5. APLICACIONES DE LOS MÉTODOS PROPUESTOS PARA EL ANÁLISIS DE LA ESTABILIDAD GLOBAL. ESTUDIO DE UN CASO PILOTO. En el presente capítulo se aplicarán las metodologías de análisis y de obtención de parámetros, presentados en los capítulos anteriores, al tranque de relaves piloto seleccionado por el proyecto FONDEF D00I1101, Metodología integrada para rehabilitar rellenos sanitarios y tranques de relaves. Ello porque esta tesis ha formado parte de este proyecto de investigación, a través del cual se han obtenido los financiamientos para su desarrollo. Específicamente se ha estudiado el tranque Nº 3 de la Planta Manuel Antonio Matta Ruiz de ENAMI, Copiapó. Metodológicamente, el trabajo consistió en una primera etapa, en la recopilación de la información necesaria, obtenida del análisis de los ensayos geotécnicos rutinarios de control de operación del tranque, efectuados desde 1991 a la fecha. Los ensayos consisten en la toma de densidades in-situ de los relaves depositados en obra, mediante el método del cono de arena, y excepcionalmente con el densímetro nuclear, además de las granulometrías y ensayos Proctor normal. También se ha obtenido información desde una serie de campañas geotécnicas experimentales, consistentes en la realización de ensayos de penetración dinámica tipo CPT din , los que permiten obtener la estratigrafía a partir del perfil de resistencias y estimar la evolución de los parámetros resistentes de las arenas, atribuible al denominado efecto envejecimiento de las arenas de relaves. Otro ensayo realizado durante algunas de estas campañas, es el ensayo Placa de Carga, que permite estimar la capacidad portante última y/o parámetros resistentes de las arenas de relaves. Adicionalmente al trabajo en terreno se cuenta con información de ensayos de corte directo, consolidados drenados realizados a las arenas de relaves. Finalmente, y con el objetivo de caracterizar las arenas estudiadas, se presentan resultados de análisis químicos realizados tanto a relaves cicloneados como sin ciclonear. Otro paso necesario fue realizar un análisis de riesgo sísmico de la zona de emplazamiento del tranque, con el fin de determinar los parámetros sísmicos necesarios para el estudio de la estabilidad global. Con la información generada en las etapas anteriores, se procede a la evaluación de la estabilidad global del tranque. Para ellos se realizaron análisis del potencial de licuefacción del prisma resistente, de la estabilidad de los taludes y se estimaron los posibles desplazamientos y asentamientos inducidos sísmicamente. Con esto finalmente se puede emitir un juicio sobre la estabilidad, de manera de estudiar posibles proyectos de aumento de la vida útil o tomar las medidas necesarias que permitan realizar un plan de cierre y abandono de las instalaciones.
112
5.1. ANTECEDENTES DEL TRANQUE EN ESTUDIO. El tranque de relaves Nº 3 de Planta M. A. Matta R. de propiedad de la Empresa Nacional de Minería, ENAMI, se encuentra ubicado en la provincia de Copiapó, III Región de Chile, aproximadamente en los 27° 24' 30" de latitud Sur Y 70° 14' 45" de longitud Oeste a unos 500 m.s.n.m., al Noreste de la intersección de Quebrada Paipote y el cauce natural del río Copiapó. Específicamente, el tranque se ubica aproximadamente tres kilómetros al noreste de la Fundición Paipote, en una rinconada formada por el cordón de cerro del lado noreste de los terrenos de emplazamiento de dicha planta.
Figura 5.1. Ubicación del tranque N°3. ENAMI, Copiapó.
Planta
M.A Matta
Ruiz,
Figura 5.2. Tranque N°3. Planta M.A Matta Ruiz, ENAMI, Copiapó.
113
El Tranque está construido actualmente con un muro de arenas de relaves, 20 m. de altura y 2000 m. de longitud, aproximadamente. Hacia el lado sur esta apoyado en estribo norte del antiguo tranque de relaves Nº 2, la que inicialmente fue reforzada por una terraza de carga y un dren cortafuga. Hacia los lados Norte y Este, se apoya en los faldeos de los cerros del lugar. El volumen de embalse con el cual fue proyectado es de 10 millones de m3 aproximadamente, lo que representaba una vida útil de 20 años a una producción de 80 ton/mes. Los relaves producidos en la planta, son impulsados mediante un sistema de bombeo desde la actual concentradora. Utilizando una tubería de HDP llegan a un estanque ubicado en el encuentro entre los tranques Nº2 y Nº3, desde donde mediante bombeo llegan con presión a los ciclones instalados sobre el coronamiento del muro de arenas de relaves. La laguna del embalse tiene una suave contra-pendiente, lo que permite juntar las aguas en pequeñas lagunas a los pies de los cerros, desde donde son recuperadas e impulsadas al concentrador. El agua que pudiese contener las arenas de relave que conforman el muro, según lo contemplado originalmente en el proyecto, deberían drenar hacia la alfombra basal construida para tal efecto y desde ahí conducidas hacia cámaras de captación de aguas. Sin embargo, numerosas exploraciones y sondajes realizados sobre el muro, han permitido comprobar que no se genera flujo de agua al interior del muro. Las principales razones podrían ser debido al bajo contenido de humedad original de las arenas, a la granulometría, a las temperaturas ambiente y los vientos predominantes en el sector. Actualmente, en algunos sectores especialmente el sector correspondiente al poste 120, la altura del tranque se acerca a la cota de coronamiento 485, según el proyecto original. La solución de elevar la actual cota de coronamiento del tranque, aumentando así la capacidad de almacenamiento en la cubeta, se fundamentará en el incremento de los valores de los parámetros resistentes adoptados en el diseño original atribuible al efecto de envejecimiento de las arenas de relaves. Ello se ha obtenido a partir de una serie de estudios hechos en la planta durante los más de 13 años de operación, donde se han realizado los análisis de la evolución de los valores de los parámetros de resistentes de las arenas de relaves y de la estabilidad global del tranque. El método constructivo empleado en el tranque durante toda la operación ha sido el de aguas abajo. El tranque se construyó con un muro de partida inicial compuesto por material de empréstito. Las arenas de relave han sido colocadas durante la operación mediante compactación mecánica, asegurando una densidad media superior al 95% del Proctor Normal.
114
5.2. CARACTERIZACIÓN QUÍMICA DE LAS ARENAS DE RELAVES DEL TRANQUE N°3. Como ya se dijo, el muro del tranque esta compuesto de arenas provenientes del cicloneo de los relaves, por lo que antes de realizar cualquier tipo de análisis es fundamental la caracterización química de las mismas. Es sabido que la Planta M.A Matta recibe muchos proveedores de distintos yacimientos lo que genera una heterogeneidad en la composición de los relaves, la que está directamente relacionada con la naturaleza y composición del mineral que en ese instante se esta procesando, teniendo una directa influencia en su futuro comportamiento. Sabido esto, se llevaron a cabo análisis químicos de las arenas sobre muestras de relaves provenientes del sector del muro, de las lamas y de los despiches sobre las cubeta. Los análisis químicos se realizaron en el laboratorio químico de la misma planta en febrero de 2002. Estos análisis están enfocados en el posterior estudio de los vínculos físicoquímicos que pudiesen generarse en las arenas por efecto de los años. En la siguiente tabla se presentan los resultados de dichos análisis. Tabla 5.1. Resultado análisis químico, Febrero 2002. A
B
C
D
E
F
0.20
0.20
0.20
0.20
0.30
0.20
Plata g/t 3. 3.00
1.00
2.00
1.00
3.00
1.00
Al %
5.41
3.46
4.05
4.08
4.24
4.38
As %
0.01
0.01
0.01
0.01
0.01
0.01
O %
0.02
0.02
0.02
0.04
0.04
0.04
Mg %
1.27
0.84
1.15
1.18
1.35
1.31
Mo %
0.15
0.06
0.09
0.10
0.12
0.12
H g ppm
1.00
1.00
1.00
1.00
1.00
1.00
N %
0.01
0.02
0.01
0.01
0.02
0.01
Pl %
0.01
0.01
0.01
0.01
0.01
0.01
Oro g/t
Muestra
Identificación
A
Relave muestra N°1 1° calicata
B
Relave muestra N°2 2° calicata
C
Relave calicata N°3
D
Relave calicata N°4
E
Relave lamas
F
Relave despiche
115
5.3. CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA DE LAS ARENAS DE RELAVES. 5.3.1.
Densidades
medidas
en
el
tranque.
