parameters for Large Dams, Guidelines,
Bulletin 72, Committee on Seismic Aspects of Dam Design, ICOLD, Paris
[7] ICOLD (1995): Tailings Dams and Seismicity – Review and
Recommendations, Bulletin 98, ICOLD, Paris
[8] ICOLD (1998): Neotectonics and Dams, Bulletin 112, Committee on
Seismic Aspects of Dam Design, ICOLD, Paris
[9] ICOLD (1999): Seismic Observation of Dams, Bulletin 113, Committee on
Seismic Aspects of Dam Design, ICOLD, Paris
[10] ICOLD (2001): Design Features of Dams to Effectively Resist Seismic
Ground Motion, Bulletin 120, Committee on Seismic Aspects of Dam
Design, ICOLD, Paris
[11] ICOLD (2002): Earthquake Design and Evaluation of Structures
Appurtenant to Dams, Bulletin 123, Committee on Seismic Aspects of Dam
Design, ICOLD, Paris
[12] LANE R. G. T. (1979): Seismicity and Aseismic Design of Dams, General
Report Q. 51, Proc. 13th ICOLD Congress, New Delhi
1299
GR. Q. 83
TABLE DES MATIÈRES
1. Introduction
2. Vue d’ensemble des Rapports reçus
3. Publications relatives aux séismes et travaux actuels du Comité des Aspects
Sismiques des Projets de Barrages
4. Vue d’ensemble des aspects sismiques relatifs aux barrages
4.1. Introduction
4.2. Aspects relatifs à la sécurité sismique et critères de comportement
sismique
4.3. Prise en compte des risques sismiques
4.4. Danger sismique
4.5. Conditions requises minimales relatives à la conception sismique
4.6. Application uniforme des concepts de projet par les ingénieurs de génie
civil, les ingénieurs hydromécaniciens et électromécaniciens
4.7. Importance de l’accélération de pointe du sol
4.8. Aspects sismiques des barrages en béton et déformations non-élastiques :
joints et fissures
4.9. Déformations non-élastiques des barrages en remblai
4.10. Aspects sismiques des barrages en béton compacté au rouleau
4.11. Aspects sismiques des barrages en enrochement à masque amont en béton
4.12. Aspects sismiques des parois moulées et écrans d’injection
4.13. Sécurité sismique des barrages « ruraux »
4.14. Évaluation de la sécurité sismique des barrages existants
4.15. Séismicité déclenchée par la retenue
4.16. Appareils de mesure pour fortes secousses
4.17. Aspects sismiques nécessitant une attention particulière
1300
GR. Q. 83
5. Examen des Rapports
5.1. Généralités
5.2. Évaluation du danger sismique
5.2.1. Mouvement du sol lors d’un séisme
5.2.2. Séismes de projet (OBE, MDE, SEE, MCE)
5.2.3. Études des dangers sismiques
5.2.4. Séismicité déclenchée par la retenue
5.3
Propriétés dynamiques des matériaux
5.3.1. Matériaux des barrages en remblai et liquéfaction
5.3.2. Barrages en béton
5.3.3. Barrages de stériles
5.4
Analyse, conception et construction
5.4.1. Barrages en remblai
5.4.2. Barrages en béton
5.4.3. Ouvrages annexes
5.5
Évaluation de la sécurité sismique et réhabilitation
5.5.1. Recommandations générales
5.5.2. Barrages en remblai
5.5.3. Barrages en béton et en maçonnerie
5.5.4. Barrages de stériles
5.5.5. Ouvrages annexes
5.5.6. Réhabilitation, renforcement et réparation
endommagés
de
barrages
5.6. Barrages sous charge sismique, essais de vibration et auscultation
sismique
5.6.1. Dégâts sismiques aux barrages
(i)
Séisme Bhuj, Gujarat, Inde, 26 janvier 2001
(ii)
Séisme Tottori-Ken Seibu, Japon, 6 octobre 2000
(iii) Séisme Chi-Chi, Taiwan, 21 septembre 1999
(iv) Séisme Kobe, Japon, 17 janvier 1995
(v) Séisme Manjil, Iran, 21 juin 1990
(vi) Autres observations sismiques importantes
(vii) Statistique de dégâts sismiques causés à des barrages en remblai
5.6.2. Mesures in situ et essais sur table vibrante
5.6.3. Appareils de mesures sismiques, auscultation sismique, analyse
des mouvements du sol enregistrés
5.7
Codes et recommandations sismiques
Conclusions
Abréviations
Remerciements
Références
1301
GR. Q. 83
1. INTRODUCTION
Quelque 245 barrages en terre – des barrages de petite taille pour
l’alimentation en eau et des barrages d’irrigation, principalement – ont été
endommagés par le séisme Bhuj, de magnitude 7,7, qui s’est produit le
26 janvier 2001 dans l’État de Gujarat, en Inde. Des barrages ont également été
touchés par le séisme Kocaeli du 17 août 1999, en Turquie, et par le séisme
Chi-Chi, à Taiwan, le 21 septembre 1999. Ces récents événements ont montré
que le risque sismique reste une sérieuse menace pour les barrages : cela a
incité la CIGB à mettre les effets des séismes sur les barrages, à l’ordre du jour
de plusieurs Congrès et Réunions Annuelles.
Le thème de la Question 83 “Aspects sismiques relatifs aux barrages” fut
proposé par le Comité des Aspects Sismiques des Projets de Barrages.
Les précédentes Questions de la CIGB relatives aux aspects sismiques
des barrages étaient les suivantes :
•
Question 18, 5ème Congrès, Paris, France, en 1955
Tassement des barrages en terre dû à la compressibilité des matériaux
constitutifs du barrage ou de la fondation, y compris les questions liées aux
tremblements de terre.
•
Question 29, 8ème Congrès, Édimbourg, Royaume-Uni, en 1964
Résultats et interprétation des mesures faites sur des grands barrages de toute
nature, y compris les observations sur les tremblements de terre.
•
Question 35, 9ème Congrès, Istamboul, Turquie, en 1967
Barrages dans des zones soumises aux tremblements de terre ou dans des
situations exceptionnelles.
•
Question 51, 13ème Congrès, New Delhi, Inde, en 1979
Résistance des barrages aux tremblements de terre.
Plusieurs autres Questions examinées lors des Congrès de la CIGB ont
traité également du risque sismique et de la vulnérabilité sismique des barrages.
Bon nombre des déclarations faites par R. G. T. Lane, dans le Rapport
Général de la Q. 51, demeurent valables aujourd’hui. Notamment, la déclaration
selon laquelle “aucune région du monde n’est à l’abri d’un tremblement de terre”
continue d’avoir un impact sur l’évaluation de la sécurité sismique des barrages
existants. L’activité sismique principale est associée aux limites des plaques de
la croûte terrestre, mais les mouvements du sol des sites de barrages situés sur
des plaques stables de la croûte terrestre peuvent être néanmoins importants
pour des événements aux très longues périodes de retour, comme le séisme
d’évaluation de sécurité.
1302
GR. Q. 83
Depuis 1979, des progrès considérables ont été réalisés dans le domaine
du génie parasismique et, au cours de ces dernières années, des réglements
relatifs à la conception parasismique moderne d’immeubles et autres structures
ont été introduits dans la plupart des pays. En Europe, l’Eurocode 8 :
Dispositions de Conception pour la Résistance des Structures aux Séismes,
concernant également les ponts, les tours, les pylônes, les cheminées, les silos,
les réservoirs, les pipelines, les fondations, les ouvrages de rétention et les
aspects géotechniques, ainsi que la réparation et le renforcement des structures,
devrait être prêt avant 2005. L’Eurocode 8 aura un impact principalement sur la
sécurité sismique des ouvrages annexes et des petits barrages.
Les grands barrages furent parmi les premiers ouvrages pour lesquels les
critères de conception sismique ont été pris en compte dès les années 1930.
Jusqu’à la publication du Bulletin 72 de la CIGB, en 1989 : Choix des paramètres
sismiques pour grands barrages, il était courant de concevoir les barrages pour
résister aux tremblements de terre en utilisant l’approche pseudo-statique, en
général pour une accélération horizontale de 0,1 g. On sait aujourd’hui que les
tremblements de terre peuvent provoquer des accélérations du sol
considérablement plus élevées que les valeurs estimées lors de la conception de
nombreux barrages existants. Par ailleurs, on admet également que les grands
barrages, qui ont l’apparence de corps rigides, répondent de manière dynamique
aux mouvements sismiques du sol.
Au cours de ces dernières années, un nombre croissant de barrages ont
été équipés d’accéléromètres pour fortes secousses. Par exemple,
1 152 appareils pour fortes secousses ont été installés sur 413 barrages au
Japon (R. 38) et ont déjà fourni des informations utiles sur le comportement des
barrages lors de tremblements de terre, et sur les dangers sismiques sur les sites
des barrages. De plus en plus d’informations sont disponibles sur les
mouvements du sol dans le champ proche pour les tremblements de terre
violents, et confirment que des accélérations de pointe élevée sont possibles, à
la fois horizontalement et verticalement.
Les grands barrages doivent résister aux effets des séismes les plus forts
attendus sur leurs sites. Les mouvements du sol étant toujours représentés par
l’accélération de pointe du sol (PGA ; Peak Ground Acceleration), la question du
PGA maximal sur la roche est fréquemment posée. Cette valeur peut dépasser
1 g dans la région de l’épicentre des séismes à foyer peu profond, relativement
violents, et, par conséquent, il est nécessaire d’expliquer les différences entre les
valeurs de PGA mesurées et celles utilisées pour la conception et l’évaluation de
la sécurité d’un barrage. Les réponses sont d’ailleurs relativement compliquées,
comme l’indiquent les différents rapports traitant de l’évaluation de la sécurité
sismique et de la réhabilitation de barrages existants. On peut noter que les
valeurs adoptées pour les PGA des secousses provoquées par les séismes
d’évaluation de sécurité sont de plus en plus élevées, notamment dans les
régions à sismicité modérée.
1303
GR. Q. 83
Le génie parasismique demeurant une discipline relativement jeune, on
peut s’attendre à ce que de nouvelles leçons soient tirées après chaque
tremblement de terre destructeur, provoquant des dégâts sur des barrages, ce
qui peut avoir une influence sur la conception parasismique des barrages. Ceci
se traduit dans les codes de construction, qui ont été révisés après chaque
tremblement de terre majeur.
Une connaissance étendue existe déjà sur le comportement sismique des
barrages. Cette information doit être pleinement utilisée par la communauté des
ingénieurs de barrage. Il est bien moins coûteux de s’assurer du parfait
comportement d’un barrage lors d’un tremblement de terre, pendant sa phase de
conception, que de devoir lui apporter des améliorations par la suite. L’adoption à
plusieurs reprises d’un type de conception dans le passé n’entraîne pas
automatiquement que la sécurité soit assurée. Nous devons également
reconnaître que (i) une conception mal réalisée à dix reprises par le passé ne
devient pas automatiquement correcte lorsqu’elle est réalisée de la même
manière la fois suivante, et que (ii) les conceptions de structures devant résister
à des charges sismiques exceptionnelles peuvent n’avoir jamais été testées.
2. VUE D’ENSEMBLE DES RAPPORTS REÇUS
Les Rapports préparés sur la Question 83 contribuent à la connaissance
des aspects sismiques des projets de barrages et du comportement des
ouvrages. En ce qui concerne les cinq sous-questions de la Q. 83, d’importantes
contributions ont été reçues et une connaissance plus approfondie et plus claire
de la question complexe des aspects sismiques des projets de barrages a été
obtenue.
La plupart des Rapports portent sur plusieurs sujets et la fréquence de
traitement des différentes sous-questions traduit l’intérêt qui leur est porté :
1) Évaluation des aléas sismiques : examinée dans les 23 Rapports suivants
(15 %) : 4, 5, 12, 13, 14, 16, 18, 24, 26, 27, 29, 35, 38, 39, 42, 43, 45, 52, 53, 55,
57, 63, 66 et 67
2) Propriétés dynamiques des matériaux : examinées dans les 15 Rapports
suivants (10 %) : 2, 7, 16, 19, 20, 26, 27, 30, 33, 34, 44, 48, 50, 64 et 70
3) Conception, calcul et construction : traités dans les 44 Rapports suivants
(29 %) : 1, 2, 3, 4, 6, 7, 9, 10, 11, 12, 13, 15, 16, 18, 19, 20, 22, 23, 25, 26, 27,
28, 31, 32, 33, 37, 41, 43, 46, 47, 48, 49, 50, 51, 56, 58, 60, 61, 63, 64, 65, 67,
68 et 70
1304
GR. Q. 83
4) Évaluation de la sécurité sismique : examinés dans les 39 Rapports suivants
(25 %) : 3, 4, 5, 7, 8, 9, 10, 11, 12, 13, 16, 17, 19, 25, 26, 27, 28, 32, 33, 37, 41,
43, 44, 46, 47, 48, 49, 51, 55, 56, 58, 59, 61, 62, 63, 66, 68, 69 et 70
5) Barrages soumis à des sollicitations sismiques, essais de vibrations et
auscultation sismique : examinés dans les 32 Rapports suivants (21 %) : 2, 3, 5,
7, 10, 14, 17, 19, 21, 22, 23, 24, 31, 32, 33, 35, 36, 37, 38, 40, 41, 42, 44, 49, 50,
51, 52, 54, 55, 63, 69 et 71
Le plus grand nombre de contributions (13 Rapports) proviennent d’Iran,
suivi du Japon (8), des États-Unis (6), du Canada (5) et de l’Inde (5). Ceci illustre
l’importance des sollicitations sismiques dans la conception des nombreux
barrages en cours d’étude ou de construction en Iran. Considérant la répartition
géographique des Rapports et l’importance du risque sismique, on note que
pratiquement aucun rapport ne provient d’Amérique Latine.
En outre, il manque des Rapports concernant des nouveaux types de
barrages, tels que les barrages en enrochement à masque amont en béton et les
barrages BCR. Ceci est peut être lié au fait qu’aucun de ces barrages n’a encore
été soumis à de fortes secousses du sol ou n’a été endommagé lors d’un
tremblement de terre, et que ces barrages sont généralement supposés sûrs du
point de vue sismique.
Les Rapports reçus montrent également que l’évaluation de la sécurité des
barrages existants est un sujet qui a pris de l’importance au cours de ces
dernières années. De nouvelles recommandations en matière de sécurité
sismique ont été établies ou sont sur le point de l’être dans plusieurs pays dont
certains présentent une séismicité faible à modérée.
3. PUBLICATIONS RELATIVES AUX SÉISMES ET TRAVAUX ACTUELS DU
COMITÉ DES ASPECTS SISMIQUES DES PROJETS DE BARRAGES
Le Comité des Aspects Sismiques des Projets de Barrages, qui comprend
actuellement des experts en barrages et en tremblements de terre de quelque
25 pays différents, a préparé les Bulletins CIGB ci-dessous au cours des
dernières années :
•
Bulletin 27 (1975) : Considérations sur le calcul sismique des barrages
•
Bulletin 46 (1983) : Séismicité et conception des barrages
• Bulletin 52 (1986) : Méthodes de calcul sismique pour barrages (rapport
préparé au nom du Comité des Calculs et de la Conception des Barrages de la
CIGB, par O. C. Zienkiewicz, R. W. Clough, H. B. Seed)
1305
GR. Q. 83
•
Bulletin 62 (1988) : Inspection des barrages après séismes
•
Bulletin 72 (1989) : Choix des paramètres sismiques pour grands barrages
•
Bulletin 112 (1998) : Néotectonique et barrages
•
Bulletin 113 (1999) : Observations sismiques des barrages
•
Bulletin 120 (2001) : Aspects de la conception parasismique des barrages
• Bulletin 123 (2002) : Conception et évaluation sismiques des ouvrages
annexes des barrages
Parmi ces publications, le Bulletin 72 est celui ayant eu le plus gros impact
car il a permis de définir clairement les critères de conception sismique des
barrages et a introduit le concept de séisme de projet à deux niveaux. Il requiert
des vérifications de la sécurité sismique des barrages pour des mouvements du
sol généralement plus importants que ceux pris en compte dans le passé.
Le Bulletin 120 donne des recommandations qualitatives générales
permettant d’obtenir un barrage de comportement satisfaisant lors de violents
tremblements de terre, sans qu’il soit nécessaire de procéder à des calculs
sophistiqués dans la phase d’avant-projet sommaire.
En outre, les aspects sismiques sont également abordés dans d’autres
Bulletins de la CIGB, parmi lesquels le Bulletin 98 (1995) « Barrages de stériles
et séismicité – Synthèse et recommandations ».
Des discussions avec les ingénieurs et les propriétaires de barrages ont
souvent mis en évidence qu’ils n’ont pas connaissance ou n’ont pas accès aux
Bulletins de la CIGB, ou encore qu’ils ne peuvent les comprendre en raison de la
barrière de la langue. D’où l’intérêt d’améliorer la prise de conscience du public et
l’accès à cette importante source d’informations. Le coût de ces publications est
également un frein important pour les ingénieurs dans les pays en
développement où se situeront la plupart des constructions de barrages dans le
futur. Ceci pose le problème de la diffusion limitée de toutes les publications de la
CIGB.
Les missions du Comité des Aspects Sismiques des Projets de Barrages
ont été approuvées lors la Réunion Annuelle de la CIGB à Antalya, en Turquie,
en 1999. Ces missions sont les suivantes :
(i) Sécurité sismique des barrages existants : De nombreux barrages existants
ont été conçus selon les possibilités analytiques prévalant à l’époque de leur
construction. On ressent le besoin de mieux connaître leur niveau de sécurité (en
1306
GR. Q. 83
utilisant des méthodes de calcul modernes). L’accent sera mis sur la réévaluation
de la sécurité sismique des barrages existants.
(ii) Interprétation sismique des données d’observation intégrées : Le principal
objectif réside dans l’examen des données de fortes secousses enregistrées sur
des grands barrages. Mais l’observation automatique moderne fournit également
l’historique des déformations et des contraintes dans le corps du barrage et sa
fondation lorsqu’ils sont soumis à des charges sismiques. La prise en compte de
ces résultats, sous une forme intégrée, permet d’avoir une image plus complète
de la réponse du barrage. L’accent sera mis sur les appareils de mesure pour
fortes secousses.
(iii) Séismicité déclenchée par la retenue : Ce phénomène a fait l’objet de
nombreuses études au cours des années 70. Les résultats d’observations et les
connaissances générales concernant la séismicité associée à la mise en eau
d’une retenue s’accumulent. L’objectif est de réévaluer l’état général des
connaissances dans ce domaine.
(iv) Détermination du risque sismique et techniques associées : Un des objectifs
de base en matière de sécurité est l’évaluation du risque sismique pour chaque
barrage. L’accent sera mis sur l’évaluation du danger sismique et la vulnérabilité
des barrages vis-à-vis des tremblements de terre. Les conséquences des
ruptures de barrages font l’objet de travaux au sein d’autres Comités Techniques
et seules les conséquences spécifiquement sismiques sont examinées.
Les travaux sur ces quatre sujets sont en cours. Le sujet principal est la
sécurité sismique des barrages existants, la plupart des barrages les plus
anciens ayant été construits sur la base de méthodes d’analyse sismique et de
critères de conception sismique (la plupart des barrages ont été conçus pour
résister aux séismes avec un coefficient sismique de 0,1), qui sont aujourd’hui
considérés comme obsolètes ou périmés. Par conséquent, dans bien des cas, on
ignore si un barrage ancien satisfait aux recommandations de sécurité sismique
actuelles publiées par la CIGB.
La communauté des ingénieurs de barrage a pris conscience de ce
problème et plusieurs pays se penchent sur la sécurité sismique des barrages
existants ou projettent de le faire.
1307
GR. Q. 83
4. VUE D’ENSEMBLE DES ASPECTS SISMIQUES
RELATIFS AUX BARRAGES
4.1.
INTRODUCTION
À l’origine, le développement de la sécurité des barrages vis-à-vis des
tremblements de terre a été fortement influencé par l’approche de conception
parasismique et les outils d’analyse dynamique développés pour l’industrie
nucléaire à la fin des années 60 et 70. Le séisme San Fernando de 1971, qui a
sévèrement endommagé le barrage de Lower San Fernando, digue par
remblayage hydraulique, et causé d’importants mouvements du sol et des dégâts
mineurs sur le barrage-voûte de Pacoima, a marqué une étape importante.