Una de las características determinantes en el comportamiento geotécnico de cualquier relleno es el estado tensional inducido por el propio peso de los materiales que lo constituyen (J. Palma, 1985). Debido a esto es fundamental establecer la densidad de las arenas que constituyen el muro del tranque.
Como se mencionó anteriormente, las arenas de relave han sido colocadas durante diecisiete años aproximadamente, mediante compactación mecánica, asegurando una densificación media superior al 95% del Proctor Normal. Ello ha sido controlado y certificado por el Laboratorio de Mecánica de Suelos de la Pontificia Universidad Católica de Valparaíso. La densidad ha sido determinada a través de mediciones in situ, mediante el método del cono de arena, en las zonas en que ha sido depositado y compactado el relave. En el siguiente gráfico se presentan las densidades obtenidas de los 1674 ensayos in-situ realizados en el tranque entre los años 1991- 2002. Distribución de Densidades Histórica 140 120 a i c e u c e r F
100 80 60 40 20 0 2 5 8 1 4 7 5 3 6 9 2 5 8 1 4 7 8 3 6 9 2 5 8 1 4 , , 3 3 3 4 4 4 5 5 5 6 6 6 7 7 7 8 8 8 9 9 9 0 0 , , , , , , 1 , , , , , , , , , 1 , , , , , , , , 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 2 2
Densidades Densidades (ton/m3)
Figura 5.3. Distribución estándar de las densidades secas, obtenidas del control de compactación del tranque N°3. La gran variabilidad de datos se debe a la gran heterogeneidad de los materiales depositados, incluyendo relaves con un alto contenido de fierro lo que explicaría los altos valores de densidades. Por otro lado los valores mínimos se deben principalmente a la depositación de relaves de oro los que presentan un alto contenido de material fino. Tabla 5.2. Valores referenciales de densidades secas. Promedio General Desviación Standard Percentiles 0,1 Percentil 0,9 Distribución normal Percentiles 0,05 Percentiles 0,95
1,7507 0,1113 1,6200 1,8900 0,3573 1,5700 1,9300
Ton/m 3 Ton/m 3 Ton/m 3 Ton/m 3 Ton/m 3
A partir de los resultados mostrados en la tabla 5.3 obtenidos desde el análisis estadístico, se ha considerado adoptar como
116
representativo de la densidad del cuerpo del tranque el valor de densidad seca de 1.75 ton/m3. En base a la experiencia y a los valores obtenidos de ensayos de humedad in-situ se adoptó un valor de humedad natural del 5%, obteniendo los siguientes valores, que serán los empleados en los posteriores análisis. Tabla 5.3. Densidades representativas in-situ del tranque N°3. Densidad Densid ad Sec Seca a Pro Prome medio dio: : Humeda Hum edad d Opt Optim ima a Prom Promedi edio: o: Humedad Remanente Promedio: Densid Den sidad ad Ter Terre reno no Prome Promedi dio: o:
1,75 1,75 9,58 9,5 8 5 1,84 1,8 4
ton/m 3 ton/m % % Ton/m Ton /m 3
Cabe destacar que estos valores no consideran las consecuencias dadas por el efecto envejecimiento, ya que están obtenidos a partir de mediciones hechas al momento de la depositación de los materiales. Es importante además señalar que el hecho de efectuar análisis estadísticos más rigurosos, para obtener un valor más preciso del densidad, no se justifica, ya que al considerar los valores extremos de la distribución estándar de densidades para obtener los valores de los parámetros resistentes los resultados obtenidos no varían mayormente. De igual manera pequeñas variaciones en la densidad no afectan mayormente a los resultados de los análisis de estabilidad global.
5.3.2. Análisis de las granulometrías. El porcentaje de finos de las arenas de relaves es importantísimo para efectuar los análisis que permiten determinar del potencial de licuefacción del prisma resistente del tranque de relaves y para realizar una caracterización del material, por lo que se procedió a determinar un porcentaje de finos representativo de todo el material depositado durante el período comprendido desde 1991 a la fecha. Esto fue realizado analizando la distribución estándar de todos los datos disponibles obtenidos gracias al control rutinario que se efectúa al tranque. En el siguiente gráfico se presentan las densidades obtenidas de los 1953 granulometrías realizadas en el tranque entre los años 19912002. Distribución histórica del contenido de finos.
120
100
s 80 o t a D 60 e d º N 40 20
0 6
7
8
9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42
% de Finos
Figura 5.4. Distribución estándar de las granulometrías obtenidas para el control de compactación del Tranque N°3.
117
A partir de este análisis, se ha considerado adoptar como representativo un porcentaje de finos de 25%, para realizar los posteriores análisis de potencial licuefacción mediante el procedimiento simplificado de Seed. Dadas la experiencia y los análisis estadísticos realizados se puede observar que una planta de ENAMI, que recibe grandes y pequeños proveedores, y que además en momentos en que la producción del cobre baja y no existente proveedores se opta por el reprocesamiento de escoria son algunos de los factores que favorecen la heterogeneidad de las arenas de relaves depositadas en el prisma resistente, dificultando la obtención de parámetros resistentes representativos de las arenas de relaves. Entre los principales factores que dificultan la homogeneidad de los materiales destacan: el cicloneo, el reproceso de escoria y la depositación o reproceso de arenas de relaves provenientes del proceso de extracción del oro. Al igual que en el análisis de densidades realizar análisis estadísticos más rigurosos no se justifica, ya que considerar un porcentaje de finos de 25% es suficientemente conservador para realizar los análisis del potencial de licuefacción.
5.4. CAMPAÑA EXPERIMENTAL. 5.4.1. Ensayos de penetración. Los ensayos de penetración están entre los métodos más comunes para evaluar in situ las propiedades geotécnicas del subsuelo, lograr una caracterización en base al penetrógrama obtenido y estimar el comportamiento resistente del suelo analizado. La obtención de propiedades geotécnicas mediante ensayos de penetración se justifica por la sencillez de ejecución y economía del ensayo, así como por la extensa base de datos y correlaciones empíricas disponibles en la bibliografía. Hay que tener en cuenta, que esta aparente sencillez en la interpretación de resultados ha provocado al abuso y olvido de los errores inherentes a la ejecución del ensayo, situación que se traduce en una emisión de juicios geotécnicos erróneos. Esta situación es fácilmente remediable, al adquirir los conocimientos suficientes sobre los factores que pueden alterar los valores obtenidos, tanto por la misma ejecución del ensayo como por las características del suelo analizado. Estos ensayos, también han sido utilizados para cuantificar el efecto de envejecimiento de las arenas de relaves. Para tal efecto se debe realizar un seguimiento periódico, de manera de cuantificar este efecto mediante la comparación de resultados obtenidos en los diferentes períodos de los relaves. Conociendo tanto sus ventajas como sus limitaciones, es posible utilizar los ensayos de penetración dinámica como una herramienta ideal para realizar estudios y auscultaciones en tranques de arenas de relaves, en donde el objetivo es obtener información acerca de las características resistentes y grado
118
de homogeneidad de las arenas, características fundamentales al momento de estudiar la estabilidad global del tranque.
5.4.2.
Ensayos
de
penetración
dinámica
tipo
CPTdin.
Permiten conocer la resistencia a la penetración NCPT , de una punta cónica para una penetración de 30 cm de profundidad en el subsuelo, debido a la acción de una masa con una determinada altura de caída. Todas las características del ensayo están normalizadas y son descritas en el capítulo 4. La resistencia o índice de penetración N permite, mediante correlaciones, obtener el estado de compacidad y propiedades mecánicas de las arenas que conforman el prisma resistente. Gracias a la decisión tomada oportunamente por la Administración de Planta M.A. Matta se cuenta desde el principio de este estudio, con antecedentes geotécnicos que representan una valiosa base de datos proveniente de los ensayos de control de operación y de ensayos del tipo CPT din efectuados en exploraciones durante los años 1991, 1992, 1997 y 2000.