Jusqu’à cette date, les barrages étaient conçus pour résister aux tremblements
de terre en utilisant une approche pseudo-statique qui, ayant son origine dans
les années 30, prenait en compte, pour les barrages en béton les forces d’inertie
du barrage et les pressions hydrodynamiques exercées par la retenue. En ce qui
concerne les barrages en remblai, on effectuait des calculs classiques de stabilité
de talus, prenant en compte les forces d’inertie statiques équivalentes de la
masse glissante.
L’évaluation du comportement sismique des barrages est un défi, car elle
exige des outils d’analyse plus sophistiqués que ceux utilisés pour les charges
statiques habituelles. Des progrès considérables ont été réalisés en ce qui
concerne l’analyse dynamique élastique-linéaire des barrages en béton et une
méthode linéaire équivalente a été développée pour les barrages en remblai,
méthode largement utilisée pour les applications pratiques. Le véritable
comportement dynamique non-linéaire des barrages en béton, prenant en
compte l’ouverture des joints de contraction et la fissuration du béton de masse,
et des barrages en remblai, fait toujours l’objet de travaux de recherche et
développement. L’interaction dynamique entre le béton du barrage et la fondation
constitue également un problème qui n’a toujours pas trouvé de solution
satisfaisante, les modèles de fondation proposés étant loin de représenter la
réalité.
D’importants progrès ont également été réalisés dans le domaine de la
compréhension et des essais des caractéristiques dynamiques des matériaux de
remblai et de fondation.
Avant que d’autres progrès substantiels soient possibles, on doit recueillir
des informations supplémentaires sur les barrages soumis à de violentes
secousses du sol, identiques à celles attendues pendant le séisme maximal
possible. Ce type d’événement révèle les problèmes réels des barrages soumis à
des tremblements de terre. En l’absence de telles informations, il est nécessaire
de procéder à des essais sur modèles poussés jusqu’à rupture du barrage. Dans
ces essais, les principaux paramètres doivent être modélisés avec précision :
1308
GR. Q. 83
joints de contraction et joints de reprise dans le béton de masse, diaclases dans
la fondation rocheuse, propriétés des sols des barrages en remblai, etc. Pour les
barrages en remblai, des essais dynamiques sur machine centrifuge sont
prometteurs, car ils représentent mieux les contraintes et le comportement
non-élastique des barrages prototypes. Les caractéristiques des mouvements du
sol à proximité de failles avec des impulsions de vitesse élevée doivent
également être prises en compte.
Le développement des méthodes d’analyse numérique a considérablement
progressé, mais il faudra recueillir d’autres informations avant de pouvoir
déterminer avec précision le comportement des grands barrages lors de fortes
secousses du sol. Les principaux problèmes sont les suivants :
•
Choix des caractéristiques des mouvements sismiques du sol pour les
Séismes Maximaux Possibles et les Séismes d’Évaluation de la Sécurité ;
•
Détermination des modes de rupture sismique des différents types de
barrage ;
•
Modélisation des matériaux et identification des propriétés dynamiques des
matériaux ;
•
Choix des propriétés d’amortissement des barrages en béton lors de fortes
secousses du sol ;
•
Modélisation du système barrage-fondation-retenue et utilisation de l’analyse
dynamique non-linéaire ; et
•
Définition des critères de comportement pour les différents types de
barrages.
La plupart des problèmes susmentionnés nécessitent une expertise
spécialisée.
Ces problèmes sont connus depuis longtemps. Par exemple, l’évaluation
de la sécurité sismique des grands barrages faisait déjà l’objet de discussions en
Suisse à la fin des années 70. L’objectif était d’évaluer la sécurité sismique des
barrages en évitant d’avoir à répéter des analyses sismiques coûteuses dans le
futur. Avec le soutien de l’État, on a commencé à avancer vers cet objectif
idéaliste. Entre-temps, on a accepté que les évaluations de la sécurité soient un
processus continu identique au contrôle de la sécurité des barrages.
Les évaluations de la sécurité sismique doivent être effectuées avec les
outils disponibles aujourd’hui : il est contestable d’attendre ceux qui le seront
peut-être dans le futur. Les propriétaires de barrages ne sont pas enclins à
investir dans des études qui seront peut-être périmées d’ici 10 ou 20 ans et qui
devront probablement être reprises en vue de nouveaux développements.
1309
GR. Q. 83
Malheureusement, c’est la situation courante. Des évaluations de la sécurité
sismique de barrages ont déjà été réalisées dans quelques pays et des
recommandations sont en cours de préparation, qui accélèrent le processus dans
un assez grand nombre de pays, comme l’indiquent plusieurs Rapports de la
Question 83.
Les secousses sismiques affectent tous les éléments d’un barrage en
même temps, c’est-à-dire que les concepts de redondance et de barrière utilisés
pour les éléments critiques ne conduisent pas nécessairement à un
accroissement de la fiabilité de ces derniers. C’est l’une des raisons pour
lesquelles le cas de charge sismique est devenu le cas de charge dominant pour
les centrales nucléaires, incluant celles situées dans des régions de séismicité
faible à modérée. On peut attendre la même évolution pour les barrages ayant
un fort potentiel de dégâts.
Comme les tremblements de terre affectent tous les éléments d’un barrage,
tous ceux-ci doivent résister à un certain niveau de sollicitation sismique. Les
mêmes critères que pour le barrage seront utilisés pour les éléments relatifs à la
sécurité. En ce qui concerne les ouvrages annexes non relatifs à la sécurité, les
codes de construction peuvent être utilisés s’il n’existe aucune recommandation
spécifique.
Il faut reconnaître que les tremblements de terre affectent tous les
éléments et composants structurels d’un aménagement de barrage : le barrage,
ses fondations, les dispositifs de sécurité, les systèmes sous pression, les
ouvrages annexes, les ouvrages souterrains, les équipements hydromécaniques
et électromécaniques, etc. Par conséquent, conformément aux pratiques
actuelles, tous ces éléments doivent être conçus ou vérifiés du point de vue de
leur résistance et de leur sécurité vis-à-vis des séismes. Généralement, les
ingénieurs, les géologues, les ingénieurs mécaniciens et électriciens, etc. se
penchent principalement sur leurs problèmes spécifiques. Cette tendance est
même plus prononcée parmi les chercheurs qui se concentrent sur des sujets
particuliers. Il y a donc de fortes chances (i) que certaines questions capitales
soient négligées, (ii) qu’un trop grand poids soit accordé à des aspects de
moindre importance, ou (iii) que des critères différents soient utilisés par
différentes professions. Les sections ci-après présentent donc une vue
d’ensemble des problèmes sismiques relatifs aux barrages, que l’on devra de
plus en plus prendre en compte à l’avenir.
La sécurité sismique de nombreux barrages étant inconnue et de nouveaux
barrages – ceux de petite taille principalement – étant construits par des
organisations dont l’expérience dans ce domaine est insuffisante, il importe
d’atteindre les personnes responsables de ces projets afin de parvenir à une
norme de sécurité uniforme (basée sur les risques) dans le futur.
La perception et le sentiment de sécurité varient considérablement selon le
contexte culturel et économique de la population concernée. Les exigences de
1310
GR. Q. 83
protection contre la menace de tremblements de terre diffèrent en conséquence
et il est nécessaire d’obtenir un consensus à ce sujet.
4.2.
ASPECTS
RELATIFS
À
LA
SÉCURITÉ
SISMIQUE
ET
CRITÈRES
DE
COMPORTEMENT SISMIQUE
Fondamentalement, la sécurité sismique d’un barrage dépend des facteurs
suivants :
(i) Sécurité structurelle : choix du site ; type et forme optimaux du barrage ;
matériaux et qualité de construction ; rigidité permettant de contrôler les
déformations statiques et dynamiques ; résistance aux forces sismiques sans
dégâts ; capacité à absorber des forces sismiques élevées par déformations
non-élastiques (ouvertures des joints et fissures dans les barrages en béton ;
mouvements de diaclases dans la roche de fondation ; caractéristiques de
déformation plastique des matériaux de remblai) ; stabilité (stabilité au
glissement et au renversement), etc.
(ii) Contrôle de la sécurité et maintenance appropriée : appareils de mesure
pour fortes secousses (barrage et fondation), observations et inspection
visuelles après un tremblement de terre ; analyse et interprétation des
données ; évaluation de la sécurité après tremblement de terre, etc. (Les
barrages feront l’objet d’une maintenance adéquate, incluant des inspections
régulières).
(iii) Sécurité opérationnelle : courbes et recommandations opérationnelles
pour la phase post-séisme ; personnel de maintenance de barrage
expérimenté et qualifié, etc.
(iv) Plan d’alerte : alerte de lâchure d’eau ; cartographie des zones inondées
et plans d’évacuation ; sécurité d’accès au barrage et à la retenue après un
violent tremblement de terre ; abaissement du niveau de retenue ; assistance
technique, etc.
Ces éléments de sécurité de base sont pratiquement indépendants du type
de danger. En général, les barrages, qui peuvent résister aux fortes secousses
du sol du séisme maximal possible, auront également un comportement
satisfaisant sous d’autres types de charges.
Dans les sections suivantes, l’accent sera mis sur la sécurité structurelle,
qui peut être améliorée par des mesures du même type. La surveillance de la
sécurité, la sécurité opérationnelle et les plans d’alerte sont des mesures non
structurelles puisqu’elles ne réduisent pas directement la vulnérabilité sismique
du barrage.
1311
GR. Q. 83
Pour la conception parasismique des barrages, des appuis et des organes
de sécurité (vannes d’évacuateur de crue, pertuis de fond, etc.), on utilise les
types de séismes de projet suivants :
(i) Séisme de base d’exploitation (Operating basis earthquake – OBE) : La
conception basée sur l’OBE est destinée à limiter les dégâts des
tremblements de terre sur un barrage et concerne principalement le
propriétaire du barrage. Aucun critère fixe n’existe pour l’OBE bien que la
CIGB ait proposé une période de retour moyenne d’environ 145 ans
(probabilité de dépassement de 50 % en 100 ans). On utilise parfois des
périodes de retour de 200 ou de 500 ans. Le barrage doit rester opérationnel
après l’OBE et seuls des dégâts mineurs facilement réparables sont
acceptables.
(ii) Séisme maximal possible (Maximum credible earthquake – MCE) : En
théorie, le MCE est un événement déterministe, et constitue le séisme
maximal raisonnablement envisageable le long d’une faille connue ou dans
une zone tectonique définie géographiquement, dans le cadre des
connaissances actuelles ou présumées. Mais, dans la pratique, en raison des
problèmes liés à l’estimation des mouvements du sol correspondants, le MCE
est généralement défini sur la base de statistiques avec une période de retour
type de 10 000 ans pour des pays de séismicité faible à modérée. Par
conséquent, les termes MDE (Maximum design earthquake – Séisme maximal
de projet) ou SEE (Safety evaluation earthquake – Séisme d’évaluation de
sécurité) sont utilisés en remplacement du MCE. La stabilité du barrage doit
être assurée dans les pires conditions de mouvements du sol sur le site du
barrage et aucune lâchure d’eau non contrôlée ne devra survenir, même si
des dégâts importants sur les ouvrages sont acceptables. En cas de dégâts
importants résultant d’un séisme, il sera possible d’abaisser le niveau de la
retenue.
Historiquement, les critères de comportement des barrages et autres
structures ont évolué grâce à l’observation des dégâts et/ou aux recherches
expérimentales. Les critères de comportement des barrages pendant l’OBE et le
MCE/SEE sont de nature très générale et doivent être considérés au cas par cas.
4.3.
PRISE EN COMPTE DES RISQUES SISMIQUES
Dans les régions de séismicité faible à modérée, certains ingénieurs et
propriétaires de barrages pensent qu’on accorde trop d’importance à la sécurité
sismique des barrages. Ceci peut être vrai dans certains cas, mais le fait est que
les barrages présentant un important potentiel de dégâts doivent être en mesure
de supporter aussi les mouvements du sol provoqués par le MCE ou le SEE de
période de retour de 10 000 ans. C’est une condition logique et cohérente car
1312
GR. Q. 83
ces mêmes barrages doivent pouvoir évacuer en toute sécurité la crue maximale
probable (PMF) ou la crue décamillennale.
Les crues sont des événements relativement fréquents et la valeur de la
crue maximale probable peut être déterminée avec une précision satisfaisante. À
l’inverse, les violents tremblements de terre sont des événements rares,
notamment dans les régions de séismicité faible à modérée, et de grandes
incertitudes existent dans l’évaluation du mouvement maximal du sol sur le site
du barrage. Les écarts entre les accélérations de projet des barrages anciens et
l’accélération de pointe du SEE peuvent être de l’ordre d’un coefficient de 5 ou
plus. L’écart correspondant dans la capacité des évacuateurs de crue des
barrages anciens est généralement bien inférieur.
Dans les régions de séismicité modérée, les crues sont généralement
considérées comme le risque naturel majeur. Cependant, selon une récente
étude Suisse, près de 50 % des risques naturels proviennent des tremblements
de terre, et les crues représentent moins d’un tiers de ces risques. La principale
partie du risque sismique résulte des séismes les plus forts. En raison de la très
faible probabilité d’occurrence de tremblements de terre destructeurs, le risque
sismique a été sous-estimé et il a fallu un certain temps pour en prendre
conscience. C’est un problème général lié aux cataclysmes de faible probabilité.
L’évaluation de la sécurité sismique doit être examinée dans un contexte
global de sécurité et, si un risque sismique est faible, il n’est pas raisonnable de
lui donner une trop grande importance et il ne doit pas détourner l’attention
d’autres aspects de comportement des barrages pouvant se révéler plus critiques
pour la sécurité. Si des travaux de réhabilitation doivent être réalisés, ils sont
alors destinés à maintenir la sécurité de la retenue et il ne s’agit pas d’un
problème exclusivement lié au risque sismique (R. 5).
Le risque sismique est le produit du danger sismique (exprimé par exemple
par la probabilité de dépassement d’une valeur de l’accélération de pointe du sol
donnée, etc.), de la vulnérabilité sismique du barrage pour un niveau de danger
donné, et des conséquences des dégâts provoqués par le séisme sur le barrage
(perte de capacité de stockage dans la retenue, lâchures d’eau non contrôlées,
dégâts sur un barrage et ses ouvrages annexes, par exemple). Les victimes et
les pertes économiques dues aux dégâts causés par un tremblement de terre sur
des bâtiments et des infrastructures, etc. dans la région du barrage ne doivent
pas être incluses dans l’analyse de risque concernant le barrage.
Cependant, dans le cas d’un fort séisme déclenché par une retenue, les
bâtiments et les structures situés dans la région peuvent être endommagés, des
victimes et des pertes économiques peuvent être déplorés, etc. L’analyse du
risque sismique du barrage doit alors également inclure ces effets.
La principale préoccupation est la rupture d’un barrage et les lâchures non
contrôlées de la retenue provoquant des crues (perte de vies humaines, dégâts
1313
GR. Q. 83
économiques, dommages sur l’environnement, etc.) qui dépasseront
généralement les coûts des dégâts sur le barrage. Par conséquent, pour
l’évaluation du risque sismique d’un barrage, la retenue pleine représente la
situation la plus critique.
Les pertuis de fond et les plans d’alerte constituent des éléments
importants dans une évaluation de risque, mais ils ne peuvent remplacer
l’amélioration de la sécurité sismique des barrages (R. 32).
4.4.
DANGER SISMIQUE
L’estimation des mouvements du sol pour le séisme de projet constitue une
tâche importante pour tous les grands projets de construction et d’infrastructure.
Abrahamson (2000) fournit une vue complète de l’évaluation des dangers
sismiques.
Les dangers présentés par les tremblements de terre sont multiples et
peuvent entraîner les conséquences ci-dessous dans le cas d’un barrage de
stockage :
•
secousses du sol provoquant des vibrations dans les barrages, les
ouvrages annexes et le matériel d’équipement, et leurs fondations ;
•
mouvements de faille dans la fondation du barrage provoquant des
distorsions structurales ;
•
déplacements de faille au fond de la retenue se traduisant par des vagues
ou une perte de revanche ; et
•
glissements de terrain dans la retenue provoquant des ondes de
translation.
D’autres effets, tels que des vagues ou des oscillations dans la retenue,
sont de moindre importance pour la sécurité sismique du barrage. Généralement,
les secousses sismiques du sol constituent le danger majeur pris en compte
dans les codes et les règlements. Elles entraînent des contraintes, des
déformations, des fissures, des glissements, des renversements, des
liquéfactions, etc.
Les nombreuses chutes de rocher dans les régions montagneuses sont
souvent sous-estimées. On a ainsi observé plus de 10 000 chutes de rocher et
glissements de terrain lors du séisme Manjil (Iran) en 1990 et du séisme Chi-Chi
(Taiwan) en 1999. Ces phénomènes peuvent bloquer l’accès au site du barrage
et du réservoir, voire former des retenues naturelles (Earthquake Lake créé par
un glissement de 20 Mm3 lors du tremblement de terre Hebgen Lake dans le
1314
GR. Q. 83
Montana, aux États-Unis, en 1959 ; Lac Sarez créé par un glissement de
2 200 Mm3, bloquant de manière permanente la Rivière Murghab lors d’un
tremblement de terre de magnitude 7,4 en 1911, au Tadjikistan).
Dans le cas d’un tremblement de terre majeur, qui peut causer des dégâts
sur un barrage parfaitement conçu pour supporter le séisme maximal possible
(MCE), on peut également s’attendre à ce que les bâtiments et les infrastructures
situés dans la région soient sévèrement endommagés et que l’accès au site
(éloigné) du barrage et de la retenue soit entravé par des glissements de terrain,
des chutes de rocher, des débris et des crevasses sur les routes, des
déformations du sol, des ponts endommagés, des inondations locales, etc.
L’accès à un site de barrage éloigné peut n’être possible que par hélicoptère. Le
séisme Manjil de 1990, en Iran, a provoqué la mort de quelque
40 000 personnes, dont un grand nombre à proximité du barrage de Sefid Rud.
La plupart des bâtiments sur le site du barrage furent détruits ou lourdement
endommagés. Une seule personne de l’équipe de maintenance en charge de la
sécurité du barrage a survécu. L’accès au site du barrage a été bloqué par de
nombreuses chutes de rocher : le site du barrage était pratiquement désert
immédiatement après le tremblement de terre (R. 21). Il faut s’attendre à un
scénario du même type sur d’autres sites de barrages après un fort séisme.
Les nouveaux bâtiments sont généralement conçus pour résister aux
séismes de période de retour moyenne de 475 ans, alors qu’un barrage l’est
pour le séisme maximal possible (MCE) ou le séisme maximal de projet (MDE)
d’une période de retour pouvant atteindre 10 000 ans. Dans le cas d’un MCE se
produisant sur le site d’un barrage, on peut donc s’attendre à ce que la plupart
des bâtiments et structures dans la région soient lourdement endommagés ou
détruits. En outre, on doit garder à l’esprit que la plupart des bâtiments, même les
plus récents, ont été construits sans tenir compte de l’impact d’un tremblement
de terre. La résistance sismique des bâtiments et des structures construits dans
le voisinage des barrages étant donc largement méconnue et peut-être déficiente
dans de nombreux cas, d’importants dégâts sont envisageables à proximité des
sites de barrages.
Pour sauver des vies, la réponse doit être rapide et cela inclut un accès
immédiat aux sites de barrages afin d’évaluer aussitôt le niveau de sécurité et les
dégâts. Cette notion d’accessibilité est de plus en plus importante car un nombre
croissant de barrages, notamment ceux situés dans des zones ou des endroits
éloignés difficilement accessibles à certaines périodes de l’année, sont surveillés
et exploités par des centres de contrôle à distance, dont les appareils de mesure
ne permettent pas d’évaluer facilement la gravité des dégâts. Ce sont des
facteurs importants dans l’établissement des plans d’alerte.