- Campaña enero 2002. En la campaña de ensayos realizada en enero del año 2002, en la cual participaron los autores de esta investigación, como muestra la figura 5.5, se realizaron siete sondajes de prospección del tipo CPT din en el prisma del tranque de relaves N°3. Cuatro de los sondajes fueron realizados paralelos a los postes de soporte 16, 40, 120, dos en el sector paralelo a las cámaras 5-6 y 2-3, y un sondaje en el estribo derecho. Los ensayos han sido realizados aguas abajo del coronamiento correspondiente a ese año y el número de puntos ensayados ha ido incrementándose en el tiempo, con el objeto obtener mayor cantidad de información.
Figura 5.5. Realización de ensayo CPT din . Tranque Nº 3 Planta M.A Matta. ENAMI, III Región. Copiapó. Fuente. Grupo de Geotecnia. Pontificia Universidad Católica de Valparaíso.
119
Los puntos de realización del ensayo fueron debidamente identificados y destacados, mediante la instalación de piezómetros o estacas, de tal manera que en siguientes campañas los nuevos ensayos puedan ser realizados en zonas aproximadas, permitiendo así poder determinar y cuantificar la posible evolución en las propiedades geotécnicas de las arenas de relave. La realización de los ensayos no presentó mayores inconvenientes, salvo pequeños desmoronamientos en las paredes de la perforación y la dificultad de extracción de las barras. Se recomienda, antes de la ejecución de ensayo, la inspección del estado del equipo, motor, barras y accesorios, así como una verificación del peso del martillo y de su altura de caída. Durante la campaña se lograron profundidades cercanas a los 20 mt, situación que no es recomendable, ya que es sabido que el ensayo tiene validez y confiabilidad hasta profundidades de 12 mt aproximadamente. El motivo de estas mayores profundidades obedece a la necesidad de alcanzar las profundidades logradas en los años anteriores, para la posterior confrontación de los resultados obtenidos, situación que se ve dificultada por el continuo aumento en el tiempo de la cota del coronamiento. En la figura 5.6 se presenta la ubicación de los puntos de ensayo.
5.4.3. Análisis de la información.
En el intento por extraer el mayor número de datos válidos de los ensayos y teniendo en cuenta el especial carácter del ensayo de penetración, como fuente de información sobre la variación temporal de los valores de los parámetros resistentes del terreno, se han sometido los resultados obtenidos a una serie de correcciones, con el fin de obtener una información más confiable de los análisis geotécnicos que se deriven del NCPT din .
Previo a esto, los resultados obtenidos de la realización del ensayo CPT din han sido correlacionados a NSPT , mediante la aplicación de un factor de corrección igual a 0.5. En los penetrogramas presentados en el anexo A, se presentan los resultados obtenidos en los sondajes realizados en el sector paralelo a los postes de soporte 16, 40, 120, Cámaras 5-6, Cámaras 2-3 y en el estribo Derecho, los que se han comparado con los resultados obtenidos en los mismos sectores, en los años 1991, 1992, 1997 y 2000 con el objetivo de cuantificar el efecto de envejecimiento que se genera en este tipo de materiales. El mes de Julio de 1991 se realizaron cuatro ensayos CPT din en el prisma resistente del tranque, dos frente al poste de soporte 16 y dos frente al poste 120. Una segunda etapa de ensayos se realizó en el mes de Agosto de 1992, donde se realizaron tres sondajes CPT din frente a los postes de soporte 16, 40 y 120.
120
Figura 5.6 Emplazamiento de los puntos de ensayo CPT din . La tercera etapa de ensayos se realizó en el mes de Octubre de 1997, donde se realizaron tres sondajes CPT din frente a los postes de soporte 16, 40 y 120. La cuarta etapa se realizó en el mes de Enero del 2000, donde se realizaron seis sondajes, en los puntos anteriormente mencionados e incorporando nuevos puntos de inspección entre las cámaras 2-3, 5-6 y en el estribo derecho. En la figura 5.7, resumen de los gráficos mostrados en anexo A, se han incorporado las líneas de tendencias de distintas curvas obtenidas, a modo de visualizar comportamiento del valor de NCPT din a través del tiempo. resultados obtenidos muestran que la resistencia a penetración de las arenas de relaves ha experimentado notorio incremento con el tiempo. Este incremento atribuible al efecto de envejecimiento.
el las el Los la un es
En estos gráficos se puede observar claramente un incremento, en los valores de resistencia a la penetración en los postes 16 y 40, y en menor grado en el poste 120. Este aumento es prácticamente constante en los resultados entre los años 1992, 1997, 2000 y 2002, que arrojan incrementos de N entre 15 y 23 aproximadamente. Por otro lado, el incremento de N entre los años 1991-1992 fue del orden de 8 golpes. Este aumento en la resistencia puede deberse, entre otras causas, al hecho de que el tranque ha crecido entre los años 1991-2002, entre 8 y 10 metros, por lo tanto la tensión efectiva de confinamiento es mayor. Además están actuando todos los otros factores antes señalados relacionados con el efecto de envejecimiento, incluyendo los recientes eventos sísmicos ocurridos en Copiapó. Se ha notado que la presión de confinamiento, a partir de cierto nivel, no genera mayores incrementos en la resistencia a la penetración, lo que hace pensar que su efecto sobre los valores de N es limitado. Esta situación se aprecia
121
claramente en los puntos grandes profundidades.
de
ensayo
que
se
han
alcanzado
En el caso del estribo derecho se ha observado un incremento en los valores de resistencia a la penetración, los que no son atribuibles a una mayor presión de confinamiento ya que no ha existido un aumento en la altura del muro durante los últimos años, sino que sería atribuible a otros factores, pero más probablemente al importante grado de secamiento que presentaban las arenas al momento de la realización del ensayo. Por otra parte, el incremento en el índice de resistencia a la penetración, implicaría cambios significativos en las propiedades dinámicas de las arenas de relaves en función del tiempo que se podrían traducir en resistencias cíclicas relativamente altas. Este aumento se puede cuantificar mediante la determinación del parámetro Φ de las arenas, para todos los años de seguimiento geotécnico, a partir de los valores de NCPT de campo corregidos y correlacionados. Aumento de la resistencia a la penetración. Poste 40 A. AR
Aumento de la resistencia a la penetración. Poste 16 A.AR Nº de Golpes 0
10
20
30
40
50
60
70
80
9 0 1 0 0 1 10 1 20 1 3 0 1 4 0 1 5 0 16 0 17 0 1 80 1 90 2 0 0 21 0
0,0 0,3 0,6 0,9 1,2 1,5 1,8 2,1 2,4 2,7 3,0 3,3 3,6 3,9 4,2 4,5 4,8 5,1 5,4 5,7 6,0 6,3 6,6 6,9 7,2 7,5 7,8 8,1 8,4 8,7 9,0 9,3 9,6 9,9 10,2 10,5 10,8 11,1 11,4 11,7 12,0 12,3 12,6 12,9 13,2 13,5
Nº de Golpes 0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
1 00
1 10 10
1 20 20
1 30 30
1 40 40
1 50
1 60 60
1 70 70
1 80 80
0,0 0,3 0,6 0,9 1,2 1,5 1,8 2,1 2,4 2,7 3,0 3,3 3,6 3,9 4,2 4,5 4,8 5,1 5,4 5,7 6,0 6,3 6,6 6,9 7,2 7,5 7,8 8,1 8,4 8,7 9,0 9,3 9,6 9,9 10,2 10,5 10,8 11,1 11,4 11,7 12,0 12,3 12,6 12,9 13,2 13,5 13,8 14,1 14,4 14,7 15,0 15,3 15,6 15,9 16,2 16,5 16,8 17,1 17,4 17,7 18,0 18,3 18,6 18,9 19,2 19,5 19,8 20,1 20,4 20,7 21,0
) t m ( d a d i d n u f o r P
) t m ( d a d i d n u f o r P
1992
1997
2000
2002
1992
Aumento de la resistencia a la penetración. Poste 120 A.AR
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
11 0