Nous devons garder à l’esprit que des tremblements de terre d’une
magnitude d’environ 6 peuvent se produire (au Japon, on conseille de se baser
sur l’hypothèse d’un MCE de magnitude minimal de 6,5 pour toutes les
infrastructures) sur un grand nombre de sites de barrages. Si le foyer d’un tel
1315
GR. Q. 83
tremblement de terre est peu profond, l’accélération de pointe du sol (PGA) dans
la région de l’épicentre peut atteindre des valeurs relativement élevées. Le PGA
dans la région de l’épicentre d’un séisme de magnitude dépassant 6,5 est à peu
près le même que celui d’un séisme de magnitude 6 de foyer peu profond. La
principale différence entre un événement de magnitude « basse » et « élevée »
réside dans la durée des fortes secousses du sol et le spectre de fréquence, car
un événement de magnitude 6 se produit dans une zone limitée (source
pratiquement ponctuelle) tandis que les événements de magnitude élevée ont
des zones de source étendues (faille s’étendant sur des dizaines ou des
centaines de kilomètres).
4.5.
CONDITIONS MINIMALES REQUISES RELATIVES À LA CONCEPTION SISMIQUE
Dans le passé, les barrages étaient conçus pour un séisme de projet (DE)
avec un coefficient sismique horizontal de 0,1. La période de retour du DE n’était
pas indiquée. Dans le Rapport Général de la Q.51, Lane a proposé les conditions
minimales requises de conception sismique suivantes : « Tous les barrages dans
des zones d’activité sismique faible seront conçus pour un PGA de 0,1 g. Ceci
implique le respect des règles régissant une bonne conception parasismique, et
une attention particulière sera portée à la qualité des matériaux et à l’exécution
de la partie supérieure du barrage ».
Aujourd’hui, pour des raisons de sécurité, on devra prendre en compte les
mouvements du sol correspondant au MCE, au MDE ou au SEE. Il est clair que
le PGA du MCE devra être supérieur à 0,1 g afin d’atteindre une sécurité
sismique équivalente à celle utilisant le concept de DE de 0,1 g. Par conséquent,
il est nécessaire d’examiner très attentivement les valeurs PGA inférieures à
0,1 g calculées pour le MCE, le MDE ou le SEE (i) basées sur des valeurs
données dans des codes de construction pour des régions de sismicité faible à
modérée, ou (ii) basées sur des analyses de danger sismique déterministes pour
des régions avec des informations sismiques inadéquates et utilisant des lois
d’atténuation optimistes ou de grandes distances d’épicentre.
Bien que les conditions minimales requises de conception sismique soient
difficiles à spécifier en termes de PGA, il est fortement recommandé de suivre les
recommandations générales de conception présentées dans le Bulletin 120
(CIGB, 2001). En suivant ces critères généraux, on obtient des barrages plus
sûrs, capables également de résister à d’autres types de sollicitations. Cet atout
supplémentaire est bien souvent négligé. L’impact de coût sur le projet de
barrage sera minime si ces recommandations sont mises en œuvre dès la phase
de conception.
Dans le Code International de la Construction (IBC, 2000), le problème de
faibles accélérations de projet, dans des régions où les séismes se produisent
rarement, est pris en compte en utilisant une période de retour de référence de
1316
GR. Q. 83
2 500 ans pour le DE, au lieu des 475 ans habituels. Dans ce cas, le spectre de
réponse du DE est déterminé en multipliant par 2/3 les valeurs d’accélération du
spectre de l’événement de 2 500 ans. Ceci produit un spectre de réponse pour le
DE avec une période de retour d’environ 500 ans (région à séismicité élevée) et
pouvant atteindre 1 500 ans (région à faible séismicité).
Pour les batardeaux, qui doivent fonctionner entre 2 et 5 ans, il est possible
de prendre en compte un DE légèrement plus bas, en fonction du risque dans la
zone de la construction.
4.6.
APPLICATION UNIFORME DES CONCEPTS DE PROJET PAR LES INGÉNIEURS DE
GÉNIE CIVIL, LES INGÉNIEURS HYDROMÉCANICIENS ET ÉLECTROMÉCANICIENS
Les ingénieurs de génie civil, les ingénieurs hydromécaniciens et
électromécaniciens, etc., appliquent différentes recommandations pour la
conception sismique des structures et des matériels d’équipement
respectivement. Dans bien des cas, on a utilisé une valeur de 0,1 g sans tenir
compte du lieu où se trouve l’équipement. Dans l’industrie nucléaire, on a
longtemps utilisé ce que l’on appelle les spectres de réponse de plancher, qui
servent de critère pour la conception de l’équipement. Le même concept peut
être utilisé pour les barrages. Des structures et des équipements situés sur la
crête des barrages en béton sont exposés à de forts niveaux de vibration, car les
mouvements du sol (PGA) des tremblements de terre mineurs peuvent être
amplifiés jusqu’à des facteurs de 10 sur la crête.
Des accélérations de pointe supérieures à 2 g vers l’amont et vers l’aval
ont été enregistrées sur la crête du barrage-voûte de Pacoima lors du séisme
Northridge (États-Unis), en 1994, et supérieures à 2,1 g sur celle du barragepoids de Kasho lors du séisme Tottori (Japon), en 2000. Sur le barrage-voûte de
Shintoyone (Japon), d’une hauteur de 116,5 m, un tremblement de terre d’un
PGA de 0,07 g a provoqué des accélérations maximales de 0,7 g en crête
(R. 33).
Les ingénieurs de barrages et les ingénieurs hydromécaniciens ne sont pas
toujours conscients des amplifications dynamiques des vibrations du barrage sur
la crête : les réhabilitations d’évacuateurs de crue décrites dans R. 12 en sont
vraisemblablement une conséquence directe. Les piles des évacuateurs sur la
crête des barrages-poids de Whakamura et de Roxburgh, en Nouvelle-Zélande,
étaient à l’origine conçues pour 0,1 g. Sous l’effet du SEE, des accélérations de
pointe en crête, de 1,9 g et de 1,8 g respectivement, sont à attendre.
Cette grande différence dans les accélérations montre également que les
problèmes de sécurité sismique ne sont pas bien souvent une question
d’optimisation, à la décimale près, des facteurs de sécurité, mais de changement
1317
GR. Q. 83
du concept structurel afin de répondre aux besoins minimaux en matière de
sécurité.
4.7.
IMPORTANCE DE L’ACCÉLÉRATION DE POINTE DU SOL
Malgré tous ses inconvénients, l’accélération de pointe du sol est toujours
utilisée pour caractériser les mouvements sismiques du sol sur les sites de
barrages. Pourtant, pour la réponse dynamique d’un barrage, le spectre de
réponse en accélération est une meilleure représentation des mouvements du sol
que le PGA. Néanmoins, le PGA est nécessaire, car plusieurs des spectres de
réponse standard utilisés doivent être normalisés par rapport au PGA.
À partir d’un spectre de réponse lisse, le PGA peut être obtenu en divisant
par 2,5 la valeur maximale du spectre de réponse en accélération avec un
amortissement de 5 %.
L’accélération de pointe effective (EPA – Effective peak acceleration) peut
être une valeur plus représentative des mouvements du sol. L’EPA représente
généralement 2/3 du PGA. Selon R. 57, l’EPA des tremblements de terre iraniens
s’élève environ à 83 % du PGA.
La différence entre l’EPA et le PGA est importante si la série temporelle
d’accélération n’est constituée que d’un très petit nombre de chocs de fréquence
élevée. L’EPA peut également être déterminé directement à partir d’un
accélérogramme en filtrant les fréquences au-delà de 10 Hz, par exemple.
Très souvent, la question se pose de savoir comment le PGA est lié au
coefficient sismique utilisé pour la conception de la plupart des structures
existantes. La réponse à cette question n’est pas simple. Cependant, si nous
supposons que l’EPA est 2/3 du PGA, et que l’EPA/g correspond au coefficient
sismique, alors le PGA serait environ 1,5 fois le coefficient sismique. Par
conséquent, si on appliquait l’approche de conception pseudo-statique avec un
coefficient sismique de 0,1, on obtiendrait un PGA d’au moins 0,15 g.
Le concept d’EPA a été utilisé aux États-Unis depuis un certain temps et il
a été également proposé pour la conception sismique des grands barrages en
Chine. Par exemple, pour l’évaluation sismique approximative des barrages en
béton, la formation et l’étendue des fissures peuvent être estimées à partir des
contraintes calculées en adoptant le PGA comme coefficient sismique. On vérifie
ensuite s’il n’y a pas de glissement sur le barrage fissuré pour l’EPA, car il faut un
apport continu d’énergie pour provoquer l’instabilité.
Comme il est possible d’utiliser différentes définitions pour le PGA – on
prend parfois comme PGA l’accélération pseudo-statique de 0,1 g – les
comparaisons directes des valeurs PGA peuvent être difficiles. Il est donc
1318
GR. Q. 83
recommandé de comparer directement les spectres de réponse en accélération
dans la plage de fréquences correspondante du barrage. On ne doit pas se
concentrer sur la plage de fréquences élevées car si l’on compare deux
accélérogrammes identiques, l’un d’eux ayant une seule pointe d’accélération à
fréquence élevée, on note un changement significatif dans la plage de
fréquences élevées des spectres de réponse en accélération. Cette pointe n’a
pas d’effet réel sur la réponse dynamique d’un barrage et, par conséquent, les
différences des spectres de réponse dans la plage de fréquences élevées n’ont
pas d’importance pratique.
Lorsqu’il n’existe pas de spécifications sismiques, les spectres de réponse
donnés dans les codes de construction sismiques sont parfois utilisés par les
ingénieurs de barrage, et ces derniers devront donc s’assurer que le critère
adéquat (PGA ou EPA) est utilisé. Ceci s’applique principalement aux petits
barrages, pour lesquels aucune analyse de danger spécifique n’est réalisée.
Malgré les problèmes susmentionnés, on ne peut s’attendre à ce que le
PGA disparaisse rapidement, car il constitue un paramètre simple de
comparaison des mouvements sismiques du sol sur différents sites de barrages.
La meilleure représentation des mouvements du sol s’effectue à partir d’un
ensemble de séries temporelles d’accélération, spécifiques à différents sites.
Cependant, cette représentation est applicable uniquement aux projets de
barrages présentant un risque sismique important. Les spectres de réponse en
accélération, spécifiques aux sites, sont le critère standard pour les études
sismiques.
4.8.
ASPECTS SISMIQUES DES BARRAGES EN BÉTON ET DÉFORMATIONS
NON-ÉLASTIQUES : JOINTS ET FISSURES
D’après les observations de dégâts provoqués par des séismes sur des
barrages-poids en béton, les secousses du sol entraînent la formation de fissures
dans la zone de la crête soumise à de fortes contraintes le long de plans de
faible résistance, comme les surfaces de levée horizontales et les joints de
contraction verticaux injectés. Une fois qu’un bloc de béton est désolidarisé du
reste du barrage par de telles fissures, il peut subir des déplacements
non-élastiques (non-linéaires) importants se matérialisant par des balancements
et des glissements sans conduire réellement à une rupture du barrage. En ce
sens, le comportement sismique d’un barrage en béton est comparable à celui
d’une structure ductile dans laquelle d’importantes déformations non-élastiques
peuvent se produire sans provoquer de rupture désastreuse.
Effectivement, des fissures et des ouvertures de joints peuvent ne pas
affecter la sécurité sismique du barrage. Le barrage-poids de Lower Crystal
Springs, de 57 m de hauteur, dont la crête est légèrement incurvée en plan et qui
1319
GR. Q. 83
est très proche de la faille San Andreas, a résisté au violent séisme de
San Francisco en 1906, sans aucun dégât. Ce barrage est composé d’un grand
nombre de plots en béton emboîtés. Le frottement dans les joints et
l’emboîtement des plots ont permis d’éviter des mouvements des joints. Il faut
s’attendre à un phénomène identique pour les plots en béton d’un barrage-voûte
ou d’un barrage poids-voûte séparés par des joints et des fissures horizontales.
Comme aucun barrage-voûte n’a subi de sérieux dégâts lors de secousses
sismiques, l’expérience concernant les dégâts liés par exemple au MCE est très
faible. Cependant, d’après les calculs dynamiques élasto-linéaires, il est évident
que peuvent se produire des contraintes de traction, dépassant la résistance à la
traction dynamique du béton. Il faut donc s’attendre à des ouvertures de joints
et/ou à des fissures. Par conséquent, afin de prévoir le comportement d’un
barrage-voûte pendant le MCE et pour vérifier la stabilité d’un barrage fissuré,
des calculs sismiques non-linéaires sont nécessaires. On utilise actuellement les
approches ci-dessous :
(i)
l’approche de fissuration marbrée, dans laquelle les fissures du béton
sont introduites dans le modèle de comportement du béton de masse
(méthode continuum),
(ii) la modélisation discrète des joints de contraction et de base, etc. dans le
modèle aux éléments finis du barrage, en supposant que le béton et la
roche sont des matériaux élasto-linéaires ; et
(iii) l’approche de fissuration discrète, dans laquelle le comportement
dynamique des blocs de béton rigides séparés par des fissures et/ou des
joints, est étudié (méthode du corps rigide).
L’approche de fissuration marbrée requiert des modèles de béton avec un
assez grand nombre de paramètres de matériaux, difficiles à obtenir. Cette
approche n’a été utilisée dans aucun des Rapports.
Actuellement, les modèles (ii) et (iii) semblent être les mieux adaptés aux
applications pratiques. En ce qui concerne la dernière méthode, il est seulement
nécessaire de connaître le coefficient de frottement. En outre, la taille des blocs
de béton caractéristiques, qui peuvent se former lors d’un séisme, doit être
déterminée en se basant sur l’expérience pratique acquise sur des barrages du
même type, le jugement technique, les recherches expérimentales et les
résultats des analyses dynamiques élasto-linéaires. Comme les joints de
contraction et de reprise sont moins résistants à la traction que le béton de
masse qui les entoure (on peut supposer que les joints de contraction verticaux
ne sont pas résistants à la traction), des fissures se développeront de préférence
le long de ces interfaces. Une fois que les fissures se développent, la plupart des
déformations d’un barrage se cantonnent dans ces fissures et les blocs de béton
formés par les fissures et les joints se comporteront essentiellement comme des
corps rigides. Les déformations des fissures et des joints éviteront que le béton
1320
GR. Q. 83
ne se fissure davantage. Par conséquent, on peut s’attendre à ce que seules
quelques fissures se forment dans les barrages en béton lors de violentes
secousses du sol (R. 11).
Les ouvertures des joints et les mouvements des fissures sont les
mécanismes assurant qu’un barrage en béton de masse résistera probablement
aux mouvements du sol dépassant les valeurs de projet. En particulier,
(i) l’épaisseur relativement importante de ces barrages permet des mouvements
de glissement relativement grands des blocs de béton détachés avant leur chute,
et (ii) la construction en plots séparés de barrages en béton avec des joints de
reprise horizontaux espacés de 2 à 3 m facilite la formation de fissures pendant
un séisme sur la partie supérieure d’un barrage soumise à de fortes contraintes
et le long de ces joints de reprise horizontaux. Si une fissuration se produit, des
fissures horizontales sont alors bénéfiques pour la stabilité dynamique des blocs
de béton détachés et les glissements correspondants peuvent être calculés par
une simple analyse Newmark de glissement des blocs. Dans le cas de fissures
inclinées, les mouvements des fissures sont beaucoup plus grands que ceux se
produisant le long des fissures horizontales.
D’autre part, pour obtenir un barrage-voûte se comportant bien lors d’un
violent séisme, il faut prendre en compte les critères de base ci-dessous :
•
•
•
•
•
structure avec des formes modales symétriques pour une excitation dans
la direction de la vallée ;
répartition uniforme de la rigidité, de la résistance et de la masse ;
minimiser les effets des mouvements du sol non uniformes ;
éviter des concentrations de contraintes locales ; et
renforcement de la zone de la crête.
La rigidité élevée de la zone de la crête d’un barrage-voûte réduit les
flexions statiques et dynamiques et les contraintes dynamiques de flexion dans la
partie centrale supérieure des barrages-voûtes minces. De plus, l’état de
contrainte de membrane sera amélioré, ce qui est favorable pour les structures
de coques. La rigidité de la crête est donc l’un des moyens les plus efficaces
pour modifier le comportement dynamique d’un barrage. Une épaisseur et une
masse plus importantes de la crête se traduisent par des forces d’inertie plus
grandes dans cette zone, mais l’augmentation en pourcentage de la rigidité de
flexion de la crête est bien plus importante que celle des forces d’inertie. Les
contraintes sismiques de flexion diminuent généralement dans la zone de la crête
d’un barrage avec une crête rigidifiée.
4.9.
DÉFORMATIONS NON-ÉLASTIQUES DES BARRAGES EN REMBLAI
Fondamentalement, la sécurité sismique et le comportement des barrages
en remblai sont évalués en examinant les aspects suivants :
1321
GR. Q. 83
•
déformations permanentes durant et après un séisme (perte de revanche,
par exemple) ;
•
stabilité des talus pendant et après un séisme et mouvements
dynamiques des talus ;
•
apparition d’excès de pressions interstitielles dans les matériaux des
remblais et des fondations (liquéfaction du sol) ;
•
dégâts sur les couches de filtre, de drainage et de transition : vont-elles
bien fonctionner après le séisme ? ;
•
dégâts sur les éléments d’étanchéité du barrage et de sa fondation
(noyau, masque amont en béton de ciment ou béton bitumineux,
géotextiles, écran d’injection, parois moulées dans la fondation, etc.) ;
•
vulnérabilité du barrage à l’érosion interne après formation de fissures et
apparition de mouvements de glissement limités des talus du remblai, ou
formation de zones de matériaux lâches en raison d’un fort cisaillement
(bandes de cisaillement), etc.;
•
vulnérabilité de l’équipement hydromécanique aux déplacements et aux
vibrations du sol, etc.;
•
dégâts sur les ouvrages de prise d’eau et de restitution (danger de
lâchures d’eau du réservoir).
La réponse dynamique d’un barrage lors de fortes secousses dépend des
caractéristiques de déformation des différents matériaux. La plupart des facteurs
susmentionnés sont donc directement associés aux déformations du barrage.
Les phénomènes de liquéfaction sont le problème majeur des barrages de
stériles et des petits barrages en terre constitués de matériaux non cohérents ou
fondés sur de tels matériaux, ces barrages faisant partie d’aménagements
d’irrigation ou d’approvisionnement en eau, et n’ayant pas été conçus pour
résister aux séismes. On peut évaluer ceci d’une manière relativement simple en
effectuant des essais in situ. Il existe, par exemple, des relations empiriques
entre le nombre de coups de l’essai de pénétration standard et la sensibilité à la
liquéfaction pour différents mouvements sismiques du sol, caractérisés par le
nombre de cycles de contraintes et l’EPA (accélération de pointe effective) ou le
PGA (accélération de pointe du sol).
Dans le cas des grands barrages de stockage, les déformations
permanentes induites par les séismes doivent être calculées. Les dégâts sont,
par exemple, classés en termes de rapport tassement de crête / hauteur du
barrage. Les calculs des tassements permanents des grands barrages en
enrochement ou en enrochement à masque amont en béton, basés sur des
1322
GR. Q. 83
analyses dynamiques, demeurent très approximatifs, car la plupart des essais
dynamiques de sols sont généralement effectués avec une taille maximale de
granulats inférieure à 5 cm. C’est un problème particulier pour les barrages en
enrochement et autres barrages formés de matériaux rocheux de grande taille, et
pour les barrages où les matériaux de recharge, contenant des matériaux
rocheux grossiers, n’ont pas été compactés lors de la construction. Un
enrochement faiblement compacté peut tasser considérablement lors de fortes
secousses du sol, mais peut présenter une bonne résistance sous l’action de
forts séismes.
Pour obtenir des informations sur les propriétés dynamiques des
matériaux, des essais dynamiques de cisaillement direct ou des essais triaxiaux
sur de grands échantillons sont nécessaires. Ces essais sont trop coûteux pour
la plupart des barrages en enrochement. Mais, comme les informations sur le
comportement dynamique de l’enrochement, publiées dans la littérature (R. 34),
sont également rares, la prévision des tassements implique des analyses de
sensibilité et des avis techniques.
La fissuration transversale résultant des déformations est un aspect
important. Ces fissures peuvent provoquer la rupture de barrages en remblai ne
disposant pas de filtres, de drains ou de zones de transition ; ou dans lesquels
ces éléments ne se prolongent pas au-dessus du plan d’eau de la retenue ; ou
encore pour lesquels des critères de filtres modernes n’ont pas été utilisés lors
de la conception.