120
130
0,0 0,3 0,6 0,9 1,2 1,5 1,8 2,1 2,4 2,7 3,0 3,3 3,6 3,9 4,2 4,5 4,8 5,1 5,4 5,7 6,0 6,3 6,6 6,9 7,2 7,5 7,8 8,1 8,4 8,7 9,0 9,3 9,6 9,9 10,2 10,5 10,8 11,1 11,4 11,7 12,0 12,3 12,6 12,9 13,2 13,5 13,8 14,1 14,4 14,7 15,0 15,3 15,6 15,9 16,2 16,5 16,8 17,1 17,4 17,7 18,0 18,3 18,6 18,9 19,2 19,5 19,8 20,1 20,4 20,7 21,0
140
) t m ( d a d i d n u f o r P
) t m ( d a d i d n u f o r P
1 99 2
1 99 7
20 0 0
2002
Nº de Golpes
150
0
1 99 1
20 0 0
Aumento de la resistencia a la penetración. Cámara 5-6
Nº de Golpes 0
1997
20 02
1 0
2 0
3 0
4 0
5 0
6 0
7 0
8 0
9 0
1 00 00
1 10
1 20
1 30
0,0 0,3 0,6 0,9 1,2 1,5 1,8 2,1 2,4 2,7 3,0 3,3 3,6 3,9 4,2 4,5 4,8 5,1 5,4 5,7 6,0 6,3 6,6 6,9 7,2 7,5 7,8 8,1 8,4 8,7 9,0 9,3 9,6 9,9 10,2 10,5 10,8 11,1 11,4 11,7 12,0 12,3 12,6 12,9 13,2 13,5 13,8 14,1 14,4 14,7 15,0 15,3 15,6 15,9 16,2
20 00 00
20 02 02
1 40
1 50 50
1 60
1 70
1 90 90
122
Aumento de la resistencia a la penetración. Cámaras 2 - 3
Aumento de la resistencia a la penetración. Estribo Derecho
Nº de Golpes 0
) t m ( d a d i d n u f o r P
10
20
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5.7
80
Nº de Golpes 90
100
11 1 10
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13 1 30
0
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13 130
14 1 40
0 0,3 0,6 0,9 1,2 1,5 1,8 2,1 2,4 2,7 3 3,3 3,6 3,9 ) t 4,2 m 4,5 ( 4,8 d 5,1 a d 5,4 i d 5,7 n 6 u 6,3 f o 6,6 r P 6,9 7,2 7,5 7,8 8,1 8,4 8,7 9 9,3 9,6 9,9 10,2 10,5 10,8 11,1
2 00 00 0
Figura
70
0,0 0,3 0,6 0,9 1,2 1,5 1,8 2,1 2,4 2,7 3,0 3,3 3,6 3,9 4,2 4,5 4,8 5,1 5,4 5,7 6,0 6,3 6,6 6,9 7,2 7,5 7,8 8,1 8,4 8,7 9,0 9,3 9,6 9,9 10,2 10,5 10,8 11,1 11,4 11,7 12,0 12,3 12,6 12,9 13,2 13,5 13,8 14,1 14,4 14,7 15,0
20 00 00
2 00 00 2
Cuantificación del aumento de penetración, NCPT dín .Cámara 2-3.
la
20 02 02
resistencia
a
la
5.4.4. Determinación del ángulo de fricción interna de las arenas. A partir de los valores del índice de penetración Standard determinados en los sondajes y utilizando las ecuaciones 4.5 a-f, se estimó el ángulo de fricción interna de las arenas de relaves existentes en el tranque. Es importante señalar que se asumió que el equipo de penetración empleado es de similares características al que se utilizó para determinar las correlaciones entre el número de golpes y el ángulo de fricción interna de las arenas. Las formulaciones utilizadas en estas estimaciones son las siguientes. - Corrección por sobrecarga para 1 atm., presión vertical efectiva según ecuaciones 4.5 a-k. - Corrección por energía. Se ha considerado que el equipo empleado para la realización de los ensayos tiene una eficiencia de 55% de la energía total por lo tanto se obtiene:
( N 1 )45 = (N 1 ) ⋅
55 45
Los resultados obtenidos, después de realizar esta corrección sobre los valores de ( N 1 ) , son mostrados en el anexo B. - La densidad in-situ se estimó a partir de la base de datos correspondiente al control de operación del tranque. - El ángulo de fricción interna se estimó a parir del índice de penetración Estándar, mediante las ecuaciones 4.17 a-f. - Basándose en los registros de los ensayos, se calcularon valores promedios para el ángulo de fricción interna, para
123
cada punto muestreado, utilizando propuesta por Bowles en 1995.
∑ H i tg Φ i Φ = arctg i H i ∑ i
la
siguiente
expresión
Ec. (5.1)
donde: H i = espesor del estrato i-ésimo.
Φ i = ángulo de fricción del estrato i-ésimo. Los gráficos presentados en el anexo B muestran los valores de NSPT de campo y corregidos por sobrecarga y energía. Estas correcciones son necesarias para utilizar las correlaciones establecidas, presentadas en el capítulos cuatro, para obtener el ángulo de fricción interna entre las partículas a partir de los valores NSPT . Los resultados obtenidos, para cada año analizado, se muestran en la tabla 5.4. Tabla 5.4. Incremento de los valores del ángulo de fricción Φ entre los años 1991-2002. Añ o
199 1 199 2 199 7 2 00 0 2 002
Poste 16
-
28
29
33
38
Poste 40
-
30
31
29
33
Pos t e 12 0 A. AR
29
28
29
31
33
Pos t e 12 0 A. AB
-
-
-
-
34
Cámara 5-6
-
-
-
35
32
Cámara 2-3
-
-
-
32
33
Est. Derecho
-
-
-
30
33
Se puede apreciar claramente que el valor de Φ ha evolucionado positivamente en el tiempo. Esta evolución es un antecedente importante a considerar en los futuros análisis de estabilidad del tranque, puesto que se estaría registrando un mejoramiento del comportamiento estructural estático y sísmico del prisma resistente del tranque de arenas de relaves.
5.5. ENSAYOS PLACA DE CARGA. Dentro de la campaña realizada durante el mes de enero de 2002 se realizaron dos ensayos placa de carga, uno de los cuales se realizó en una zona del coronamiento del prisma resistente donde recientemente se había depositado y compactado relave y el otro, en una zona donde la arena ya tenía mucho más tiempo de haber sido compactada. La elección de estas zonas de ensayo, mostradas en la figura 5.8, pasó por determinar el
124
comportamiento esfuerzo-deformación de las arenas de relaves con distintas condiciones de humedad. A partir de esta información es posible estimar mediante un retro-análisis el ángulo de fricción interna de las arenas, Φ , y un valor de cohesión, c , empleando para ello la fórmula propuesta por Terzaghi para capacidad última portante de los suelos y considerando las modificaciones realizadas por Kumbhojkar (1993) para la determinación de los factores de capacidad de carga. Para tal efecto el valor máximo de carga obtenido desde el ensayo placa de carga es asumido como la resistencia última de las arenas de relaves ensayos. En el anexo C se presentan los gráficos tenso-deformacionales obtenidos desde los puntos ensayados.
Pto. 1 2
Humedad in-Situ
Φ
Natural Semisaturada
35 35
(cm)
1
2
Figura 5.8.
Ubicación de los puntos de ensayo de placa de carga. Enero 2002.
5.5.1. Realización de ensayos placa de carga.
Es importante señalar que para la realización del ensayo fue necesario la construcción de un antepozo con el objetivo el remover el material superficial poco representativo, alcanzando una profundidad media de 0.5 mt. En el antepozo se dispuso de un camión tolva cargado con material de empréstito que actuó como carga de lastre de 20 ton de peso aproximadamente. Bajo la parte trasera del camión se instaló un catre porta-diales con la finalidad de instalar tres diales micrométricos que permitieron registrar las deformaciones durante la aplicación de los escalones de
125
carga. A continuación la superficie de relaves expuesta fue nivelada mediante una capa de arena estandarizada. Sobre esta superficie se instaló la placa soportante de 35 cm de diámetro, y mediante un gato hidráulico provisto de un anillo de carga de 60 KN de capacidad, se comenzó a transmitir los escalones de carga a las arenas de relaves. Antes de iniciar el ensayo se aplicó una carga inicial de acomodo para asegurar un buen apoyo del sistema y de la placa soportante del ensayo. El ensayo fue de esfuerzo controlado, que consiste en la aplicación de crecientes escalones de carga con el registro de las deformaciones para cada uno de ellos. Se alcanzó para ambos ensayos un esfuerzo máximo de 5 kg/cm2, en incrementos de 0,20 kg/cm2 para cada ciclo de carga, finalizando con un ciclo de descarga hasta el valor de esfuerzo que fue empleado para ajustar en cero los diales. En ambos casos, es decir para las arenas recién depositadas y para las que ya llevaban bastaste tiempo de haber sido depositadas, se alcanzaron estados de deformación de 3.0 y 1.35 mm respectivamente.
5.5.2.
Análisis
de
los
resultados. Los
gráficos y resultados obtenidos desde los retro-análisis, para las dos situaciones analizadas, son presentados en el anexo C. De ellos se concluye que las arenas de relaves que conforman el prisma resistente del tranque en estudio presentan un comportamiento predominantemente elástico para los niveles de carga aplicados sin poder determinar el límite elástico o punto de fluencia del material, el que puede ser considerado como su capacidad portante última. Para tal efecto sería ideal emplear placas de diámetros mayores a los diámetros estandarizados y por ende una sobrecarga mayor, pero el riesgo asociado a realizar el ensayo bajo esas condiciones es elevado, como también lo son los costos.
Sin embargo de igual manera se realizaron los retro-análisis empleando la tensión obtenida desde el último escalón de carga aplicado, obteniendo los valores del ángulo de fricción interna y una posible cohesión aparente que son mostrados en la tabla 5.5. Es importante señalar que los valores obtenidos de los parámetros resistentes fueron contrastados, por una parte, con los que se obtuvieron desde las correlaciones establecidas para los valores NSPT y con valores obtenidos en otros tranques de arenas de relaves de la misma naturaleza mineralógica. Tabla 5.5. Resultados obtenidos desde el retro-análisis.
φ (°) 2
C (t/m )
29 30 31 32 0,9 5 0 ,9 5 0 ,85 0, 75
33 0 ,65
34 0, 59
35 0, 5 5
36 37 38 0,4 8 0,4 1 0, 34
126
Es importante señalar que debido a la finura de la arena, la cohesión aparente que puede apreciarse en cortes y calicatas es atribuible a la tensión superficial por humedad. Aún cuando en muchos casos no es considerada, esta cohesión puede ser una componente significativa de la resistencia. Como en la práctica es muy difícil determinar la magnitud de la cohesión aparente, ésta fue estimada mediante el retroanálisis anteriormente desarrollado, asumiendo una situación de equilibrio límite. Sin embargo hay que tener presente que esta cohesión desaparece una vez que las arenas entran en un estado de saturación.
5.6. PARÁMETROS RESISTENTES ESTIMADOS PARA LAS ARENAS DE RELAVES. Los valores de los parámetros resistentes de las arenas de relaves, que serán empleados en los análisis de estabilidad de taludes, obtenidos por una parte desde las correlaciones establecidas para obtener el ángulo de fricción interna a partir de los valores NSPT y por otra parte desde los retroanálisis, empleando el valor del límite elástico obtenido desde el ensayo placa de carga, para estimar la cohesión, son los que se presentan a continuación. Tabla 5.6. Parámetros geotécnicos estimados para las arenas de relaves.
φ (°) 2
C (t/m )
Poste 16
Poste 40
Poste 120 A.AR
Poste 120 A.AB
Cámara 5-6
Cámara 2-3
Estribo Derecho
38 0.41
33 0.75
33 0.75
34 0.65
32 0.75
33 0.75
33 0.65
El ángulo de fricción obtenido y la cohesión son razonables, ya que coinciden con el rango de valores en que varían comúnmente estos parámetros en tranques de similar naturaleza. Sin embrago es importante señalar, que el alto valor de φ obtenido en el poste 16 se debe a una situación excepcional debido a la alta resistencia a la penetración obtenida durante la realización de los ensayos.
5.7. ANÁLISIS DE RIESGO SÍSMICO. El análisis del riesgo sísmico de la zona se obtuvo desde el trabajo, Vulnerabilidad sísmica de las ciudades del norte de Chile: Arica, Antofagasta y Copiapó , presentado durante las VIII Jornadas Chilenas de Sismología e Ingeniería Antisísmica. Este trabajo se basa en extensos estudios geológicos y otros menores desde el punto de vista geotécnico existentes en la región, se caracterizaron las condiciones de sitio en cada lugar. Los suelos son separados, de acuerdo a su diferente comportamiento sísmico. Entre los parámetros considerados, están la densidad, granulometría, compacidad y potencia, que es la profundidad de la roca basal.
127
La zonificación geotécnica de la cuidad de Copiapó se presenta en la figura 5.9. De acuerdo a la información de sismicidad de la región norte de Chile, y a estudios realizados, que indican una zona potencial de ruptura entre los paralelos 27 y 29 S, se estimó que el sismo máximo probable tendría características mostradas en la tabla 5.7.
Figura 5.9. Distribución de suelos para Copiapó. Fuente. VIII jornadas Chilenas antisísmica. ACHISINA 2002.
de
sismología
e
ingeniería
Tabla 5.7. Parámetros del sismo de diseño considerados. Localidad Magnitud Distancia Distancia Richter Epicentral Hipocentral Copiapó
8,0
80 Km.
La frecuencia del sismo de diseño es ecuación 2.10, con lo que se obtiene:
45 Km. obtenida
aplicando
la
log N = 6,68 − 1,03 ⋅ M N = 0,0275
Es decir, en un período de 100 años se presentarían aproximadamente 3 sismos de magnitud 8 en la escala de Richter, con un período de retorno medio O , obtenido mediante la
128
ecuación (2.11), de 36,31 años y una probabilidad de excedencia R , aplicando la ecuación 2.12, de 0,93. De acuerdo a la formula de atenuación de aceleraciones máximas de sismos chilenos registradas en suelos duros desarrollada por Labbé, Goldsack y Saragoni.
a máx
=
4920 ⋅ exp (0,8⋅ M )
( R + 25)
2
(cm seg ) 2
Considerando una magnitud Richter (M) de 8,0 y los parámetros sísmicos presentados en la tabla 5.5 se obtiene una aceleración máxima de 0,33g para el sitio en estudio. Este valor se aproxima al de 0.3g para aceleración máxima efectiva ( Ao ) recomendado en la NCh 433 Of. 96, para la zona sísmica 2. Sin embargo, debido a que el lugar de emplazamiento del tranque esta en el límite entre las zonas 2 y 3 se podría considerar de manera conservadora un valor de Ao igual a 0.4g, pero esto implicaría obtener diseños sobredimensionados. Considerando el valor de 0.33g como aceleración máxima, se obtiene, aplicando la ecuación 2.16, un valor referencial de la intensidad probable de I = VIII . Este valor coincide con el mapa de intensidades para Copiapó presentado en las VIII jornadas Chilenas de sismología e ingeniería antisísmica, mostrado en la siguiente figura.
Figura 5.10. Mapa de Intensidades para Copiapó. Fuente. VIII Jornadas Chilenas antisísmica. ACHISINA 2002.
de
sismología
e
ingeniería
129
5.8. APLICACIÓN DEL REGLAMENTO DE TRANQUES DE RELAVES.
CONSTRUCCIÓN Y
OPERACIÓN DE
5.8.1. Determinación de la distancia peligrosa.
De acuerdo al artículo 45 del D.S N°86 de 1970, la distancia peligrosa D está definida por la siguiente expresión: D (Km ) = 2 ⋅ 10 -6 ⋅ T ⋅ i
Ec.(5.2 )
A (años ) = (1 + 3.68 ⋅ ∆h ) (1 + 3.68 ⋅ ∆h ) 4.32
Ec.(5.3 )
T (ton ) = A ⋅ t
donde: A =
Cantidad licuefacción.
de
años
de
producción
susceptible
de
i (% ) =
Pendiente hidráulica según la trayectoria que describirán los derrames de aguas bajo de la zona lamosa, virtualmente susceptibles de licuefacción por sismo. t = = (Ton año ) : Producción anual de relaves.
∆h = Aumento anual de la cota del embalse. Conforme a los datos obtenidos del proyecto, la producción anual de relaves se estimó en 921.600 T/año, con la que se obtuvo una curva de crecimiento estimada del prisma resistente, la que se muestra en la figura 5.11. Curva de crecimiento estimada estimada del prima resistente. 500
o 495 t n 490 e i m485 a n 480 o r 475 o c 470 a 465 t o 460 C 455 0
1
2
3
4
5
6
7
8
9 10 11 12 13 13 14 15 16 17 18 19 19 20 21 22 23 24 24 25 26 27 28 29 29 30 31
Vida útil
Figura 5.11. Curva de crecimiento estimada del prisma resistente. Fuente. Tranque de relaves N°3. Planta M.A Matta. Memoria de proyecto. Abril, 1996. Rowe & Asoc. Considerando lo anterior, en la tabla 5.8 se indican los valores de la distancia peligrosa D en función de la producción de relaves, para un período que va desde el inicio de la operación hasta el término de su operación, y considerando inicialmente una ampliación de 5 años en su vida útil.