4.10.
ASPECTS SISMIQUES DES BARRAGES EN BÉTON COMPACTÉ AU ROULEAU
Les barrages BCR sont fondamentalement des barrages-poids et, par
conséquent, leur comportement sismique s’apparente à celui des barrages-poids
classiques. De fortes contraintes sismiques se produisent dans la partie centrale
supérieure des barrages-poids et des barrages poids-voûte.
La principale différence entre les barrages BCR et les barrages-poids
classiques réside dans le comportement dynamique du béton de masse. Dans
les barrages BCR, la résistance à la traction d’un joint de reprise peut être une
fraction de celle du béton de masse. Ceci signifie qu’en cas de violent séisme,
des fissures horizontales se formeront vraisemblablement le long de ces
interfaces, accompagnées d’une ouverture des joints de contraction verticaux.
Les barrages-poids étant conçus pour supporter les charges par action de
console et non par action de voûte, la formation de fissures verticales, ou
l’ouverture des joints de contraction, n’est pas un problème de sécurité critique.
On doit supposer que les fissures horizontales s’étendent du parement
amont vers le parement aval d’un barrage et qu’elles séparent ainsi
complètement la portion supérieure du barrage des autres parties. Ces dernières
1323
GR. Q. 83
seront protégées contre d’autres contraintes par les fissures. De la même
manière, les déformations du barrage seront principalement dues à l’ouverture
des fissures. Il est donc possible de modéliser le comportement dynamique des
blocs de béton après leur séparation par des fissures ou des joints, à l’aide de
modèles de corps rigides relativement simples, exposés dans le chapitre 4.8.
Les blocs de béton peuvent glisser le long de la surface de la fissure et
subir des balancements. C’est le glissement cumulé qui gouverne la stabilité
dynamique des blocs détachés. La stabilité dynamique au renversement est un
problème moindre dans la mesure où le balancement d’un bloc de béton détaché
est généralement réversible. Les barrages-poids étant très épais, il faut un
mouvement de glissement de plusieurs mètres avant qu’un bloc de béton
détaché ne tombe. Des analyses de stabilité après séisme sont nécessaires,
prenant en compte la sous-pression le long de la surface de glissement.
Le réseau de fissuration dans un barrage BCR peut être identique à celui
observé dans la partie supérieure du barrage à contreforts de Sefid Rud, de
106 mètres de hauteur, gravement endommagé lors du tremblement de terre du
21 juin 1990 dans le nord-ouest de l’Iran. Les principales fissures se sont
formées sur les joints de levée horizontaux, qui n’avaient pas été correctement
nettoyés avant le bétonnage des levées suivantes et qui ont donc montré une
résistance au cisaillement et à la traction relativement faible (R. 10, R. 21).
Une fois les fissures formées, on peut supposer que toute la sous-pression
hydrostatique agit sur ces fissures, réduisant plus encore la résistance au
cisaillement du joint de reprise fissuré. Pour des analyses de stabilité postséisme, on prendra en compte la pleine pression hydrostatique.
Du point de vue de la stabilité dynamique des blocs de béton séparés par
des fissures et des joints, les plans de fissures horizontales des barrages BCR
sont plus favorables que les fissures inclinées (R. 11).
Dans plusieurs barrages BCR (voir également R. 54), du « mortier de
reprise » ou un « mélange de reprise » a été placé sur les surfaces de levée, ce
qui accroît la résistance à la traction. Ce traitement spécial empêche la
fissuration et les fuites lors des tremblements de terre modérés les plus
fréquents. Le mortier de reprise a été placé sur tous les joints de levée, et pas
seulement dans les parties supérieures des barrages.
Une évaluation qualitative permet de conclure que la sécurité sismique des
barrages BCR subissant de violentes secousses du sol est vraisemblablement
plus satisfaisante, car les fissures se développeront le long des interfaces de
construction horizontales dans la partie centrale supérieure du barrage, soumise
à de fortes contraintes. Ceci présente un avantage pour la stabilité dynamique
des blocs de béton séparés, pendant de violentes secousses du sol. Cette
conclusion devra être cependant appuyée par des études et des observations
plus approfondies.
1324
GR. Q. 83
4.11.
ASPECTS SISMIQUES DES BARRAGES EN ENROCHEMENT À MASQUE AMONT
EN BÉTON
La sécurité sismique des barrages en enrochement à masque amont en
béton est souvent supposée être supérieure à celle des barrages en
enrochement classiques à noyau étanche. Toutefois, le comportement du
masque en béton pendant et après un séisme constitue l’aspect crucial des
barrages de ce type.
Les tassements d’un barrage en enrochement provoqués par le MCE ou le
SEE sont assez difficiles à prévoir et dépendent du type d’enrochement et du
compactage de celui-ci pendant la construction. Selon la section de la vallée, les
déformations du barrage seront également non uniformes le long du parement
amont, provoquant des mouvements différentiels du support du masque en
béton, des déformations locales dans les zones de compression, etc.
Lors du séisme Chi-Chi en 1999, près de 50 km de revêtement de canaux
d’irrigation ont été endommagés. Ces revêtements flexibles, composés
d’éléments en béton préfabriqués, sont, dans une certaine mesure, comparables
au masque en béton utilisé dans des barrages en enrochement (contrairement
aux matériaux sous les revêtements qui sont différents). Ces observations
indiquent que le masque en béton de barrages en enrochement peut également
subir de grandes déformations lors de violentes secousses du sol contrairement
aux observations faites jusqu’alors. La réponse du masque dans le champ
proche doit encore faire l’objet d’expérimentations, notamment lors d’un violent
séisme. Un exemple est le barrage en enrochement à masque en béton de
Cogoti, de 85 m de hauteur, au Chili, achevé en 1938, qui a subi quatre violents
séismes avec un PGA atteignant 0,19 g (Arrau et al., 1985).
Dans bien des cas, les barrages en remblai sont analysés à l’aide de la
méthode de l’équivalent linéaire utilisant un modèle bidimensionnel de la section
la plus haute du barrage. Dans ce type d’analyse sismique, seules sont calculées
les contraintes et les déformations élastiques réversibles, dont les faibles valeurs
ne provoquent pas de grandes contraintes dynamiques dans le masque en
béton. Ces modèles simples doivent être complétés par d’autres modèles
incluant également la composante transversale à la gorge des mouvements
sismiques du sol, ainsi que les déformations non-élastiques du corps du barrage.
Pour ce genre d’analyse dynamique, un modèle de barrage tridimensionnel doit
être utilisé et l’interface entre le masque en béton et les zones de transition doit
être modélisée correctement.
Étant donné que, du point de vue des déformations, le comportement du
masque, qui agit comme une paroi rigide pour des vibrations dans la direction
transversale à la gorge, diffère considérablement de celui de l’enrochement et
des matériaux de la zone de transition, la réponse transversale à la gorge du
barrage en enrochement peut être limitée par le masque en béton relativement
1325
GR. Q. 83
rigide. Ceci peut se traduire par de fortes contraintes dans le plan du masque.
Les forces sismiques transférables de l’enrochement au masque sont limitées
par les forces de frottement entre la zone de transition de l’enrochement et le
masque en béton. Comme toute la charge d’eau est supportée par le masque,
ces forces de frottement sont relativement élevées et, par conséquent, les
contraintes dans le plan du masque peuvent être suffisamment importantes pour
provoquer des déformations locales, des cisaillements du masque le long des
joints, ou pour endommager la plinthe.
Bien que ce scénario reste hypothétique, il faut étudier attentivement le
comportement du masque en béton sous l’effet de la composante des secousses
sismiques transversale à la gorge. Cette évaluation qualitative peut permettre de
conclure que les masques en béton de barrages en enrochement sont
susceptibles d’être vulnérables à cette composante des secousses. Jusqu’à
présent, on a largement ignoré la sécurité sismique des masques en béton sous
l’effet de ces mouvements transversaux. Il n’est donc pas évident que les
barrages de ce type sont mieux adaptés que les barrages en remblai classiques
pour résister à de violents séismes. Le principal avantage des barrages en
enrochement à masque amont en béton réside dans leur résistance à l’érosion
dans le cas où l’eau s’infiltre par un masque fissuré. Si la zone de matériaux sous
le masque a une granulométrie correcte, le coefficient de perméabilité sera de
l’ordre de 10-5 m/s, et elle sera donc stable, c’est-à-dire qu’elle ne pourra subir
d’érosion. Ceci élimine le risque d’importantes fuites se développant sous le
masque fissuré.
Comme mesure de défense pour limiter l’effet de fissuration, de larges
zones de filtre et de transition doivent être prévues, répondant aux critères de
filtre modernes (ayant entre 35 et 40 % de sable avec fines dans la zone de
transition la plus fine).
L’expérience concernant le comportement sismique des barrages en
enrochement à masque amont en béton restant très limitée, des efforts
supplémentaires pour l’étude de celui-ci devront être entrepris.
4.12.
ASPECTS SISMIQUES DES PAROIS MOULÉES ET ÉCRANS D’INJECTION
Les parois moulées sont utilisées comme éléments d’étanchéité dans les
barrages en remblai sur des sols ou sur de la roche très perméable, et sont
constituées de béton armé ordinaire. Aujourd’hui, on préfère le béton plastique.
La paroi devra avoir une rigidité de valeur identique à celle du sol ou de la roche
environnant afin de prévenir la concentration des charges lors des déformations
du sol après la construction du barrage. La rigidité dynamique de la paroi et du
sol ou de la roche environnant est toutefois plus importante que la valeur statique
correspondante.
1326
GR. Q. 83
Bien que des séismes puissent toujours provoquer d’importantes
contraintes dynamiques dans le mur parafouille en béton plastique, une ductilité
suffisante de ce dernier minimisera la formation de fissures. On peut prévoir que
les contraintes les plus fortes dans la paroi seront provoquées par des excitations
sismiques dans la direction transversale à la gorge.
Il est possible d’estimer la limite supérieure des contraintes dans le plan
d’une paroi moulée rigide en supposant qu’un mouvement transversal à la vallée
provoque un glissement entre la paroi en béton et le sol, mobilisant toute la
résistance par frottement. Lorsque la retenue est pleine, les contraintes normales
sur l’interface aval étant élevées, la résistance par frottement est également
relativement élevée. Sur l’interface amont, les contraintes normales et la
résistance par frottement sont bien moins grandes. Dans ce cas, des contraintes
se produisent, pouvant endommager le béton de la paroi moulée.
Dans le cas de parois moulées constituées de béton plastique avec un
faible module d’élasticité dynamique, les contraintes sismiques seront moins
élevées que dans le cas d’une paroi moulée rigide, mais les propriétés de
résistance du béton plastique sont également inférieures à celles du béton
classique.
Les barrages situés dans des zones où d’importantes secousses sismiques
peuvent se produire ne doivent pas être construits sur des fondations peu
résistantes en raison de la liquéfaction et d’autres problèmes.
Il faut se rappeler que l’écran interne en béton du barrage de Hebgen
(séisme Hebgen Lake, dans le Montana, en 1959) a probablement empêché la
rupture du barrage sous l’effet d’un déversement.
Comme l’expérience relative au comportement sismique des parois
moulées reste très limitée, des recherches et des observations complémentaires
sont nécessaires.
De manière générale, on suppose que l’écran d’injection dans la fondation
rocheuse n’est pas vulnérable à l’action sismique. Néanmoins, en raison des
effets de l’interaction dynamique sol-structure, des mouvements de diaclases
dans la roche de fondation, et des fissures dans les fondations du barrage, etc.,
l’écran d’injection peut toujours être endommagé localement lors du MCE. Dans
le cas du barrage à contreforts de Sefid Rud, des dégâts locaux ne pouvaient
être exclus le long des discontinuités existantes dans la fondation du barrage
(R. 54). Des changements locaux de sous-pression et du débit d’eau de drainage
ont été observés. Pour y remédier, des travaux d’injection complémentaires ont
été effectués et le système de drainage de la fondation a été réhabilité.
Les dégâts sismiques sur les écrans d’injection peuvent être évalués à
partir de changements brusques de sous-pression et du débit d’eau de drainage.
Au Japon, des changements de sous-pression et de percolation provenant des
1327
GR. Q. 83
trous de drainage ont été observés après des secousses sismiques. Ces
changements n’étaient cependant pas des signes de dégâts sur l’écran
d’injection.
La connaissance relative au comportement sismique des écrans d’injection
est très limitée. Les écrans d’injection dans la roche remplissent essentiellement
les fissures et les joints. De ce fait, ils deviennent partie intégrante de la roche.
Les dégâts sur ce type d’écran ne peuvent avoir lieu que si des mouvements se
produisent dans la roche de fondation traitée par l’écran d’injection. Il est
recommandé de tenir compte des effets sismiques sur les écrans d’injection dans
la conception et l’évaluation de la sécurité sismique des barrages.
4.13.
SÉCURITÉ SISMIQUE DES BARRAGES « RURAUX »
Les barrages d’irrigation et d’approvisionnement en eau sont généralement
des barrages en terre, d’une hauteur inférieure à 15 m par exemple, et sont
appelés barrages « ruraux ». Ces barrages n’entrent pas dans le champ de la
CIGB. Ils sont souvent construits par des communautés locales et avec l’aide
d’ONG (Organisations Non Gouvernementales), qui ont peu, voire aucune
expérience en matière d’ingénierie des barrages. Cette situation est
caractéristique, entre autres, du sous-continent indien et la discussion qui va
suivre peut ne pas être applicable aux autres régions du monde. Il y a lieu
d’insister sur le fait que les barrages ruraux sont différents des barrages
parfaitement conçus des aménagements hydroélectriques.
Étant donné que la rupture catastrophique d’un petit barrage aura un effet
néfaste sur l’image de l’ensemble de l’industrie des barrages, il est nécessaire
que ces barrages ruraux répondent également aux critères de conception de
base et de sécurité.
Le séisme Bhuj du 26 janvier 2001 a montré que ces barrages étaient
vulnérables à l’action sismique : ils ont été endommagés principalement par la
liquéfaction provoquant des fissures, des déformations et des tassements.
Comme les réservoirs étaient pratiquement vides au moment du séisme, aucune
rupture de barrage catastrophique n’a eu lieu. Si un tremblement de terre s’était
produit à la fin de la période des moussons, les dégâts sur les barrages en terre
saturée auraient été bien plus sérieux et plusieurs des réservoirs se seraient
vidés, provoquant d’importantes inondations. De plus, on aurait manqué d’eau
pendant un certain temps pour l’irrigation et les foyers.
Les barrages ruraux, qui ne sont pas résistants aux tremblements de terre,
peuvent se rompre sous l’effet de séismes d’intensité modérée survenant
beaucoup plus fréquemment que le MCE. Néanmoins, il faut considérer qu’un
violent séisme peut provoquer des dégâts sur plusieurs milliers de kilomètres
carrés, où se trouvent plusieurs barrages ruraux retenant au total le même
1328
GR. Q. 83
volume d’eau qu’un grand barrage. Par conséquent, compte tenu du fait que les
probabilités de rupture de barrages ruraux sont d’un ordre de grandeur supérieur
à celles des grands barrages bien conçus, et considérant le volume d’eau total
stocké derrière les barrages ruraux, on peut conclure que le risque sismique total
des petits barrages peut être bien plus grand que celui des grands barrages.
Ceci conduit à la question fondamentale suivante : un grand nombre de
petits barrages stockant le même volume d’eau qu’un grand barrage présententils un risque sismique inférieur à celui d’un seul grand barrage ? En général, on
pourrait conclure que le concept d’une multitude de petits barrages est plus sûr.
Malheureusement, cette hypothèse intuitive n’est pas correcte dans le cas de
violents séismes, comme cela a été expliqué précédemment. Il faut noter encore
une fois que, la plupart des barrages ruraux ayant été construits par des
organisations n’ayant pas d’expérience en ingénierie des barrages, on ne connaît
pas la sécurité sismique de ces ouvrages. Si l’on se base sur l’expérience du
séisme Bhuj, on doit présumer que la sécurité sismique de ces barrages est bien
souvent inadéquate et de loin inférieure à celle des grands barrages bien conçus.
L’essai de pénétration standard peut être utilisé pour évaluer la
vulnérabilité des barrages en terre et de leurs fondations à la liquéfaction lors de
violentes secousses du sol.
4.14.
ÉVALUATION DE LA SÉCURITÉ SISMIQUE DES BARRAGES EXISTANTS
Les étapes de base pour la réévaluation sismique de la sécurité des
barrages en remblai sont les suivantes :
•
Détermination des principaux paramètres du séisme d’évaluation de
sécurité (spectre de réponse, PGA ou EPA, durée des fortes secousses
du sol) ;
•
Estimation des propriétés dynamiques des matériaux à partir d’essais
statiques et dynamiques en laboratoire, ou d’informations extraites de la
littérature ;
•
Analyse dynamique d’un modèle bi- ou tridimensionnel aux éléments finis
du système barrage-fondation, en utilisant, par exemple, la méthode de
l’équivalent linéaire ;
•
Évaluation de la formation des pressions interstitielles (analyse de la
liquéfaction pour certaines conditions de fondation ou matériaux de
barrages par remblayage hydraulique) ;
1329
GR. Q. 83
•
Calcul des déplacements permanents des masses pouvant glisser le long
des talus du barrage à l’aide, par exemple, de l’analyse Newmark du bloc
glissant ;
•
Analyse des tassements sismiques ;
•
Estimation de la réduction de la revanche lors du séisme d’évaluation de
sécurité ; et
•
Évaluation de la sécurité sismique sur la base des résultats du calcul
sismique.
Dans le cas des barrages en béton, les étapes de base pour la
réévaluation de la sécurité sismique sont les suivantes :
•
Détermination des principaux paramètres du séisme d’évaluation de
sécurité ;
•
Estimation des propriétés dynamiques des matériaux du béton de masse
et de la roche de fondation ;
•
Modélisation des joints, si nécessaire ;
•
Analyse dynamique d’un modèle bi- ou tridimensionnel aux éléments finis
du système barrage-fondation-retenue ;
•
Analyse de la stabilité dynamique des blocs de béton séparés par des
joints et/ou des fissures ;
•
Analyse de la stabilité dynamique de la fondation ; et
•
Évaluation de la sécurité sismique en se basant sur les résultats du calcul
sismique.
En général, un exemple semblable à celui décrit dans le Rapport R. 4 sera
nécessaire pour identifier les barrages présentant le risque sismique le plus
élevé.
4.15.
SÉISMICITÉ DÉCLENCHÉE PAR LA RETENUE
Si un grand barrage a été conçu suivant les techniques actuelles, ce qui
requiert que le barrage puisse en toute sécurité supporter les mouvements du sol
provoqués par le MCE, il peut également supporter les effets du plus grand
séisme déclenché par la retenue, car celui-ci ne peut être plus violent que le
MCE. Par conséquent, le séisme déclenché par la retenue ne pose pas de
1330
GR. Q. 83
problème de sécurité pour un barrage bien conçu et donc pour les personnes qui
pourraient être en danger dans le cas d’une rupture de ce dernier. Néanmoins,
un tel séisme peut demeurer un problème pour les bâtiments et les structures
situés dans le voisinage du barrage, car leur résistance aux tremblements de
terre est bien inférieure à celle du barrage.
Dans la majorité des séismes déclenchés par des retenues, les magnitudes
sont faibles et n’entraînent pas de problèmes sur les structures, comme expliqué,
par exemple, dans les rapports du Brésil (R. 24) et du Canada (R. 14). Jusqu’à
présent, la magnitude maximale des séismes déclenchés par des retenues est
6,3. La corrélation entre le remplissage de la retenue et l’occurrence d’un séisme
entraînant des dégâts dans la région de celle-ci étant extrêmement faible, de
sérieux doutes subsistent sur la relation entre les retenues et certains des plus
violents séismes observés. Par conséquent, les propriétaires de barrages
s’opposeraient vraisemblablement à ce type de relation pour les violents séismes
dans les zones de grands barrages de stockage.
Comme les séismes déclenchés par les retenues ont souvent des foyers
peu profonds et des épicentres relativement proches des sites des barrages ou
des retenues, les valeurs PGA peuvent être relativement élevées pour les
événements les plus forts.
4.16.