130
Tabla 5.8. Determinación de la distancia peligrosa D , según artículo 45 del D.S N° 86 de 1970. Período Período (añ o)
Cota Embalse Embalse (m)
h (m)
A (años)
T (ton)
D ( Km )
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29
460,00 464,39 466,60 468,35 469,65 470,88 472,00 473,08 474,14 475,17 476,18 477,18 478,15 479,12 480,07 481,00 481,79 482,55 483,29 484,00 484,71 485,39 486,06 486,71 487,34 487,97 488,58 489,18 489,77 490,35
0,0 0 4,3 9 2,2 1 1,7 5 1,3 0 1,2 3 1,1 2 1,0 8 1,0 6 1,0 3 1,0 1 1,0 0 0,9 7 0,9 7 0,9 5 0,9 3 0,7 9 0,7 6 0,7 4 0,7 2 0,7 0 0,6 8 0,6 7 0,6 5 0,6 4 0,6 2 0,6 1 0,6 0 0,5 9 0,5 8
3,97 2,11 1,72 1,34 1,28 1,19 1,15 1,13 1,11 1,09 1,08 1,06 1,06 1,04 1,02 0,90 0,88 0,86 0,84 0,83 0,81 0,80 0,79 0,77 0,76 0,75 0,74 0,73 0,72
36597 76 19483 31 15872 00 12339 20 11789 65 10926 08 10612 05 10455 04 10219 52 10062 51 99 840 0 97 484 8 97 484 8 95 914 7 94 344 5 82 988 4 81 099 0 79 370 6 77 781 8 76 314 7 74 954 6 73 689 1 72 507 8 71 401 7 70 363 3 69 385 9 68 463 8 67 592 0 66 766 1
7,32 3,90 3,17 2,47 2,36 2,19 2,12 2,09 2,04 2,01 2,00 1,95 1,95 1,92 1,89 1,66 1,62 1,59 1,56 1,53 1,50 1,47 1,45 1,43 1,41 1,39 1,37 1,35 1,34
el
Por lo tanto, para la determinación del coeficiente sísmico de diseño se emplear una distancia peligrosa de 1.34 Km, la que correspondería a la del término de la vida útil del depósito. . 5.8.2. Determinación del factor de seguridad
De acuerdo con el artículo 38 del D.S N° 86 el valor de coeficiente sísmico a que se utilizará para el estudio de la estabilidad del talud aguas abajo del tranque de relaves deberá cumplir con la siguiente expresión: a = 0.05 x log (100 + h)
Ec. (5.4 )
donde: h = número de habitantes al final de la vida útil del tranque
de relaves peligrosa.
en
la
zona
comprendida
dentro
de
la
distancia
Con el objetivo de establecer la población total asentada aguas abajo del tranque al término de la ampliación de su vida útil y que quedaría comprendida dentro de la zona delimitada por la distancia peligrosa, D , se recurrió a los últimos datos censados y proyecciones de población elaborados por el INE, llegando a un valor estimativo de 4700 habitantes. Por lo tanto el coeficiente sísmico de diseño es: a = 0.184
De acuerdo con lo artículo 38 del D.S N° 86 el factor de seguridad al deslizamiento del prisma resistente deberá calcularse con la siguiente expresión: F.S =
1 − a ⋅ tg β a
+ tg β
⋅ tg φ ⋅
γ s
− γ w γ s
Ec. (5.5)
131
Donde: F .S = Factor de seguridad. a = Coeficiente sísmico. β = Ángulo máximo del talud externo por la horizontal.
Φ = Ángulo de fricción interna. γ s = Densidad saturada del macizo. γ w = Densidad del agua
En el caso que se garantice el drenaje total del macizo resistente mediante sistema adecuados de drenaje, el artículo N° 39 del D.S 86 permite calculare el factor de seguridad mediante la relación modificada: F.S =
1 − a ⋅ tg β a
+ tg β
⋅ tg φ
Ec. (5.6 )
Conforme a lo indicado en los párrafos anteriores, en el caso del estudio sería aplicable esta última ecuación con los siguientes valores: a = 0.184 tg β = 0.286 tgΦ = 0.649
luego el factor de seguridad ( F .S ) , considerando un aumento de 5 mts en la cota de coronamiento, es: F.S = 1.37
valor mayor que el mínimo exigido según el artículo 38 del D.S N° 86, el que es de F.S = 1,20
5.8.3. Ángulo de talud límite.
De acuerdo con el artículo N° 39 del D.S N°86, el valor límite del talud aguas abajo del muro de arenas para el caso del prisma resistente, totalmente drenado, está determinado por la relación: β lim = Φ
− arctg a
Ec.(5.8)
Para este caso, de acuerdo con los antecedentes obtiene: β lim = 22.57 tg β = 0.416 Talud = 1:2.41
expuestos, se
132
Se observa que el talud real (1:3.5) es inferior al talud límite admisible. Este cálculo permite verificar que el diseño cumpla con las disposiciones del D.S N°86 con factor de seguridad y al ángulo límite, que es ángulo que presenta el talud aguas abajo resistente.
del tranque respecto al superior al del prisma
5.9. ANÁLISIS DE LICUEFACCIÓN. En primer lugar, es importante señalar que bajo las condiciones actuales, se descarta cualquier posibilidad de licuefacción del prisma resistente. Esta afirmación se basa en que durante el monitoreo de los piezómetros instalados en el tranque no se ha registrado la presencia de nivel freático o líneas de flujo que atraviesen el prisma, condición necesaria para que se genere la licuefacción. Por lo tanto los siguientes análisis fueron realizados solamente con un fin teórico, considerando las condiciones más desfavorables para que se produzca licuefacción. Con la información de los ensayos de penetración dinámica, obtenida durante la campaña realizada durante el presente año, se procedió a realizar el análisis del potencial de licuefacción en el prisma resistente del tranque, utilizando como herramienta de cálculo el Software LIQUITER, que emplea el Procedimiento Simplificado de Seed, y una planilla de cálculo desarrollada, considerando las últimas recomendaciones del National Center Earthquaker Engineering Research, NCEER 1996. Las condiciones más desfavorables consideradas para el cálculo del potencial de licuefacción son: un sismo con magnitud Richter 8, una aceleración máxima de 0,33g obtenida desde las fórmulas de atenuación utilizadas y una línea de flujo a través del prisma resistente, asumida en las hipótesis de proyecto.
5.9.1. Metodología de cálculo. A partir de los valores NCPT din obtenidos en los sondajes se determinó el potencial de licuefacción de las arenas de relaves que componen el tranque mediante una planilla de cálculo, basándose en las últimas recomendaciones de NCEER, 1996. Es importante señalar que se asumió que el equipo de penetración empleado es de similares características al utilizado en las investigaciones realizadas para determinar las correlaciones entre el número de golpes y la resistencia cíclica de las arenas. Los criterios considerados en estos análisis son los detallados. - Correlación de los valores NCPT din con NSPT utilizando la ecuación 4.14. - Estimación de una posible línea de flujo influenciada por el dren basal que presenta el tranque.
133
- Estimación de la densidad in-situ a partir de la realización de un análisis estadístico de la base de datos correspondiente al control de operación del tranque. - Corrección por sobrecarga para 1 atm., presión vertical efectiva según ecuaciones 4.5 a-k. - Corrección por energía. Se ha considerado que el equipo empleado para la realización de los ensayos tiene una eficiencia del 55% de la energía total por lo tanto se obtiene:
( N 1 )60 = (N 1 ) ⋅
55 60
- Corrección de los valores de ( N 1 )60 por contenido de finos utilizando la ecuación 4.11 a-f. Cabe señalar que esta corrección es una recomendación del NCEER 1996, por lo tanto ha sido sólo es considerada en las planillas de cálculo desarrolladas para el cálculo del potencial de licuefacción. - Obtención del factor de reducción de esfuerzos, las ecuaciones 3.4 a-d.
r d
, mediante
- Cálculo de la razón de esfuerzo cíclico, CSR , utilizando la ecuación 3.3. - Obtención de CRR desde el ábaco desarrollad por Seed & Cetin, 2001. considerando una probabilidad de ocurrencia de licuefacción de 95%. - Una vez determinados la razón de esfuerzo cíclico, CSR , y la razón de resistencia cíclica, CRR , se procede a determinar el factor de seguridad, F .S , a la licuefacción. -
Corrección del F .S , normalizando la magnitud del sismo considerado a la magnitud estándar, mediante el factor MSF , utilizando los valores mostrados en la tabla 3.10.