APPAREILS DE MESURE POUR FORTES SECOUSSES
Les appareils d’auscultation classiques installés dans les grands barrages
sont bien adaptés au contrôle de sécurité du comportement quasi statique et à
long terme. Ces appareils ne permettent pas toutefois d’enregistrer de manière
satisfaisante le comportement d’un barrage lors de forts séismes. Par contre, le
contrôle classique des fuites, soulèvements et déformations, et la cartographie
des fissures sont très importants pour l’évaluation de la sécurité sismique après
un tremblement de terre.
De l’analyse des Rapports présentés sur la Q. 83 et de la discussion qui
précède, on déduit qu’il existe un manque d’informations sur le comportement
dynamique de tous les types de barrages qui ont été soumis à de très fortes
secousses du sol et à des séismes de champ proche. Ces informations
pourraient être obtenues à partir d’appareils pour fortes secousses ou d’essais
sur table vibrante de modèles de barrages. Cependant, en ce qui concerne les
barrages en remblai, les essais sur table vibrante ne peuvent être utilisés, et il est
donc nécessaire d’envisager des essais à la machine centrifuge.
Aujourd’hui, les accéléromètres pour fortes secousses disponibles sur le
marché sont très fiables, et peuvent enregistrer aussi bien les vibrations de faible
amplitude que les mouvements engendrés par les forts tremblements de terres
ou même les explosions. De plus, au cours de la décennie écoulée, les coûts des
1331
GR. Q. 83
capteurs et enregistreurs numériques ont fortement baissé et, en même temps,
leurs performances et les dispositifs d’analyse des données intégrés dans ces
systèmes se sont considérablement améliorés.
Les appareils pour fortes secousses peuvent être utilisés pour déclencher
une alarme lors du dépassement des valeurs critiques d’accélération ou
d’intensité de spectre. Ces appareils installés au sein du barrage peuvent donc
devenir d’importants éléments d’un système d’alarme et de réaction rapide, et
permettre :
(i) l’alerte précoce des populations en aval (alerte de lâchure d’eau)
(ii) la mise en route des systèmes de sécurité
(iii) l’arrêt de la centrale, etc.
Bien que la fermeture des vannes et l’arrêt des turbines puissent prendre
un certain temps pour éviter des effets dynamiques importants dans le système
sous pression, les conséquences des dégâts d’un séisme sur ces dispositifs
peuvent être fortement réduites par une action au bon moment.
Aujourd’hui, les appareils pour fortes secousses peuvent être utilisés pour
enregistrer les vibrations de petite et grande amplitude comprises entre quelques
micro g et plus de 10 g. L’enregistrement de la surveillance continue des
vibrations ambiantes d’un barrage peut être utilisé pour la surveillance de la
santé du barrage et l’étalonnage des modèles numériques de barrages.
Les données collectées par les appareils pour fortes secousses peuvent
également être utilisées pour :
• Vérifier et améliorer les critères de conception parasismique du barrage,
et
• Surveiller l’activité sismique aux alentours du barrage.
Ces caractéristiques et avantages précieux sont des arguments pour
l’installation d’appareils pour fortes secousses dans tous les grands barrages, et
spécialement dans les zones de forte sismicité. Le minimum absolu pour un
grand barrage est de trois appareils, car on doit envisager l’éventuelle défaillance
de l’un ou l’autre de ces appareils lors d’un violent séisme. Pour l’étude du
comportement non-linéaire, des caractéristiques d’amortissement, etc., plusieurs
appareils supplémentaires sont nécessaires.
1332
GR. Q. 83
4.17.
ASPECTS SISMIQUES NÉCESSITANT UNE ATTENTION PARTICULIÈRE
Le domaine de la sécurité sismique des barrages étant encore relativement
jeune, chaque séisme important endommageant un grand barrage ou conduisant
à des enregistrements sur des appareils fournit de nouveaux enseignements.
Très peu de grands barrages en béton ont été endommagés lors d’un séisme, et
les essais dynamiques effectués sur des modèles de barrage jusqu’à la rupture
ne sont pas vraiment représentatifs ; des incertitudes considérables subsistent
donc encore concernant le comportement d’un barrage sous l’effet de très fortes
secousses. Les points ci-dessous demandent une attention particulière :
• comportement sismique
secousses du sol ;
non-élastique
des
barrages
sous
fortes
• conception de barrages pour résister aux MCE/SEE, incluant le
développement de méthodes simplifiées pour l’estimation de la stabilité
dynamique de barrages en béton fissurés et de la stabilité dynamique des
talus de barrages en remblai ;
• renforcement efficace de barrages existants vis-à-vis des séismes ;
• estimation du danger sismique et amélioration des critères de conception
parasismique, comprenant l’estimation des forts mouvements du sol
engendrés par des failles sur des sites de barrages; reconnaissances
sismologiques de nouvelles failles tectoniques ;
• comportement à court terme des matériaux des barrages en béton massif,
en béton compacté au rouleau, et en enrochement à masque amont en
béton (résistance dynamique à la traction du béton massif, résistance à la
traction dans les joints de reprise et joints de contraction) ;
• simulation de l’effet des mouvements de failles dans les fondations sur le
comportement et la sécurité des barrages existants ;
• sécurité sismique des barrages en enrochement à masque amont en
béton et des barrages en béton compacté au rouleau (BCR) ;
• conception sismique et sécurité des ouvrages souterrains (galeries,
cavernes, puits) ;
• conception sismique du matériel hydromécanique (vannes, conduites
forcées, pertuis de fond, ouvrages de prise d’eau, etc.) ;
• réponse des parafouilles aux charges sismiques ;
1333
GR. Q. 83
• stabilité dynamique des versants dans la zone de la retenue,
déclenchement de glissements de terrain et d’éboulements de roche
(mouvements de masse) dans la zone de la retenue ;
• stabilité des fondations des barrages-voûtes lors des séismes, etc.
Le Rapport R. 31 indique que les contraintes dynamiques maximales de
traction dans un barrage-voûte, obtenues à partir d’un calcul dynamique
classique avec une fondation sans masse et une retenue incompressible,
peuvent être réduites jusqu’à 2/3, si un calcul dynamique complet est effectué en
incorporant une interaction dynamique barrage-retenue-fondation et une
absorption au fond du réservoir. D’autres recherches ont également montré des
réductions substantielles dans les contraintes dynamiques de traction obtenues
par un calcul élastique linéaire, si l’ouverture des joints de contraction est prise
en compte. Bien que ces résultats doivent être confirmés par des observations,
des essais et d’autres analyses numériques, il s’agit de la nature des différences
encore rencontrées aujourd’hui dans la conception sismique et l’évaluation de la
sécurité des barrages. C’est pourquoi des études supplémentaires sont
nécessaires pour combler ces lacunes.
5. EXAMEN DES RAPPORTS
5.1.
GÉNÉRALITÉS
Les 71 Rapports couvrent parfaitement les cinq sujets principaux de la
Question 83. Un grand nombre de Rapporteurs ont abordé les deux sujets
« Conception, calcul et construction sismiques » et « Évaluation de la sécurité
sismique », à savoir :
• Évaluation du danger sismique : 23 Rapports
• Propriétés dynamiques des matériaux : 15 Rapports
• Conception, calcul et construction : 44 Rapports
• Évaluation de la sécurité sismique : 39 Rapports
• Barrages sous charge sismique, essais de vibration et auscultation
sismique : 32 Rapports
Plusieurs Rapports couvrent plusieurs des sujets ci-dessus. Dans la partie
qui suit, les Rapports sont examinés suivant les grands thèmes susmentionnés.
1334
GR. Q. 83
Les Rapports présentés sur la Q. 83 vont nous aider :
(i) à mieux comprendre le comportement des barrages soumis à de fortes
secousses,
(ii) à identifier les problèmes-clés de sécurité sismique pour les nouveaux types
de barrage, tels que les barrages en béton compacté au rouleau, les barrages en
enrochement à masque amont en béton et les barrages-voûtes de trés grande
hauteur,
(iii) à faire face aux risques sismiques de barrages existants construits en
utilisant des méthodes d’analyse sismique et des critères de conception sismique
considérés aujourd’hui comme obsolètes ou dépassés, et
(iv) à trouver des solutions pratiques aux problèmes-clés (ou tout au moins à
certains d’entre eux).
5.2.
ÉVALUATION DU DANGER SISMIQUE
5.2.1.
Mouvement du sol lors d’un séisme
Il est important de sélectionner des données appropriées pour étudier la
stabilité de différents types de barrages et conditions de fondation. Cette
question a été abordée dans les Rapports R. 29, R. 47, R. 53, R. 56 et R. 57.
On choisit habituellement le PGA pour l’évaluation des dangers, dont les
périodes de retour sont déterminées. Mais on a indiqué, il y a quelque temps,
que le PGA pourrait ne pas être (et n’est pas dans un certain nombre de cas) le
facteur décisif pour la sélection de la donnée historique la plus critique. On a
proposé la vitesse du sol comme le facteur prépondérant, et l’intensité du spectre
(intégrale du spectre de réponse en vitesse dans des limites périodiques
données) a été formulée par Housner dans les années 1950. De nombreuses
définitions ont également été proposées pour l’accélération de pointe effective
(EPA).
Les séries de données maintenant disponibles sur les enregistrements de
fortes secousses sismiques permettent de meilleures analyses statistiques et une
meilleure compréhension des mouvements sismiques du sol sur les sites de
barrages qu’il y a vingt ans. Cependant, il n’est toujours pas possible d’intégrer
toute la complexité des mouvements sismiques du sol dans un paramètre
unique.
Le Rapport R. 47 signale que la valeur du PGA est loin d’être le paramètre
décrivant de façon satisfaisante le potentiel de destruction d’un tremblement de
terre. Un test de sensibilité avec 20 accélérogrammes ajustés à la même valeur
1335
GR. Q. 83
de PGA et appliqué à un barrage en enrochement a montré de grandes
différences dans les déplacements non-élastiques du barrage. Des tests
numériques supplémentaires ont montré que les déformations étaient moins
importantes pour des intensités de spectre moindres.
Le Rapport R. 52 décrit un modèle analytique pour l’estimation des forts
mouvements du sol à proximité de la faille qui les a déclenchés. Pour
l’étalonnage du modèle de rupture de faille, on a utilisé les enregistrements du
séisme Tottori-Ken Seibu (année 2000) sur les barrages-poids de Kasyo et
Sugesawa. Une bonne concordance a été obtenue entre les accélérogrammes
enregistrés et ceux calculés.
Le Rapport R. 57 propose des spectres de réponse lisses, en se basant sur
l’analyse statistique de 150 enregistrements de fortes secousses en Iran. Ces
spectres standard sont normalisés par rapport à l’EPA, obtenu à partir de
l’analyse de danger propre au site.
5.2.2.
Séismes de projet (OBE, MDE, SEE, MCE)
La période de retour des séismes de projet dépend principalement du type
de barrage, de la séismicité du site et des conséquences d’une rupture de
l’ouvrage. En Allemagne (R. 43), les périodes de retour de l’OBE sont
respectivement de 500 ans et de 100 ans pour les barrages de classes 1 et 2.
Les périodes de retour correspondantes pour le SEE sont de 10 000 et 5 000 ans
respectivement.
Pour le barrage-voûte de Karun IV en Iran, la période de retour adoptée
pour le MDE est de 1 000 ans environ, et celle pour le MCE est supérieure à
2 000 ans (R. 39).
Le Rapport R. 13 donne la courbe de probabilité de dépassement du PGA
(jusqu’à 100 000 ans) et explique pourquoi on a pris en compte différentes
périodes de retour du MDE pour différentes parties du même barrage,
notamment 1 000 ans pour les parties en béton et 5 000 ans pour les remblais.
Dans la plupart des régions de séismicité faible à modérée, on adopte une
période de retour du MDE ou du SEE de 10 000 ans pour les barrages
présentant un fort potentiel de dégâts. Si l’on considère que la limite supérieure
de l’intensité d’une secousse sismique est une réalité physique probable, liée aux
propriétés mécaniques des zones de failles, les périodes de retour des séismes
de projet varieront suivant l’activité sismique, la profondeur du foyer et les
mécanismes à l’origine des tremblements de terre.
Un barrage conçu à partir d’une période de retour de 200 ans, par
exemple, dans une région de forte séismicité comme le Chili, peut entraîner un
risque sismique inférieur à celui d’un barrage conçu à partir d’une période de
1336
GR. Q. 83
retour de 10 000 ans dans une région à faible activité sismique. Ceci est lié au
fait que la limite supérieure du mouvement du sol peut être atteinte par des
séismes de période de retour relativement faible dans des zones fortement
sismiques, alors que l’événement de période de retour de 10 000 ans peut ne
pas atteindre cette limite supérieure dans des zones de séismicité faible à
modérée. On peut observer ce phénomène sur les courbes de risque et les
spectres de risque déterminés pour différents aménagements en Australie
(R. 13) et aux États-Unis (R. 29). Par exemple, sur le déversoir de Yarrawonga
(R. 13), le PGA est d’environ 0,4 g pour une période de retour de 10 000 ans, et
atteint à 0,8 g pour 100 000 ans. Pour le même site, le PGA de l’OBE de période
de retour de 475 ans est seulement de 0,07 g.
Ces valeurs indiquent que des tremblements de terre très rares peuvent
contribuer de manière significative au risque sismique dans des régions de
séismicité faible à modérée. Des niveaux de risque acceptables peuvent donc
guider en permanence la sélection de périodes de retour appropriées.
5.2.3.
Études des dangers sismiques
Le Rapport R. 29, très convaincant, présente une méthodologie pour
l’évaluation du danger sismique d’une région pour laquelle on ne connaît que
relativement peu de séismes historiques. Des historiques de spectres et
d’accélérations propres au site ont été sélectionnés. Trente-neuf enregistrements
caractéristiques ont été identifiés comme conformes aux conditions prédominant
sur le site. Cette première sélection a été réduite à six historiques, utilisés pour
déterminer les plus fortes contraintes de traction dans les fondations du barrage.
À l’aide d’analyses structurales supplémentaires, l’un d’entre eux a été identifié
comme critique. Les spectres de réponse spécifiques du barrage et du site ont
été déterminés sur cette base. Ensuite, à l’aide du traitement probabiliste et de la
procédure de l’arbre logique permettant d’évaluer les incertitudes dans les
modèles de source, les taux de récurrence et les relations d’atténuation, des
spectres de réponse moyens pondérés (compris entre des périodes de retour de
144 et 25 000 ans) ont été utilisés pour vérifier la stabilité du barrage.
Un tel traitement illustre les difficultés dans les régions où les modèles de
source ne sont pas définis avec certitude. Une approche « robuste »
recommandée consiste à utiliser plusieurs modèles de source dans l’arbre
logique et à appliquer un jugement professionnel pour évaluer la probabilité de
résultats alternatifs.
Le Rapport R. 39 décrit la méthodologie utilisée pour l’estimation du danger
sismique sur le site du barrage-voûte Karun IV, d’une hauteur de 230 m, en cours
de construction en Iran. Les mouvements du sol sont définis en termes
d’accélérations de pointe du sol, de spectres de réponse et de séries temporelles
d’accélération. Les PGA horizontaux pour l’OBE, le MDE et le MCE sont estimés
respectivement à 0,28 g, 0,35 g et 0,49 g.
1337
GR. Q. 83
5.2.4.
Séismicité déclenchée par la retenue
Les rapports R. 14, R. 24, R. 42, et R. 55 présentent et commentent des
séismes déclenchés par la retenue pour différents grands barrages au Canada,
au Brésil, au Lesotho et en Iran. Les phénomènes observés sont la plupart du
temps de type microséisme. En ce qui concerne le barrage en enrochement de
Karkheh, d’une hauteur de 127 m, l’événement le plus violent, d’une magnitude
de 5,1 et situé à 17,4 kilomètres du site du barrage, s’est produit le 3 avril 2001
(R. 55). Ce séisme est considéré comme un événement éventuellement
déclenché par la retenue. Les commentaires effectués sur les phénomènes
observés dans tous les Rapports restent dans le cadre de faits et
d’interprétations connus.
On doit mettre l’accent sur la nécessité de surveiller l’activité sismique dans
la région de la retenue avant la mise en eau (magnitudes, fréquences des
événements et émission d’énergie), car ces informations contribueront à identifier
l’activité sismique déclenchée par la retenue.
5.3.
PROPRIÉTÉS DYNAMIQUES DES MATÉRIAUX
5.3.1.
Matériaux des barrages en remblai et liquéfaction
La liquéfaction des sols est la principale préoccupation liée à la plupart des
barrages en remblai, notamment ceux de petite taille situés sur et / ou constitués
de certains types de sol. Ce phénomène a été étudié de manière approfondie,
mais il est vraiment nécessaire d’utiliser ces informations dans ce domaine. Le
problème se pose principalement pour des petits barrages dont les constructeurs
ne sont pas formés en ingénierie des barrages et ignorent les actions sismiques,
mais aussi pour certains types de barrages anciens, comme ceux construits par
remblayage hydraulique.
De nombreux barrages de ce type ont été conçus dans les années 1950, le
concept de contrainte effective n’ayant pas été utilisé correctement. La prise en
compte de la liquéfaction sismique dans la conception a conduit à une
construction de certains barrages sur des alluvions de densité modérée, dont la
liquéfaction ne pourrait se produire dans le cadre des secousses sismiques
envisagées. La découverte ultérieure de failles proches exige la réévaluation de
ces barrages, l’essai de pénétration standard étant la méthode la plus
couramment utilisée.
Le Rapport R. 44 examine la technique actuelle dans le monde pour
l’évaluation des mouvements du sol nécessaires au déclenchement de la
liquéfaction, et pour la détermination des résistances résiduelles de matériaux
graveleux liquéfiés. L’essai de pénétration est la pratique courante. Des
exemples de liquéfaction de dépôts graveleux sont passés en revue. Une étude
1338
GR. Q. 83
complète de l’un des barrages de la Société BC Hydro est examinée en détail,
ainsi que l’évaluation des résultats d’essais.
On considère en général que la perte de résistance au cisaillement
entraînée par les charges dynamiques affecte en priorité les sols de faible
cohésion. Cependant, le Rapport R. 30 présente des observations effectuées en
Chine à la suite de violents séismes, montrant que certains limons argileux, et
certaines argiles limoneuses ou pauvres, sont également susceptibles de subir
d’importantes pertes de résistance lors de charges cycliques. En général, les sols
cohérents apparaissent moins enclins à la perte de résistance que les sables
fins, lorsque leurs niveaux de densité sont équivalents. La dégradation de la
résistance dépend du mouvement total accumulé. Un tremblement de terre
présentant de nombreux cycles de contrainte est donc nécessaire pour réduire la
résistance des sols cohérents. Toutefois, la résistance résiduelle mobilisée sous
d’importantes déformations pourra être inférieure à celle de sols sableux d’un
niveau de densité équivalent. Les essais sur des échantillons non remaniés
constituent le meilleur moyen d’évaluer le comportement.
Le Rapport R. 34 présente les résultats d’essais de cisaillement cycliques,
triaxiaux et à simple torsion, sur de grands échantillons d’enrochement, ces
résultats étant analysés et comparés avec les mesures de vitesse d’onde de
cisaillement lors de tirs d’essai dans des barrages en remblai existants, et en
utilisant des enregistrements d'accélération sur un barrage lors de séismes réels.
Les échantillons de laboratoire avaient un diamètre de 40 cm et une hauteur de
80 cm. Le plus gros élément de roche avait une dimension de 63,5 mm. Les
résultats de ces essais sont très importants et peuvent être utilisés dans des
calculs dynamiques de barrages en enrochement. De tels essais ont rarement
été effectués.
Le Rapport R. 1 décrit un modèle de comportement pour la prévision des
déformations de couches de sable provoquées par un séisme. Ce modèle peut
être utilisé pour de petits barrages en remblai, comme ceux affectés par le
séisme Bhuj, en 2001.
Le Rapport R. 20 examine les avantages du remplacement de matériaux
très plastiques d’un noyau par des matériaux comprenant 40 % de graviers
mélangés avec de l’argile. Ce type de matériau de noyau a été utilisé pour le
barrage à noyau central de Karkheh, en Iran, de 127 m de hauteur, permettant
de rapprocher davantage les caractéristiques de tassement de celles des
recharges en graviers sableux et des zones de transition, de manière à réduire
les tassements différentiels. On a constaté que l’ajout de graviers permettait
également d’augmenter la résistance et la rigidité cycliques du matériau du
noyau en laboratoire. Les résultats des enregistrements de plus de
1 000 appareils de mesure pendant la construction et la mise en eau jusqu’au
tiers de la hauteur de la retenue sont présentés. Des analyses statiques
approfondies ont été effectuées pour démontrer les avantages de l’utilisation de
l’argile mélangée, qui entraîne une réduction de 30 % du tassement du noyau, de
1339
GR. Q. 83
33 % des pressions interstitielles et de 22 % du phénomène de voûte pour ce
barrage, comparativement à un barrage avec un noyau en argile plastique.
5.3.2.
Barrages en béton
À partir des essais sur table vibrante décrits dans le Rapport R. 50 et
effectués sur de grandes maquettes de barrages-poids, on a montré que
l’amortissement visqueux variait de 1 % en état non fissuré à environ 10 % en
état totalement fissuré. D’après les essais de glissement dynamique, les
résistances au cisaillement dynamique des maquettes monolithiques et des joints
traités au jet d’eau sous pression sont plus élevées que celles des joints non
traités ou des joints formés de surfaces planes indépendantes.
Le Rapport R. 61 décrit l’évaluation de la stabilité sismique du barrage
poids-voûte de Sayano-Shushensky en Russie, d’une hauteur de 245 m. Des
essais de vibration ont été effectués pour déterminer les fréquences propres du
barrage pour différents niveaux d’eau dans la retenue. À partir de carottes, les
résistances à la traction dynamique d’échantillons secs et saturés ont été
évaluées à 3,7 MPa et 4,55 MPa respectivement.
Le Rapport R. 64 concerne des barrages BCR. Dans ceux-ci, la résistance
à la traction est régie par le comportement des joints horizontaux. Dans la
pratique, on détermine la résistance à la traction dynamique en se basant sur la
résistance à la compression uniaxiale du béton. On examine la méthode de
corrélation utilisée pour deux grands barrages BCR, Porce II, en Colombie, et
Beni Haroun, en Algérie. Dans les deux cas, la résistance à la traction directe à
travers les joints est le critère de conception critique. Des modifications dans les
dosages du BCR et dans les procédures de construction dans la partie
supérieure du barrage de Beni Haroun ont eu un effet significatif sur le
comportement des joints horizontaux. On propose donc de concentrer l’attention
sur les propriétés des joints du barrage plutôt que sur la résistance du BCR. À
Porce II, la résistance à la traction directe (statique) de carottes avec joints était
de 1,2 MPa, celle mesurée à Beni Haroun étant de 1,5 MPa.
5.3.3.
Barrages de stériles
Dans le Rapport R. 2, on indique que les options suivantes doivent être
considérées pour éviter la liquéfaction et l’écoulement incontrôlé des stériles dus
aux fortes secousses du sol : (i) conception et construction de barrages
résistants aux séismes, et (ii) traitement des stériles afin que les matériaux ne se
liquéfient pas lors d’un violent tremblement de terre. Les nouveaux barrages et
dépôts peuvent être construits pour résister à de violents tremblements de terre,
mais nous devons prendre également en considération les risques sismiques
pour les stockages existants. Une réduction de la teneur en eau des stériles
1340
GR. Q. 83
permet à la fois d’augmenter le poids des minéraux de décharge pouvant être
stockés dans un volume donné et d’éviter la liquéfaction de la masse de stériles.
5.4.
ANALYSE, CONCEPTION ET CONSTRUCTION
5.4.1.
Barrages en remblai
Le Rapport R. 6 présente des recommandations pratiques concernant la
résistance sismique des barrages en remblai lorsqu’un contrôle approximatif de
la stabilité est nécessaire.
Les auteurs du Rapport R. 9 décrivent l’analyse sismique approfondie d’un
barrage en enrochement, de 177 m de hauteur, en Iran, situé dans une vallée
étroite, avec un rapport longueur en crête sur hauteur de 2,8. Dans cette
analyse, les effets de la non-linéarité des matériaux et les effets tridimensionnels
de la géométrie de la gorge ont été étudiés. La précision et les possibilités
d’application de l’hypothèse classique de déformation plane ont été évaluées par
rapport à une analyse tridimensionnelle complète utilisant à la fois les modèles
équivalents linéaires et élasto-plastiques. On démontre que l’hypothèse de
déformation plane dans les gorges étroites n’est pas prudente, et que la section
maximale du barrage peut ne pas être la section critique lors d’activité sismique.
La réponse dynamique du modèle équivalent linéaire est en général plus
importante que celle du modèle élasto-plastique. Les résultats de cette étude
sont très utiles.
Le Rapport R. 25 étudie l’analyse de stabilité sismique du barrage en
enrochement Salal, de 118 m de hauteur, par une approche pseudo-statique
pour un coefficient sismique horizontal de 0,15, à l’aide de la méthode des
éléments finis. Les coefficients de sécurité locaux calculés pour différentes
combinaisons de charge indiquent une rupture du talus amont. Une analyse
dynamique serait nécessaire pour vérifier que le barrage est toujours sûr du point
de vue sismique.
Le Rapport R. 26 décrit l’analyse sismique et la conception du barrage en
enrochement de Tehri, en Inde, d’une hauteur de 262 m. Le barrage a été conçu
sur la base d’une analyse pseudo-statique et vérifié ultérieurement pour
différents niveaux de secousses du sol (PGA de 0,5 g pour le MCE). Deux
sections planes du barrage ont été analysées. Des calculs statiques et
dynamiques approfondis ont été effectués. La résistance sismique de la partie
supérieure du barrage, qui peut subir de violentes secousses, est obtenue par le
choix spécial du matériau (des couches riprap de 10 m d’épaisseur sont placées
sur les deux parements) et par l’élargissement de la crête à proximité des appuis.
Les mesures préventives suivantes ont été ajoutées, ce qui améliore la
résistance sismique du barrage : (i) ample revanche ; (ii) larges zones de
transition ; (iii) région de drainage avec filtres zonés ; et (iv) précautions de
construction spéciales a proximité des appuis.
1341
GR. Q. 83
Le Rapport R. 56 examine l’analyse dynamique effectuée pour le barrage
en remblai de Khordad, en Iran, d’une hauteur de 115 m. Pour l’analyse
sismique, des accélérogrammes enregistrés ont été utilisés, ajustés à un PGA de
0,3 g.
Le Rapport R. 60 présente les considérations du Comité ad-hoc des
Méthodes de Calcul des Barrages. Lors des cinq Ateliers organisés jusqu’à
maintenant, l’analyse de différents problèmes de barrages a été discutée. Les
solutions présentées pour les barrages en remblai sont nettement moins
nombreuses que celles proposées pour les barrages en béton. Ce fait est
vraisemblablement lié à la difficulté d’analyse des problèmes des barrages en
remblai comparativement à celle des barrages en béton. Il faut également noter
que les méthodes utilisées pour l’évaluation de la sécurité sismique des
barrages, quoique plus avancées que les approches traditionnelles prévalant il y
a quelques années, sont encore loin d’être parfaites.
Le Rapport R. 66 concerne la sécurité sismique du barrage de Tous, de
135,5 m de hauteur. Trois niveaux d’analyse sismique sont présentés : (i) des
analyses simplifiées consistant à étudier la réponse d’une colonne et à utiliser la
méthode de Newmark du bloc glissant, (ii) une analyse bidimensionnelle par la
méthode des éléments finis et (iii) une analyse tridimensionnelle par la méthode
des éléments finis. Des essais géophysiques sur des surfaces et dans des
forages du barrage, et des essais triaxiaux cycliques du filtre amont ont servi de
paramètres d’entrée pour l’analyse. L’interprétation des résultats est
intéressante.
Dans le Rapport R. 70, on propose une nouvelle méthode d’analyse
dynamique pour les barrages en enrochement. Les propriétés dynamiques ont
été déduites d’essais de compression dynamique utilisant des échantillons de
300 mm de diamètre sur 750 mm de hauteur, mais les détails de l’essai ne sont
pas donnés. Une analyse statique tridimensionnelle par la méthode des éléments
finis a été effectuée. Les résultats des analyses statique et dynamique sont
donnés pour un barrage en enrochement à masque en béton de 139 m de
hauteur, comprenant la prévision des mouvements du masque. Les résultats
statiques sont comparés aux mesures effectives sur d’autres barrages. Le PGA
était de 0,2 g. Les accélérations prévues de la crête étaient plus de deux fois
supérieures à celles attendues.
5.4.2.
Barrages en béton
Le Rapport R. 11 présente un outil important permettant d’évaluer le niveau
de sécurité de barrages fissurés, et est très utile pour la vérification de la sécurité
sismique d’ouvrages en béton existants. Il est indiqué que la marge de sécurité
d’un barrage en béton, lorsqu’il subit des secousses sismiques, peut être
attribuée à (i) la construction par blocs avec des surfaces de levées horizontales
1342
GR. Q. 83
tous les deux ou trois mètres, ce qui assure que les fissures se formant lors d’un
séisme dans la partie supérieure du barrage soumise aux plus fortes contraintes
se produiront plutôt le long des surfaces de reprise, et (ii) l’épaisseur relativement
élevée des barrages en béton qui permet des mouvements de glissement
importants le long des surfaces de reprise et des fissures avant que la structure
ne s’écroule.
Les résultats présentés dans le Rapport R. 31 indiquent qu’une complexité
accrue du modèle de barrage (prenant en compte les interactions barrageretenue-fondation et la réflexion de fond de retenue) n’améliore pas
automatiquement la concordance entre les résultats numériques et les mesures.
L’amortissement dû au rayonnement des ondes, obtenu à l’aide des modèles
simplifiés barrage-retenue-fondation, est généralement trop important et ne
correspond pas aux mesures de vibration de faible amplitude lorsque tous les
effets d’interaction sont pris en compte. Ceci peut également conduire à sousestimer les contraintes dynamiques calculées dans les barrages. On adoptera
donc un compromis raisonnable entre réalisme et complexité des modèles
numériques, notamment lorsque la réponse sismique tridimensionnelle des
ouvrages doit être déterminée.
Le Rapport R. 33 présente les résultats obtenus par application d’une
méthode analytique tridimensionnelle à un système couplé barrage-retenuefondation pour un grand barrage-voûte en béton, prenant en compte la nonlinéarité due aux ouvertures de joints. La hauteur du barrage est de 116 m et sa
longueur en crête de 311 m. Il a été soumis à un séisme de magnitude 5,2 et
ausculté par six appareils pour fortes secousses, qui ont enregistré une
accélération de 0,07 g dans la galerie inférieure et de 0,7 g dans la partie
centrale de la crête. Aucun dégât n’a été observé. La principale découverte lors
de l’analyse en retour fut que les contraintes de traction maximales avaient
atteint 9 MPa dans la zone de la crête sans ouverture de joints. Cette valeur
tombe à 3 MPa si l’on prend en compte l’ouverture de joints. Une très bonne
concordance entre les résultats numériques et les mesures a été obtenue. Le
rapport est très intéressant, car il y a très peu d’enregistrements de
comportement de barrages lors de tremblements de terre permettant d’effectuer
ce type d’analyse.
L’étude de cas présentée dans le Rapport R. 33 décrit le type d’analyses
structurelles nécessaires pour des barrages-voûtes de grande hauteur, et la
réduction des contraintes de traction dans la zone critique proche de la crête lors
de l’ouverture transitoire des joints. Ce cas (ainsi que ceux des Rapports R. 31 et
R. 68) est intéressant pour une bonne compréhension du comportement d’un
barrage-voûte lors de violentes secousses. La modélisation de l’ouverture des
joints est un aspect important dans l’analyse sismique de grands barragesvoûtes, la retenue étant vide ou pleine. Une retenue vide est un cas plus critique
pour un barrage-voûte, bien que les risques en aval soient fortement réduits
lorsque le niveau est bas.
1343
GR. Q. 83
Le Rapport R. 46 étudie les pratiques actuelles pour l’analyse du
comportement des barrages sous charges sismiques, ainsi que leurs limites. Un
aspect intéressant est la vérification de la stabilité sismique des barrages-poids
en béton ou en maçonnerie. Grâce aux graphiques obtenus lors de la simulation
numérique de leur comportement, il a été possible d’identifier les zones
potentiellement instables, ce qui peut s’avérer utile pour la première vérification
de la stabilité sismique des barrages-poids. La sensibilité des barrages à voûtes
multiples aux charges sismiques est démontrée, ce qui permet de conclure que
ce type de barrage n’est pas recommandé dans les zones sismiques. Le Rapport
R. 32 confirme cette conclusion. Comme indiqué dans le Tableau 1, quatre
barrages à voûtes multiples ont été renforcés en Californie, et l’un des exemples
présentés dans le Rapport R. 32 décrit la conversion d’un barrage à voûtes
multiples en barrage-poids.
D’après les auteurs du Rapport R. 46, les codes informatiques relatifs au
comportement sismique des barrages-voûtes n’ont pas encore été réellement
validés. Il semble pourtant que des progrès importants aient été réalisés grâce à
la prise en compte d’effets non-linéaires (comme l’ouverture transitoire de joints).
Une bonne concordance a pu être obtenue entre les résultats des essais de
vibrations forcées et ambiantes, des enregistrements réels de réponse sismique
de barrages, et des analyses numériques, comme l’indiquent les Rapports R. 7,
R. 33 et R. 49. Ces analyses numériques de divers barrages-voûtes négligent la
masse des fondations et ignorent l’amortissement par rayonnement.
Une liste de cinq grands barrages-voûtes équipés d’une ceinture sismique
d’acier de renforcement à proximité de la crête est également présentée dans le
Rapport R. 46. Le concept de telles ceintures est clair, mais il est nécessaire de
quantifier leurs effets sur la sécurité sismique des barrages.
Le Rapport R. 48 décrit un modèle pour l’étude de la sécurité sismique d’un
barrage-poids, soumis à un gonflement du béton entraînant une rapide
dégradation de sa résistance et une importante fissuration. Un indice des dégâts
est défini pour déterminer la durée de vie que l’on peut encore accorder au
barrage.
Le Rapport R. 50 examine l’amortissement transitoire et la réponse en
sous-pression d’un barrage-poids en béton fissuré, lors d’un tremblement de
terre. Les informations communiquées par ce Rapport sont importantes : des
essais sur table vibrante, effectués sur des modèles de barrages-poids en béton
classique, de 3,4 m de hauteur, dont les données sont utilisées pour la
modélisation numérique, ont permis de comprendre ce qui se produit réellement
lorsque des fissures se forment dans le corps du barrage en béton. Bien que le
problème soit encore à l’étude (on attend des résultats sur les variations de
pression dynamique dans les fissures et les joints lors de séismes), les
informations présentées par le Rapport sont déjà impressionnantes et d’une
grande valeur pratique.
1344
GR. Q. 83
Le Rapport R. 65 décrit la forme optimale des barrages-poids soumis à une
action sismique. Le concept est de ne pas admettre de fissures lors de l’OBE.
Des concentrations de contraintes apparaissent sur les angles rentrants. On
étudie la réduction de masse en crête, par l’utilisation de bétons de
caractéristiques dynamiques différentes, et la pose de nervures sur les coins
rentrants du parement amont. Les contraintes dynamiques sont déterminées par
un calcul linéaire aux éléments finis.
Le Rapport R. 68 présente l’étude de stabilité sismique d’un barrage-voûte
de 292 m de hauteur. Un barrage d’une telle hauteur, situé dans une région de
forte séismicité, est un véritable défi, nécessitant des études expérimentales
complètes et des analyses numériques détaillées. Toutes les influences et
conditions connues pour avoir un impact sur le comportement du barrage soumis
à des secousses sismiques doivent être prises en considération : interaction
barrage-retenue-fondation, variation spatiale des données sismiques, ouverture
des joints de contraction, amortissement par rayonnement (à l’aide de limites
spécifiques de transmission entre le champ proche et le champ éloigné). Les
effets de la compressibilité de l’eau ont été négligés et une méthode classique
des masses ajoutées a été utilisée. Du fait de l’ouverture des joints de
contraction, les contraintes de traction principales restent relativement faibles
pour un MCE de PGA 0,31 g. Les joints de contraction ont subi de nombreux
cycles de fermeture et d’ouverture, comme le montrent leurs séries temporelles.
Tous les joints présentent des ouvertures pouvant aller jusqu’à 5 mm et la
fréquence des cycles varie entre 1 et 5 Hz.
Un autre problème traité en détail dans le Rapport R. 68 concerne la
stabilité dynamique des blocs de roche dans la fondation d’un barrage. De tels
contrôles sont effectués régulièrement pour les barrages-voûtes, en utilisant
généralement une analyse quasi-statique de blocs rigides. Cette approche est
étendue, de manière très convaincante, aux analyses dynamiques, et des
évolutions dans le temps des coefficients de sécurité ont été obtenues. La
déformation du rocher de fondation aux appuis, entraînée par des dégâts locaux,
des glissements et l’ouverture de joints et de fissures, a eu un impact important
sur le comportement du barrage. À cet effet, une nouvelle approche a été
développée, prenant en compte la perte de résistance de la masse rocheuse,
entraînant une réduction des paramètres de résistance au cisaillement (cohésion
et frottement interne entre les blocs de rocher). Les détails de l’analyse ne sont
pas présentés. Les forces de sous-pression et de percolation (qui sont
d’importants paramètres de sécurité) n’ont pas été mentionnées dans ce
contexte. On peut éventuellement supposer que ces influences seraient
éliminées par le drainage.
En conclusion, le Rapport R. 68, ainsi que les Rapports R. 31 et R. 33,
soulignent les limites actuelles de l’analyse de la réponse dynamique des grands
barrages en béton.
1345
GR. Q. 83
5.4.3.
Ouvrages annexes
Dans le Rapport R. 28, on présente un outil intéressant pour les analyses
simplifiées non-linéaires de tours de prise d’eau et de restitution. Cet outil peut
être utilisé pour la conception préliminaire et l’évaluation initiale de la sécurité de
tours existantes. Les propriétés dynamiques de 32 tours sont citées en référence.
Dans le Rapport R. 18, les résultats d’une analyse dynamique
non-élastique d’une tour de prise d’eau en béton armé sont présentés.
5.5.
ÉVALUATION DE LA SÉCURITÉ SISMIQUE ET RÉHABILITATION
5.5.1.
Recommandations générales
D’après le Rapport R. 5, un guide technique relatif aux risques sismiques
des barrages a été publié en 1991 au Royaume-Uni, et depuis on a évalué la
stabilité sismique de la plupart des 2 450 barrages. Dans le guide, quatre
catégories de barrages en remblai et de barrages en béton et en maçonnerie ont
été définies. Des travaux correctifs ont été effectués sur deux barrages.
Le Rapport R. 4 présente l’approche utilisée pour l’évaluation de la sécurité
sismique de plus de 90 barrages (en béton, pour la plupart) en Écosse. Pour la
classification des risques sismiques, on prend en compte le volume de la
retenue, la hauteur du barrage, la population et les dommages potentiels en aval.
Un système relativement simple a été utilisé pour calculer l’indice de vulnérabilité
d’un barrage, permettant de déterminer la catégorie du barrage (quatre
catégories sont utilisées). Les principaux paramètres choisis pour définir la
vulnérabilité aux tremblements de terre sont :
• la hauteur du barrage
• le PGA sur le site du barrage
• le type de barrage, avec des ajustements supplémentaires pour les
facteurs-clés de risque concernant des types particuliers de barrage
• les conditions de fondation du barrage.
Dans le Rapport R. 4, on suggère d’utiliser un tel indice pour les barrages
dans le monde, car cela présenterait l’énorme avantage de fournir une indication
initiale de leur vulnérabilité sismique, et constituerait une première étape pour
déterminer le niveau d’analyse convenable dans des cas particuliers. Cette
approche se révèlerait certainement pratique pour passer en revue les barrages
existants. De telles méthodes ont déjà été développées et sont utilisées pour
l’évaluation sismique des bâtiments (FEMA, 1999).
1346
GR. Q. 83
Le Rapport R. 43 décrit la méthodologie utilisée pour l’évaluation de la
sécurité des barrages en enrochement ou en maçonnerie en Allemagne, dont
certains ont plus de 100 ans. En général, les effets de la température et des
séismes n’ont pas été pris en compte lors de la conception de ces barrages.