- Corrección de F .S por esfuerzos efectivos de sobrecarga, mediante la ecuación 3.9 y/o la figura 3.11. El anexo D se presentan los resultados de estos análisis. Como ya se dijo, además se realizó un análisis mediante el software LIQUITER (Geo&software International), permitiendo así la comparación y validación de los resultados obtenidos mediante la aplicación de las planillas cálculo desarrolladas. Para la utilización de este programa y la obtención de los parámetros, también fue necesaria la aplicación de ciertos criterios. Estos criterios son los que se presentan . - La granulometría, específicamente el D50 se estimó mediante la interpolación y análisis estadístico de los resultados correspondiente al control de operación del tranque.
134
- Determinación densidad relativa mediante correlaciones con el valor de Proctor normal y la figura 4.11 según los valores de ( N 1 )60 . - Determinación densidad in-situ y densidad saturada. La densidad in-situ se estimó a partir de la base de datos correspondiente al control de operación del tranque y cuyos valores son presentados en la tabla 5.3. La densidad saturada se obtuvo mediante el desarrollo de propiedades índices. . 5.9.2. Descripción del software LIQUITER
El programa LIQUITER determina el factor de seguridad a la licuefacción de terrenos no cohesivos saturados sujetos a acciones sísmicas. El método de cálculo utilizado es el Procedimiento Simplificado de Seed & Idriss que requiere el conocimiento de pocos parámetros geotécnicos de uso corriente y de los parámetros sísmicos necesarios para estimar el esfuerzo cíclico inducido por el terremoto.
La verificación se basa en la determinación del factor de resistencia a la licuefacción calculado como el cuociente entre el esfuerzo de corte límite que induce a la licuefacción y el esfuerzo de corte máximo inducido por el sismo, prescindiendo de la variación de las presiones intersticiales y de las deformaciones que se desarrollan durante el propio sismo. La resistencia a la licuefacción se cuantifica en función de la magnitud sismo, del número de golpes NSPT , de la presión vertical efectiva y de la densidad relativa utilizando las correlaciones entre relación de esfuerzo cíclico y número de golpes observados en terrenos que hayan dado lugar a fenómenos de licuefacción y no licuefacción durante sismos reales.
Figura 5.12. Programa LIQUITER (Geo&soft International). En los análisis no se realizaron cálculos sobre el nivel freático, ya que el terreno no estaría en condiciones de saturación por capilaridad. Un ejemplo bastante representativo de todos los resultados de los análisis de licuefacción realizados utilizando este software, es el que se presenta en la figura 5.13.
135
Universidad Católica de Valparaíso Escuela de Ingeniería en Construcción Proyecto FONDEF Planta M.A Matta Tranque N° 3 Análisis de Licuefacción Año 2002
0
0
50
100
1 50
200
0
10
20
30
40
250 S 50 N
>>1.3 >>1.3 >>1.3 >>1.3 >>1.3 >>1.3 >>1.3 >>1.3 >>1.3 >>1.3 >>1.3
1
2
3
4
5
6
>>1.3 7
8
9
>>1.3 >>1.3 0 1
>>1.3 >>1.3
1 1
2 1
3 1
Z
0
1
2
3
4
5 F
(N) Nspt
(S) Tensión vert. totale [kN/m²]
F S< 1. 0
F S< 1. 3
(N) Nspt correctos
(S) Tensión vert. eficaz [kN/m²]
F S< 5. 0
F S> 5. 0
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Figura 5.13.: Análisis de liquefacción del prisma resistente. Poste 16 Aguas Arriba. Campaña Enero 2002. Software Liquiter (Geo&soft international). Los análisis efectuados permiten descartar la posibilidad de una licuefacción de carácter masivo bajo las condiciones actuales de saturación y compactación el prisma resistente durante sismos intensos de magnitud Richter de 8, como el que se consideró en el análisis. Esta situación se da en toda la extensión del tranque analizado, salvo el estribo derecho, que por la baja resistencia a la penetración y las condiciones de saturación observadas, presentaría un potencial de licuefacción. Esta situación fue informada a la administración de Planta Matta, la que procedió a aplicar medidas correctivas, que incluyeron remoción y recompactación del material depositado en esa zona. Sin embargo, es importante señalar que si bien existe una importante masa de suelo que no licuaría ya que se encuentra en condiciones de no saturación, según el nivel freático teórico, esta podría sufrir una densificación ante la acción del sismo considerado en el diseño, específicamente en los sectores que presentó una la baja resistencia a la penetración. Además estas zonas son potencialmente licuables en condiciones de saturación.
5.10. ANÁLISIS DE ESTABILIDAD DE TALUDES. En este apartado, se efectúan los análisis de estabilidad de taludes correspondientes al muro de arenas que conforma el tranque. Con el propósito de establecer el nivel de seguridad de la obra, se han realizado una serie de evaluaciones de la estabilidad de los taludes, tomando como perfiles representativos los generados
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por la ubicación de los ensayos de penetración realizados. En la siguiente figura se presenta la ubicación de los perfiles analizados.
Perfil Estribo Der Perfil Derecho echo
Perfil Cám Cámara ara 2−3
Zona de Lamas
Perfil Cá Cámara mara 5−6
Perfil Poste 120 Perfil Perfil Post Poste e 40
Figura 5.14. Ubicación de los perfiles analizados. La evaluación de la estabilidad del tranque se ha efectuado empleando métodos estáticos y pseudo-estáticos a través del análisis de círculos de deslizamiento, utilizando como herramienta el software GSLOPE (Mitre Software Corporation Canadá). La estabilidad estática se ha Bishop simplificado, que como métodos de equilibrio límite análisis de estabilidad de determinar el F.S asociado potenciales de falla.
evaluado aplicando el método de ya se ha dicho, es uno de los más comúnmente usado en los taludes. El método permite a las diferentes superficies
Por su parte, la estabilidad sísmica, evaluada mediante análisis pseudo-estáticos, se ha determinado a partir de la modificación al método de Bishop simplificado, en que las cargas sísmicas se incorporan a través de un coeficiente sísmico horizontal. En ambos casos se ha considerado la posibilidad de un nivel freático que pueda desarrollar un régimen de presión de poros con influencia en la estabilidad general de la obra, situación que no representa la condición real del tranque. Para tal efecto, se han utilizado las mallas de escurrimiento consideradas en el diseño del proyecto, lo que ha permitido obtener los antecedentes para evaluación de la presión de poros. el considerar este nivel freático, busca simular una situación desfavorable e improbable que se podría generar en el tranque por exceso de agua en la cubeta dado por inusuales eventos hidrológicos o por una mal manejo de las aguas a recircular. El ángulo de roce interno de las arenas de relaves que conforman el prisma resistente, se obtuvo a partir de los ensayos de penetración CPT din realizados, tal como se explicó en el acápite
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5.4.4. En el caso de la cohesión, de manera conservadora, fue estimada desde los retro-análisis realizados a partir de los ensayos placa de carga. La densidad in-situ, se estimó a partir de la base de datos correspondiente al control de operación del tranque. Según las consideraciones antes señaladas, se establecieron los siguientes parámetros para el cálculo de la estabilidad de los taludes. Tabla 5.9. Parámetros geotécnicos de las arenas de relaves. Parámetros
γt
(ton/m3) Φ (°) c (Kg./cm2)
Poste 16 1.84 37 0.41
Poste 40 1.84 32 0.75
Poste 120 1.84 33 0.75
Cámara 5-6 1.84 32 0.75
Cámara 2-3 1.84 32 0.75
Estribo derecho 1.84 33 0.65
Dentro del análisis de estabilidad de taludes, para el caso sísmico se ha trabajado considerando tres escenarios para la determinación del coeficiente de aceleración sísmico necesario para los análisis pseudo-estáticos, de acuerdo a los antecedentes recogidos. El primero considera que como Copiapó se encuentra ubicado entre las zonas sísmicas 2 y 3 según la NCH 433. Of. 96, se puede considerar una aceleración máxima efectiva, A0, de 0.3g o 0,4g, respectivamente. Como un terremoto produce una aceleración máxima, la que puede actuar en una porción menor que un segundo, una vez producido el desplazamiento de la masa está es acelerada con una aceleración menor que la máxima generada por el sismo. Un coeficiente sísmico (C.S) razonable en los análisis pseudo-estáticos es casi siempre menor que el correspondiente a la máxima aceleración esperada del sismo; esto implica aceptar fallas intermitentes cada vez que la aceleración sísmica sobrepase la correspondiente al coeficiente sísmico. Criterios actuales ampliamente compartidos, utilizan coeficientes sísmicos con valores de 1/2 de la aceleración máxima efectiva. Teniendo en cuenta esto último, sería razonable emplear un coeficiente de 0.2. Un segundo escenario es seguir las recomendaciones del Comité Técnico TC5, Subcomité SC9 de la Sociedad Internacional de Mecánicas de Suelos, en cuanto a aplicar coeficientes sísmicos de 0.2 en tranques de relaves de situaciones como la de este estudio. El tercer escenario corresponde a la utilización de los valores de aceleración obtenidos de la aplicación de las fórmulas de atenuación presentadas. Por otra parte es importante señalar que en la etapa de diseño del proyecto se consideró un rango para estimar el coeficiente sísmico de diseño, el que varió entre 0.2 y 0.25. Considerando estos criterios se ha decidido coeficiente sísmico (kh) de diseño de 0.2.