L’utilisation d’un « système d’évaluation automatique » est décrite en termes
généraux. Le PGA d’un événement de période de retour 1 000 ans est estimé à
moins de 0,06 g pour les sites de barrages. Ces valeurs semblent peu élevées,
car elles sont inférieures au coefficient sismique de 0,1, généralement adopté
dans le passé, même pour des sites de barrages sans information sismique
connue.
Le Rapport R. 45 présente la pratique actuelle en France dans le domaine
de la sécurité sismique des barrages et décrit la classification de ceux-ci suivant
la perception du risque sismique auquel sont exposées la structure du barrage et
la région en aval. La plupart des barrages n’ont pas été conçus pour résister aux
tremblements de terre. Le critère principal de classification est le danger
sismique sur le site du barrage. D’autres critères viennent s’y ajouter : âge et
type du barrage, caractéristiques de la fondation, indice représentant les impacts
potentiels en cas de rupture.
5.5.2.
Barrages en remblai
Le Rapport R. 13 décrit les études de sécurité sismique et les travaux de
réhabilitation effectués sur le barrage Yarrawonga, en Australie. On a découvert
que le remblai principal était fondé sur une couche de sable liquéfiable. Les piles
et murs bajoyers latéraux du barrage mobile étaient également sujets à rupture
sous charge sismique. Les travaux correctifs suivants ont été effectués :
(i) construction de colonnes de pierre à l’amont et à l’aval (il existe peu
d’exemples disponibles sur ce type de traitement de fondation) ; (ii) construction
d'une risberme stabilisatrice à l’aval et d’un tapis en enrochement à l’amont ;
(iii) incorporation d’une couche de filtre dans la nouvelle risberme et dans les
zones de transition du remblai adjacentes aux ouvrages de réglage pour réduire
le risque de renard ; (iv) ajout de blocs de protection contre l’érosion sur les talus
amont et aval du remblai ; (v) ancrage des murs bajoyers des ouvrages de
réglage ; et (vi) renforcement des piles des vannes.
Le Rapport R. 47 étudie les critères de rupture sismique de barrages en
remblai existants : déversement entraînant une érosion externe, percolation
provoquant une érosion interne, et pressions interstitielles et sous-pressions
entraînant des ruptures par glissement. Les principales incertitudes de
l’évaluation sismique sont : (i) mouvement sismique du sol (coefficient
d’incertitude : 1,5), (ii) modélisation numérique (coefficient d’incertitude : 2,0) et
(iii) propriétés dynamiques et résistance des matériaux (coefficient d’incertitude :
1,5). On présente une corrélation linéaire entre le déplacement non-élastique et
l’intensité du spectre sismique, basée sur l’analyse d’un barrage au moyen de
1347
GR. Q. 83
20 accélérogrammes, avec un PGA de 0,25 g. On propose un tassement
sismique maximal admissible égal à la revanche divisée par 4,5, et un
déplacement horizontal admissible égal à l’épaisseur du filtre divisée par la
même valeur. Les informations données sont très utiles.
Le Rapport R. 61 présente l’évaluation sismique du barrage Irganai, de
101 m de hauteur. Ce barrage à noyau central est construit sur un sol caillouteux.
Des analyses numériques, statique et dynamique, ont été effectuées, la dernière
étant une analyse modale plutôt qu’une analyse d’évolution dans le temps. Les
coefficients minimaux de sécurité sous charge sismique sont donnés pour les
deux talus, et la possibilité de liquéfaction du matériau caillouteux de la fondation
a été évaluée en comparant les contraintes aux résistances déterminées en
laboratoire. La description des essais et de leurs résultats n’est pas présentée.
5.5.3.
Barrages en béton et en maçonnerie
Le Rapport R. 16 décrit l’effort important engagé dans la réactualisation
des conditions de sécurité sismique des grands barrages en Russie : recherche
d’informations sur les barrages et les conditions de fondation, et contrôle de la
résistance sismique d’ouvrages-clés. La réévaluation du danger sismique de
48 barrages a conduit à augmenter les niveaux d’intensité sur les sites (échelle
MSK-64) de 1 à 3. Les périodes de retour sont de 100 ans pour l’OBE et de
10 000 ans pour le MDE. Une découverte intéressante a été que des barrages
pouvaient résister à des séismes, alors que d’autres éléments de l’aménagement
hydroélectrique étaient beaucoup plus vulnérables.
Le Rapport R. 58 donne des informations complètes sur le barrage de
Kölnbrein, un ouvrage très sensible. Les nouvelles Recommandations
Autrichiennes exigent un contrôle du barrage avec la retenue vide pour l’OBE, de
période de retour 200 ans. Une analyse dynamique en élasticité linéaire a été
effectuée pour le MCE avec un PGA de 0,14 g, la retenue étant pleine.
L’interaction du barrage initial avec l’ouvrage d’appui aval (des blocs de butée ont
été ajoutés pour corriger les effets d’une charge statique) a été prise en compte.
D’après les résultats présentés dans le Rapport R. 33, on peut probablement
obtenir une diminution importante des contraintes dynamiques de traction, qui
existent à proximité de la crête, si l’ouverture des joints est prise en compte dans
l’analyse sismique.
Le Rapport R. 63 présente la procédure utilisée pour analyser la stabilité
sismique de barrages-poids en béton dans le Land de Saxe en Allemagne,
notamment une analyse de spectre de réponse de la partie supérieure du
barrage. Depuis 1997, des appareils ont été installés sur certains barrages pour
enregistrer la réponse dynamique aux microséismes et aux sautages dans des
carrières à proximité.
1348
GR. Q. 83
5.5.4.
Barrages de stériles
Le rapport R. 59 présente une analyse des problèmes liés à la
conservation et à l’évaluation de la sécurité sismique d’un barrage de stériles, de
110 m de hauteur, en Bulgarie. Les stériles proviennent du traitement de
minerais de cuivre. Les résultats des évaluations de sécurité statique et sismique
sont décrits, et comprennent une évaluation de la liquéfaction des stériles au
moyen de mesures de vitesse d’ondes de cisaillement.
5.5.5.
Ouvrages annexes
Le Rapport R. 3 donne une vue d’ensemble de l’analyse et du
comportement sismiques de tours de prise d’eau et de restitution, et propose des
mesures structurelles pour améliorer la résistance sismique de ces tours.
Le Rapport R. 12 décrit les travaux de réhabilitation sismique effectués sur
les piles des évacuateurs de crue situés sur la crête des barrages-poids de
Whakamaru et de Roxburgh (Nouvelle-Zélande), tous deux de 56 m de hauteur.
Ces ouvrages ont été conçus à l’origine pour un coefficient sismique de 0,1 g
représentant les accélérations horizontales. Les piles sont sujettes à des valeurs
de PGA bien plus élevées, aussi bien pour l’OBE que pour le SEE. Pour ce
dernier, les valeurs de PGA pour les piles ont été estimées à 1,9 et 1,8 g
respectivement pour les deux barrages précités. Après la fin des travaux de
réhabilitation, la possibilité d’utiliser les vannes pour le réglage de la retenue
après un tremblement de terre sera grandement améliorée. Cette importante
étude de cas montre combien les éléments structuraux situés sur la crête sont
vulnérables lorsque l’amplification des secousses du sol a été ignorée dans la
conception initiale. En outre, une nouvelle évaluation du danger sismique permet
d’estimer le PGA du SEE à 0,47 g pour le barrage de Whakamaru.
Le Rapport R. 27 est un cas intéressant de mesures de renforcement
appliquées à un évacuateur de crue existant, qui fut conçu à l’origine pour un
coefficient sismique de 0,1 et qui doit désormais résister à un PGA de 1,0 g
correspondant à une période de retour de 50 000 ans. Ces mesures consistent à
modifier les deux murs et la pile centrale de l’évacuateur pour créer un système
de cadre qui transmettra les contraintes sismiques aux appuis. Des entretoises
en acier seront installées près du sommet de la structure, et il sera intéressant de
connaître le comportement de l’ouvrage lors d’un tel séisme.
Le Rapport R. 62 décrit les problèmes de stabilité sismique au glissement
du barrage mobile de Melje, en Slovénie. L’analyse pseudo-statique, avec un
PGA de 0,18 g, montre que le coefficient de sécurité au glissement est de 0,6.
On a proposé des mesures correctives consistant à incorporer des dents en
béton armé sous le radier de l’évacuateur de crue.
1349
GR. Q. 83
5.5.6.
Réhabilitation, renforcement et réparation de barrages endommagés
Le Rapport R. 8 décrit les travaux de réhabilitation proposés pour le
barrage-voûte El Frayle au Pérou, de 74 m de hauteur. À la suite d’un grave
incident en 1961, la stabilité des appuis a été réhabilitée et la retenue n’a été
remplie que partiellement. Des informations complémentaires doivent être
apportées sur les fondations du barrage-poids qui doit être construit en
complément. L’interaction du barrage-poids avec le barrage-voûte mince, près de
la base, peut entraîner des concentrations de contraintes.
Le Rapport R. 10 analyse et commente les dégâts sismiques subis par
quatre grands barrages en béton et explique les mesures correctives apportées.
Trois des quatre barrages démontrent la résilience significative des barragespoids en béton, et même d’un barrage à contreforts, sous des charges
sismiques, y compris dans les conditions les plus sévères. Les barrages en béton
subiront une fissuration principalement le long de joints horizontaux, et certains
blocs détachés peuvent subir des mouvements de glissement limités. Toutefois,
à aucun endroit, les ouvrages n’ont subi de ruptures catastrophiques et aucune
perte de vies humaines n’a jamais été à déplorer comme conséquence de ces
dégâts. L’ancrage des blocs détachés par des armatures de précontrainte et
l’injection des fissures ouvertes permettent de restaurer la résistance initiale de la
structure. Les failles traversant la fondation du barrage représentent un autre
scénario. Si aucune mesure spéciale n’est prise, comme l’utilisation de joints
permettant un certain déplacement, les blocs de béton peuvent se rompre
totalement.
Les Rapports R. 22 et R. 23 examinent les dommages subis, en 2001, par
plusieurs barrages en remblai lors du tremblement de terre Bhuj, en Inde. Au
total, 245 barrages furent endommagés. Certains ont dû être réparés pour
l’alimentation domestique en eau, avant la saison de la mousson d’une durée de
trois mois, seule période de pluie de l’année. Les barrages ont été classés
suivant le niveau de dégâts, le danger potentiel, l’utilité du réservoir et la priorité
des travaux de restauration. Ainsi, on a, soit réparé, soit ouvert une brèche
temporaire, soit supprimé totalement les barrages. Des travaux temporaires de
restauration ont dû être effectués sur un très court laps de temps avant le début
de la mousson. Des traitements possibles sont à l’étude. La réhabilitation
sismique à long terme n’a pas encore été effectuée.
Le Rapport R. 32 décrit le renforcement de la sécurité sismique de
116 barrages en Californie (y compris certains fortement endommagés par des
tremblements de terre). Les améliorations peuvent comprendre des
renforcements structuraux variés (construction de risbermes, de contreforts,
traitement supplémentaire de la fondation), des restrictions de stockage
permanentes ou temporaires dans les retenues, ou la suppression du barrage
dans les cas les plus sérieux (Tableau 1). Dans de nombreuses régions du
monde, des actions du même type sont attendues dans le futur. Les informations
1350
GR. Q. 83
fournies sont d’une grande utilité, et les études de cas présentées peuvent être
utilisées comme guide général pour la réhabilitation sismique des barrages.
Tableau 1
Améliorations sismiques de 116 barrages en Californie (voir R. 32)
Contreforts ajoutés ou pentes des talus de barrages en terre diminuées
34
Revanche augmentée en ajoutant des remblais
3
Zones d’arrêt des fissures ajoutées
6
Matériaux de fondation et /ou de remblai enlevés et remplacés
Vibroflottation – vibrocompactage ou compactage dynamique profond
Injection des fondations – drainage ou construction d’un mur parafouille
11
4
11
Obturation de conduits de dérivation
2
Renforcement de barrages en béton par des contreforts en béton
7
Barrages à voûtes multiples, entretoisés ou renforcés
4
Installation de tirants de précontrainte
3
Augmentation de la revanche par abaissement du seuil du déversoir ou par
suppression des vannes de l’évacuateur
Suppression de barrages (certains remplacés par des réservoirs)
Construction de barrages de remplacement
Retenues maintenues vides (certaines permettant de retenir des crues sur de
courtes périodes)
27
5
10
7
Restrictions de stockage permanentes
12
Restrictions de stockage en attendant une rénovation permanente
36
Réhabilitation des ouvrages de vidange
21
Réhabilitation ou remplacement des évacuateurs de crue
Total des améliorations
2
205*
*Plusieurs barrages présentent différents types d’amélioration.
Le stockage dans la retenue a été réduit pour améliorer la sécurité dès que
les analyses prévoient un comportement sismique non satisfaisant du barrage.
Ces restrictions de stockage ne sont pas généralement considérées comme
permanentes, sauf si des vannes d’évacuation ont été supprimées, des seuils de
déversoirs abaissés, ou d’autres modifications effectuées pour assurer que le
niveau de la retenue ne s’élève pas au-dessus de la nouvelle cote de stockage.
1351
GR. Q. 83
5.6.
BARRAGES
SOUS
CHARGE
SISMIQUE,
ESSAIS
DE
VIBRATION
ET
AUSCULTATION SISMIQUE
5.6.1.
Dégâts sismiques aux barrages
(i) Séisme Bhuj, Gujarat, Inde, 26 janvier 2001
Le séisme Bhuj, d’une magnitude de 7,7, s’est produit le 26 janvier 2001.
Son épicentre était situé à 65 km environ à l’est de la ville de Bhuj, dans le district
de Kachchh, État de Gujarat, en Inde. Deux cent quarante cinq barrages en
terre, la plupart d’une hauteur inférieure à 15 m et construits sur du sol, ont été
endommagés et exigeaient une réparation rapide avant la saison de la mousson.
Les niveaux d’eau des retenues étant tous très bas, il n’y a eu aucune lâchure
d’eau catastrophique. Le Rapport R. 22 donne une vue d’ensemble des dégâts
subis par ces barrages, groupés en quatre catégories suivant la sévérité des
dégâts et la priorité de la restauration. On a observé principalement des
déformations et des fissures dues à la liquéfaction et à des mouvements de talus.
La plupart des barrages de la région ont été construits dans les années 1950 et
1960, sans tenir compte des effets sismiques lors de la conception.
Les Rapports R. 22 et R. 23 décrivent en détail les dégâts importants sur
quelques-uns des plus grands barrages. La réhabilitation et la restauration des
barrages ont été effectuées suivant différentes approches, en fonction de
l’urgence, de l’importance des travaux, de la nature des dégâts et des conditions
locales. Ces travaux temporaires ont été terminés en 60 jours, mais certains des
barrages les plus endommagés n’ont pu être réparés et il a été nécessaire d’y
ouvrir une brèche. Les projets de renforcement supplémentaire sont examinés
brièvement.
(ii) Séisme Tottori-Ken Seibu, Japon, 6 octobre 2000
Le 6 octobre 2000, le séisme Tottori-Ken Seibu, d’une magnitude de 7,3, a
causé de fortes secousses du sol sur les sites des barrages-poids de Kasyo et
de Sugesawa situés près de l’épicentre, ainsi qu’il est indiqué dans le Rapport
R. 52. Les PGA aux barrages de Kasyo et de Sugesawa ont été respectivement
de 531 cm/s2 et 158 cm/s2. On a enregistré sur la crête du barrage de Kasyo, de
46,4 m de hauteur, une pointe d’accélération de 2 051 cm/s2. Des fissures se
sont formées dans les appuis des vannes et dans les murs de la chambre de
vanne auxiliaire sur la crête du barrage. On ne dispose d’aucune donnée pour la
crête du barrage de Sugesawa, de 73,5 m de hauteur, mais des fissures sont
apparues sur les murs et le plancher de la chambre de vanne auxiliaire. Le PGA
enregistré à l’épicentre était de 927 cm/s2.
1352
GR. Q. 83
(iii) Séisme Chi-Chi, Taiwan, 21 septembre 1999
Le barrage mobile de Shih-Kang, situé sur la rivière Da-Jia à Taiwan,
comprend deux pertuis et 18 vannes d’évacuateur. Le 21 septembre 1999, le
seuil en béton a été sérieusement endommagé lors du tremblement de terre
Chi-Chi, d’une magnitude de 7,3, et la retenue de 2,7 millions de m3 s’est
déversée à travers les deux vannes d’évacuation détruites. Les dégâts les plus
spectaculaires sont apparus sur les pertuis 16 à 18 à proximité de l’appui rive
droite, et ont été provoqués par des mouvements de faille (faille inverse) de
plusieurs mètres, principalement dans la direction verticale. Le Rapport R. 10
présente en détail les dommages subis par le seuil et rappelle que, lors de
l’excavation des fondations du barrage, aucune trace de faille n’avait été
détectée ou notée. De plus, on sait que les failles de chevauchement présentent
parfois des déviations brusques à proximité de l’extrémité de la rupture de
surface. Il est donc possible qu’aucune ligne de faille détectable n’ait existé dans
les fondations du seuil de Shih-Kang avant le séisme.
On peut conclure de cette observation que les barrages en béton ne
peuvent pas être conçus de manière économique pour résister à des
mouvements de faille de la magnitude de ceux subis par le barrage mobile de
Shih-Kang.
(iv) Séisme Kobe, Japon, 17 janvier 1995
Le séisme Kobe (Hyogo-ken Nanbu) du 17 janvier 1995, d’une magnitude
de 7,3, a provoqué des glissements sur le talus amont du barrage de Kitayama,
de 25 m de hauteur, situé à 33 km au nord-est de l’épicentre. C’est le premier
barrage en remblai au Japon, conçu suivant les normes actuelles et construit par
compactage au rouleau, à avoir subi ce type de dégâts pendant un séisme. Le
Rapport R. 51 présente en détail les dommages subis et les analyses
dynamiques sur le site et en laboratoire effectuées après le tremblement de terre.
(v) Séisme Manjil, Iran, 21 juin 1990
Le séisme Manjil, d’une magnitude de 7,7, le 21 juin 1990, a provoqué de
sérieux dégâts sur le barrage à contreforts de Sefid Rud, de 106 m de hauteur,
dans le nord-ouest de l’Iran. Le barrage situé dans la zone de l’épicentre a subi
de fortes secousses, identiques à celles attendues lors du MCE. C’est donc l’une
des études de cas les plus importantes pour l’évaluation des effets d’un
tremblement de terre majeur sur des barrages en béton. Aucun enregistrement
des mouvements du séisme n’est disponible.
Une description générale des dégâts est présentée dans les Rapports
R. 10, R. 21 et R. 54. Les principaux dommages ont été entraînés par des
fissures le long d’un joint de levée horizontal (au moins) dans le quart supérieur
1353
GR. Q. 83
de la majorité des 24 contreforts. Pour quelques-uns des contreforts centraux, les
fissures horizontales et une fissure inclinée le long de l’interface entre l’âme et la
tête du contrefort ont formé un coin détaché dans la partie supérieure de l’âme,
considéré comme critique pour la stabilité sismique de la partie supérieure du
barrage. Par contre, il n’y avait pas d’indication de danger d’instabilité des
contreforts. Le niveau de la retenue a été abaissé pour répondre à la demande
d’irrigation après le tremblement de terre.
Les travaux de réparation et de renforcement présentés dans R. 10 ont
consisté à injecter de la résine époxy dans 80 fissures pour rétablir l’étanchéité,
et à consolider par tirants d’ancrage précontraints 23 monolithes endommagés.
Les objectifs des ancrages étaient : (i) d’améliorer la résistance au glissement
des surfaces des fissures, et (ii) d’améliorer la stabilité au glissement et au
renversement de la partie supérieure du barrage.
Le Rapport R. 54 examine les effets possibles du séisme sur le voile
d’injection et le système de drainage, ainsi que les forages de reconnaissances
et les essais d’étanchéité effectués le long du voile d’injection au barrage de
Sefid Rud après le séisme Manjil.
(vi) Autres observations sismiques importantes
Le Rapport R. 10 concerne d’autres grands barrages ayant subi des dégâts
lors de fortes secousses du sol (barrage-poids de Koyna, en Inde ; barrage à
contreforts de Hsinfengkiang, en Chine).
Le Rapport R. 2 insiste sur la vulnérabilité à la liquéfaction des barrages de
stériles. Plusieurs barrages de stériles se sont rompus en 1965 lors du séisme
La Ligua au Chili. La vague de crue provoquée par la rupture du barrage de
stériles El Soldado, de 35 m de hauteur, a entraîné la mort de plus de
200 personnes et provoqué une inondation sur 12 km.
C’est l’accident sismique le plus grave enregistré dans la littérature au
cours de ces dernières années. D’autres barrages cités dans ce chapitre ont subi
des dégâts importants, mais on ne connaît pas de victimes résultant d’une
rupture d’un barrage entraînant une lâchure d’eau non-contrôlée depuis la
retenue.
Le Rapport R. 3 décrit brièvement les dommages subis par des tours de
prise d’eau / restitution lors des séismes San Fernando (1971), Northridge (1994)
et Kobe (1995).
1354
GR. Q. 83
(vii) Statistique de dégâts sismiques subis par des barrages en remblai
Le Rapport R. 17 contient une analyse complète des dégâts sismiques
subis par des barrages en terre (comprenant des barrages en terre zonée, des
barrages en terre homogène et des barrages à noyau d’argile), des barrages par
remblayage hydraulique, des barrages en terre et en enrochement, et des
barrages en enrochement à masque amont en béton. Sous l’effet de fortes
secousses, les barrages en remblai subissent des tassements, et des fissures
longitudinales et transversales se forment. L’étude de ces phénomènes a été
réalisée grâce à l’analyse d’une base de données d’études de cas, complétée
par des données détaillées sur certains barrages. Des méthodes sont présentées
pour l’évaluation des dégâts (en termes de tassement et de largeur des fissures
longitudinales), et pour l’estimation de la largeur et de la profondeur des fissures
transversales, en se basant sur le type de barrage, la magnitude du séisme et les
accélérations de pointe du sol sur les sites de barrages. Des graphiques utiles
sont présentés : fissuration longitudinale ou tassement en fonction de la
magnitude du tremblement de terre et du PGA, fissuration transversale en
fonction des même critères. Ces courbes permettent une rapide estimation de la
vulnérabilité sismique de barrages en remblai existants. Toutefois, des
informations supplémentaires seront nécessaires (études de cas) pour améliorer
la fiabilité des prévisions effectuées à l’aide des corrélations établies.
5.6.2.
Mesures in situ et essais sur table vibrante
Des essais de vibrations ambiantes ou forcées ont été effectués sur un
certain nombre de barrages, principalement sur de grands barrages-voûtes
(Rapports R. 7, R. 19, R. 31, R. 41 et R. 49). Ces essais fournissent des
informations fondamentales sur le comportement dynamique des barrages :
fréquences propres, formes modales et taux d’amortissement pour des
oscillations de faible amplitude. Des outils puissants existent (analyse modale)
pour analyser les résultats de ces essais. Les propriétés dynamiques sont
différentes de celles d’un barrage en béton subissant des fissures, des
ouvertures de joints, etc. lors de fortes secousses du sol.
Le principal intérêt de ces essais réside dans la validation des modèles
numériques. En général, les résultats obtenus confirment la validité des
hypothèses de modélisation ou indiquent quand une modélisation plus réaliste
est nécessaire. Lors de fortes secousses, les propriétés dynamiques d’un
barrage peuvent être différentes de celles obtenues à partir d’essais de vibrations
de faible amplitude.
Les résultats des essais complets de vibrations forcées sur le barragepoids Outardes 3 et le barrage-voûte d’Émosson sont examinés dans le Rapport
R. 49. Les réponses en accélération et en fréquence hydrodynamique ont été
enregistrées en de nombreux points du barrage et de la retenue. Des mesures
ont été également effectuées pour différents niveaux de retenue. Les résultats
1355
GR. Q. 83
peuvent
être
utilisés
pour
étudier
les
effets
de
l’interaction
barrage-retenue-fondation et les effets dynamiques des variations du niveau de
retenue sur le comportement du barrage-voûte. Les mesures ont été utilisées
dans des études numériques de corrélation à l’aide de modèles aux éléments
finis, prenant en compte la compressibilité de l’eau et les propagations d’ondes
dans la retenue. Un accord satisfaisant a été obtenu entre les mesures et les
simulations numériques malgré la non-considération des effets d’interaction
dynamique de la fondation. Les résultats de tels essais peuvent également être
utilisés pour le contrôle de l’état des barrages.
Le Rapport R. 36 décrit les essais sur table vibrante effectués avec des
modèles de barrages constitués de sables partiellement saturés. Les modes de
rupture ont été étudiés pour des excitations harmoniques horizontales et
verticales. Des analyses dynamiques élasto-plastiques par la méthode des
éléments finis, prenant en compte l’adoucissement des déformations et la
formation de bandes de cisaillement, ont été utilisées pour développer des
techniques analytiques reproduisant les résultats du modèle. Malheureusement,
l’état de contrainte initial et les pressions interstitielles ne peuvent être reproduits
dans ces modèles, ce qui limite la valeur de ce type de recherche.
Le Rapport R. 37 présente une étude expérimentale du barrage-voûte de
Tonoyama au Japon, de 64,5 m de hauteur, utilisant une table vibrante triaxiale
et un modèle à l’échelle 1 :100 constitué de mortier de faible résistance. Le
comportement dynamique du barrage a été étudié pour le séisme
Hyogo-ken Nanbu de 1995, dont le PGA horizontal était de 0,34 g et le PGA
vertical de 0,17 g. Une comparaison a été effectuée avec les résultats
numériques d’une analyse élasto-plastique utilisant un modèle de fissures
réparties du code ADINA. On a obtenu un bon accord avec les mesures. La
méthode de détermination des propriétés des matériaux du modèle en béton n’a
pas été indiquée. La fréquence fondamentale du barrage a été déterminée pour
différents niveaux de retenue, à partir : (i) d’essais de vibration forcée sur le
barrage, (ii) d’observations sismiques et de mesures de microséismes sur le
barrage, (iii) d’essais de vibration sur le modèle de barrage, et (iv) de calculs
numériques.
Le Rapport R. 19 concerne les mesures in situ sur trois barrages
Roumains : (i) vibrations du barrage en enrochement à masque en béton
bitumineux de Valea de Pesti, de 55 m de hauteur, provoquées par des sautages
dans une carrière à proximité ; (ii) vibrations ambiantes dans le barrage-voûte de
Tarnita, de 97 m de hauteur, et (iii) réponse dynamique du barrage-voûte de
Vidraru, de 167 m de hauteur, pendant deux tremblements de terre. Ces
enregistrements de vibrations de faible amplitude ont été utilisés pour
l’identification des propriétés dynamiques des matériaux et l’étalonnage des
modèles aux éléments finis des barrages correspondants. Des analyses
sismiques détaillées ont été effectuées pour le barrage-voûte de Vidraru, conçu
pour un coefficient sismique de 0,1 et devant résister à un MCE avec un PGA de
0,56 g.
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GR. Q. 83
Le Rapport R. 41 décrit les mesures de vibrations ambiantes effectuées sur
le barrage-voûte de Schlegeis en Autriche, de 131 m de hauteur, et le traitement
des données à l’aide d’une analyse modale expérimentale. Les résultats sont
comparés avec une étude antérieure basée sur des essais de vibration forcée et
un calcul aux éléments finis du système barrage-retenue. Globalement, les
mêmes informations, nécessaires pour l’étalonnage des modèles de barrages,
peuvent être déduites des deux types d’essais de vibration.
Le Rapport R. 69 présente les résultats d’essais sur table vibrante
effectués pour le projet du barrage-voûte de Xiluodu, en Chine, de 278 m de
hauteur. Le modèle comprend le barrage, une partie de la retenue et le rocher de
fondation, et tient compte de la topographie à proximité. Les effets des limites de
transmission dans les fondations sont également modélisés. La limite
d’amortissement est constituée d’un liquide visqueux. Un modèle du barrage à
l’échelle 1:300, avec 7 joints de contraction, a été étudié. Le PGA du MCE pour
le barrage-voûte de Xiluodu est de 0,32 g. L’ouverture des joints de contraction
conduit à une augmentation rapide des contraintes de console avec le niveau
sismique, et des fissures se formeront dans les consoles lorsque l’excitation au
sol dépasse 1,2 g environ. La formation des fissures entraîne une chute des
fréquences propres du barrage. Cependant, le comportement statique du
barrage ne semble pas affecté après l’essai.
5.6.3.
Appareils de mesures sismiques, auscultation sismique, analyse des
mouvements du sol enregistrés
Le Rapport R. 35 examine les relations d’atténuation obtenues à partir de
l’analyse statistique du spectre de réponse des mouvements du sol enregistrés
sur des sites de barrages. Les tremblements de terre étudiés ont des magnitudes
supérieures à 5,0, une distance de l’épicentre inférieure à 200 km, et une
profondeur de foyer inférieure à 130 km. Tous les accélérogrammes ont été
enregistrés dans les fondations rocheuses de 91 barrages au cours de
63 tremblements de terre. La vitesse moyenne de l’onde de cisaillement est
estimée de 0,7 à 1,5 km/s. La comparaison des résultats avec ceux déduits
d’autres séries de données de fortes secousses peut être utile.
Le Rapport R. 38 donne une vue d’ensemble des appareils de mesure pour
fortes secousses, installés sur des barrages au Japon. Après le séisme Kobe, de
1995, on a décidé d’installer des appareils de ce type dans les 413 barrages
placés sous la juridiction du Ministère de l’Aménagement du Territoire et des
Transports. Actuellement, 1 152 appareils sont installés dans ces barrages.
236 stations sismiques sur 50 sites de barrages sont directement connectées à
un centre de contrôle. Le Rapport décrit également l’analyse des enregistrements
sismiques obtenus à partir de ce réseau. Les relations d’atténuation pour le PGA,
les accélérations spectrales horizontales et verticales des séismes enregistrés
dans les fondations des barrages sont présentées. Les informations obtenues
1357
GR. Q. 83
peuvent être utilisées pour l’amélioration des critères de conception sismique des
barrages.
Le Rapport R. 40 décrit le nouveau réseau d’appareils de mesure pour
fortes secousses installé au Maroc, composé de 45 appareils, dont 40 sont
installés dans des barrages.
Le Rapport R. 53 présente les résultats d’une analyse statistique de
150 enregistrements d’accélérations, en Iran. Les corrélations entre différents
paramètres sismiques ont été analysées. Il s’avère que l’accélération de pointe
du sol et l’EPA sont les deux paramètres présentant les plus forts coefficients de
corrélation, compris entre 0,6 et 0,7. Les composantes verticale et horizontale du
PGA ont un coefficient de corrélation de 0,55 à 0,6. Ces valeurs relativement
faibles indiquent une dispersion importante entre ces paramètres.
Le Rapport R. 71 décrit les oscillations d’un pendule provoquées par les
ondes de surface de grands séismes dans le champ lointain et de séismes
modérés locaux. Ces oscillations posent un problème dans le cas
d’enregistrement continu des déplacements du pendule, pouvant déclencher une
alarme lorsqu’un seuil prédéterminé a été dépassé. En augmentant
l’amortissement des pendules, il doit être possible de réduire ces oscillations. Les
pendules ne peuvent remplacer les appareils de mesure pour fortes secousses
dans les grands barrages.
5.7.
CODES ET RECOMMANDATIONS SISMIQUES
Plusieurs Rapports expliquent comment les dangers et risques sismiques
sont pris en compte dans les normes et recommandations de certains pays
Européens : Autriche, France, Allemagne, Russie, Espagne et Royaume-Uni, où
l’activité sismique est plutôt modérée. La prise en compte du danger sismique et
du risque associé (vulnérabilité structurale et étendue des conséquences d’une
rupture) permet de déterminer les priorités et d’évaluer la sécurité sismique à
l’aide d’outils analytiques moins sophistiqués. Cependant, dans le cas
d’ouvrages plus sensibles, des outils analytiques appropriés devront être utilisés
(modèle aux éléments finis prenant en compte l’interaction avec la retenue et la
fondation, et les non-linéarités structurales ; considérations propres au site).
Certains pays appliquent des normes légales, tandis que d’autres suivent
des recommandations. Les normes légales sont souvent appliquées aux
aménagements à haut risque ou aux bâtiments courants. Très peu de bâtiments
peuvent être construits sur des isolateurs sismiques ou conçus comme des
forteresses pour résister aux pires secousses sismiques. Un certain consensus
est nécessaire pour régir les pratiques de génie civil. Cependant, les risques
associés aux grands barrages-réservoirs sont d’une telle nature que chaque cas
doit être étudié séparément, de manière aussi approfondie que le permet l’état
1358
GR. Q. 83
actuel des connaissances. La responsabilité ultime appartient toujours au
propriétaire du barrage, indépendamment du fait qu’un contrôle strict, des
examens et une surveillance constante doivent être mis en œuvre à tous les
niveaux.
Comme l’indique le Rapport R.67, l’Espagne, pays de séismicité modérée,
a établi une série de règlements pour contrôler l’effet des séismes sur les
structures. L’état des normes espagnoles actuelles, notamment celles
concernant les grands barrages, est présentée dans ce Rapport. Il est
intéressant de noter que la période de retour du séisme de projet pour les
barrages de classe A (les plus grands) est de 1 000 ans sur les sites de
séismicité modérée à élevée. Le séisme exceptionnel (identique au MCE ou au
SEE) a une période de retour de 3 000 à 5 000 ans sur un site de séismicité
modérée et une période de retour de 10 000 ans sur un site de forte séismicité.
CONCLUSIONS
La technologie de construction de barrages et d’ouvrages annexes pouvant
résister aux effets de fortes secousses du sol est disponible. De nouvelles
approches restent encore à développer pour des barrages de grande hauteur
dans des régions de forte séismicité, et pour des barrages sur des sites difficiles.
L’époque où les séismes étaient considérés comme des cas de « force
majeure » est maintenant lointaine. En outre, le concept de projet
pseudo-statique, basé sur un coefficient sismique (de 0,1), est dépassé,
notamment pour les barrages présentant un grand potentiel de dégâts.
Les barrages ne sont pas résistants aux tremblements de terre par
essence ; cependant, en général, des barrages résistants aux séismes peuvent
également faire face à d’autres types d’actions, et sont donc plus sûrs.
Dans les régions de séismicité faible à modérée, où les violents séismes
sont très rares, on pense parfois : (i) qu’une trop grande importance est donnée
au risque et à la sécurité sismiques des barrages, et (ii) que des barrages conçus
avec un coefficient sismique de 0,1 sont suffisamment sûrs vis-à-vis des
séismes. L’utilisation de faibles valeurs de PGA pour le MCE (de l’ordre de 0,1 à
0,15 g) peut également poser un problème.
En ce qui concerne le risque sismique, il faut tenir compte des mêmes
critères que pour le risque hydrologique. Dans le cas des séismes, ce sont les
événements les plus violents, de très faible probabilité, qui présentent le plus
grand risque, car la vulnérabilité sismique d’un barrage augmente
considérablement pour les très fortes secousses.
1359
GR. Q. 83
L’expérience montre qu’une conception sismique prudente d’un barrage est
une nécessité préalable pour une longue vie.
Les principaux problèmes à résoudre dans le futur sont les suivants :
• réévaluation de la sécurité sismique des barrages existants et
réhabilitation de ceux présentant un risque sismique inacceptable ;
• sécurité sismique des petits barrages n’ayant pas été conçus par des
ingénieurs ; et
• utilisation, de manière cohérente, de critères de conception sismique
basés sur le risque pour les nouveaux barrages.
Toutes les parties impliquées dans les projets de barrages doivent être
conscientes des risques sismiques.
ABRÉVIATIONS
Les sigles suivants sont utilisés dans le Rapport Général et dans certains
Rapports de la Question 83 :
BCR : Béton compacté au rouleau
DBE : Séisme de base de projet (terme utilisé principalement pour les
structures de bâtiments : la période de retour dans les codes de
construction est généralement de 475 ans ; dans les nouveaux
codes de construction, aux États-Unis et au Canada, la période de
retour de référence est de 2 500 ans)
DE :
Séisme de projet (terme utilisé dans la méthode de conception
pseudo-statique)
CFR : Enrochement avec masque amont en béton
FE :
Éléments finis (FEM : Méthode des Éléments Finis)
EPA : Accélération de pointe effective (EPA = environ 0,67 fois le PGA)
IBC :
Code International de la Construction (autrefois UBC : Code
Uniforme de la Construction)
MCE : Séisme maximal possible
1360
GR. Q. 83
MDE : Séisme maximal de projet (période de retour pouvant atteindre
10 000 ans)
OBE : Séisme de base d’exploitation (période de retour selon le
Bulletin 72 de la CIGB : env. 145 ans)
PGA : Accélération de pointe du sol
PMF : Crue maximale probable
RTS : Séismicité déclenchée par la retenue (pour décrire ce type de
séisme, on utilisait, dans le passé, le terme « séismicité induite par
la retenue »)
SEE : Séisme d’évaluation de sécurité (période de retour pouvant
atteindre 10 000 ans suivant le risque sismique d’un barrage)
REMERCIEMENTS
Je souhaite remercier A. Bozovic et D. Babbitt pour leurs conseils, leur
examen attentif des Rapports présentés sur la Question 83, et leurs
commentaires et suggestions précieux concernant le Rapport Général. Mes
remerciements vont également à G. Noguera, N. Matsumoto et B. Fan, qui ont
relu le manuscrit et proposé d’importants commentaires et suggestions. Je
remercie également mes collègues d’Electrowatt-Ekono Ltd., P. Brenner,
S. Malla, E. Waidyasekara et S. Prakash pour leur assistance, leurs
commentaires utiles et l’aide qu’ils m’ont apportée pour la rédaction du texte.
Mes remerciements vont enfin au Bureau Central de la CIGB pour la traduction
en français et à Electrowatt-Ekono Ltd. et à sa compagnie mère, le groupe
Jaakko Poyry, pour la mise à disposition des ressources nécessaires à la
préparation de ce Rapport.
RÉFÉRENCES
Cette liste de références est limitée à quelques documents fondamentaux.
Certains sont liés à ce Rapport Général. La plupart des Rapports présentés sur
la Question 83 donnent une liste détaillée de références. De nombreuses
références sont facilement accessibles par recherche dans différentes bases de
données, sur Internet. Plusieurs centaines de références concernent le danger
sismique et la séismicité déclenchée par la retenue.
[1]
ABRAHAMSON N. A. (2000): State-of-the-practice of Seismic Hazard
Assessment, Proc. GeoEng 2000, Int. Conf. on Geotechnical & Geological
1361
GR. Q. 83
Engineering, Vol. 1: Invited Papers, Nov. 2000, Melbourne, Technomic
Publications, Lancaster, Pennsylvania
[2] ARRAU L., IBARRA I. and NOGUERA G. (1985): Performance of
Cogoti Dam under Seismic Loading, Proc. Symposium sponsored by the
Geotechnical Engineering Division of the ASCE, Convention, Detroit
Michigan, October 21, 1985
[3] FEMA 310 (1999): Handbook for the Seismic Evaluation of Buildings –
A Prestandard, Federal Emergency Management Agency (FEMA), USA
[4] IBC (2000): International Building Code, International Code Council, USA
[5] CIGB (1986) : Méthodes de calcul sismique pour barrages – État de la
question, Bulletin 52, CIGB, Paris
[6] CIGB (1989) : Choix des paramètres sismiques pour grands barrages –
Recommandations, Bulletin 72, CIGB, Paris
[7] CIGB (1995) : Barrages de stériles et séismicité – Synthèse et
recommandations, Bulletin 98, CIGB, Paris
[8] CIGB (1998) : Néotectonique et barrages – Recommandations et
exemples, Bulletin 112, CIGB, Paris
[9] CIGB (1999) : Observations sismiques des barrages – Recommandations
et exemples, Bulletin 113, CIGB, Paris
[10] CIGB (2001) : Aspects de la conception parasismique des barrages –
Recommandations et exemples, Bulletin 120, CIGB, Paris
[11] CIGB (2002) : Conception et évaluation sismiques des ouvrages annexes
des barrages – Recommandations, Bulletin 123, CIGB, Paris
[12] LANE R. G. T. (1979): Résistance des barrages aux tremblements de terre,
Rapport Général Q. 51, 13ème Congrès CIGB, New Delhi
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