emplear
un
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Los análisis se efectuaron tanto con la geometría que presentaba el talud en el mes de Mayo de 2002 en los ejes definidos por los ensayos de penetración, como con la geometría definida por los perfiles tipos definidos en el proyecto. Además, considerando que el tranque se encuentra próximo a alcanzar la cota final de coronamiento establecida en el proyecto y que la estabilidad actual así lo permite, se analizó la estabilidad del tranque considerando un aumento de su altura en 5 metros por sobre la cota final de proyecto. Para este último análisis se consideraron, de forma conservadora, los parámetros resistentes actuales de las arenas. Se presentan en las tablas F.1 y F.2 un resumen con los resultados obtenidos desde los análisis de estabilidad de taludes y en el anexo F, los perfiles con sus respectivos círculos críticos. De los resultados obtenidos en estos análisis de estabilidad se desprende que actualmente el tranque es estable, tanto en condición estática como pseudo-estática, por lo que puede seguir en operación a pesar de haber cumplido en ciertos sectores su altura máxima de diseño. Por otro lado, según los resultados obtenidos de los análisis de la situación proyectada, es posible aumentar la altura del prisma resistente del tranque en 5 metros, lo que generaría benéficos económicos y un menor impacto ambiental, ya que evita la utilización de nuevos terrenos para la construcción de este tipo de estructuras el funcionamiento de la planta sin realizar nuevas inversiones por un período de tiempo más prolongado. Sin embargo, todo lo anterior es posible si se mantiene una buena operación durante la vida útil del tranque. En cuanto al valor del factor de seguridad mínimo 1.47, en condiciones sísmicas, obtenido en el poste 120 es mayor que 1.2, valor establecido como límite por el DS. N° 86. El software utilizado, GSLOPE, se basa en los métodos de Bishop modificado, 1955 y el simplificado de Janbu, 1956, que son dos de los métodos de equilibrio límite más utilizados para el análisis de estabilidad de taludes. Estos permiten encontrar el factor de seguridad en taludes de materiales arenosos y cohesivos. Además permite trabajar en taludes con reforzamiento de geosintéticos. GSLOPE puede modelar taludes que contienen múltiples estratos, permitiendo una amplia variedad de geometrías. Cada estrato puede tener su propia condición de presión de poros, la que puede ser especificada en términos de una línea piezométrica o como un valor de
Ru
.
Cada suelo presente en el talud es especificado en términos de su peso unitario total, cohesión efectiva, y ángulo de fricción efectivo. Pueden ser incluidos en un análisis más de veinte suelos, junto con más de cien estratos o reforzamientos. El coeficiente de interacción suelo-reforzamiento de cada suelo también puede ser especificado.
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Las sobrecargas pueden ser simuladas definiendo un material con un elevado peso unitario, pero con parámetros de resistencia nulos. La acción sísmica es considerada mediante un coeficiente sísmico generado por la aceleración horizontal. La figura 5.13 muestra a modo de ejemplo, el resultado de un análisis de estabilidad obtenido utilizando el software anteriormente descrito.
Figura 5.15. Programa GSLOPE (Mitre Software Corporation).
5.11. ANÁLISIS DE DEFORMACIONES. Con el objetivo de conocer una primera aproximación del grado de deformación o deslizamiento de un talud, ante la solicitación sísmica dada por el sismo de diseño considerado para la zona del tranque, se realizaron análisis de deformaciones. Para tal efecto se aplicaron los modelos propuestos por Ambreseys y Srbulov, 1994 y Makdisi & Seed, 1978, ambos basados en el método propuesto por Newmark, 1965. En primer lugar, para realizar el análisis de deformaciones del prisma resistente, es necesario calcular la aceleración crítica o de fluencia, a y , expresada en términos del ángulo del talud y el factor de seguridad estático mínimo calculado, contra el desplazamiento, en este caso 2.86, correspondiente al resultado obtenido en el perfil de la cámara 5-6. Mediante la ecuación 2.7 se obtiene a y : a y
= (2.86 − 1) ⋅ g ⋅ sin 15.32 a y
= 0.49 g
Luego, el coeficiente crítico k y considerado para la estimación de los desplazamientos, según la Con este dato, se puede realizar desplazamientos permanentes que caso de encontrarnos frente una
ecuación 2.6 es igual a 0.49. una primera estimación de los podrían afectar el talud, en rotura del tipo plana. Para
140
ésta estimación se ha utilizado la fórmula propuesta por Ambreseys y Srbulov (1994), ecuación 2.8, considerando un valor de a máx igual a 0.33g. La tabla 5.10 muestra los desplazamientos obtenidos para distintos valores de la razón de aceleración, siendo 1.48 el correspondiente al de este caso. Tabla 5.10. Desplazamientos estimados del prisma resistente según fórmula de Ambreseys y Srbulov, 1994.
(cm)
k
a y a máx
0.10
0,30
4,89
0.15
0,45
1,69
0.20
0,61
0,53
0.25
0,76
0,12
0.27
0,82
0,05
0.30
0,91
0,01
0.33
1,00
-
ρ
Debido al nivel de desplazamiento calculado, el descenso vertical o asentamiento por deslizamiento de talud posible de determinar mediante la ecuación 2.9 propuesta por Raj (1996) no es calculado, ya que su magnitud es insignificante. De la tabla se aprecia que para una relación de a y a máx mayor o igual a la unidad no se generan desplazamientos debido a que la aceleración de fluencia es mayor que la aceleración máxima considerada en el diseño. Es decir, la aceleración que produce una cierto nivel de falla de la estructura, FS<1, es menor que la aceleración considerada para su diseño. Esto último se traduce en un sobredimensionamiento del tranque, lo que a su vez implica mayores costos. Lógicamente, lo mismo sucede propuesta por Makdisi & Seed.
al
trabajar
con
la
gráfica
De acuerdo a estos resultados el seleccionar un coeficiente de aceleración de fluencia (ay) igual a 0.49g para los taludes del tranque sujeto a este sismo particular no generaría desplazamientos, lo que descarta la falla del tranque por este motivo. El comportamiento sísmico del tranque N°3 se pueden comparar con el respuesta sísmica observada por Jorge H. Troncoso en el tranque El Cobre N° 4 durante el terremoto del 3 de marzo de 1985, ya que la configuración de ambos tranques es muy similar. Este último, durante este evento sísmico, presentó un comportamiento satisfactorio, a pesar de que el factor de seguridad sísmico en algunos instantes durante la ocurrencia del terremoto fue menor a la unidad. Este tranque, como otros que soportaron los efectos del terremoto, sufrió agrietamientos en los relaves recién colocados
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sobre el talud aguas abajo y pequeños deslizamientos del talud aguas arriba debidos a la licuefacción de las lamas en contacto con este talud. Estos comportamientos se estiman como inevitables en un tranque en operación y dan fuerza a la conclusión de que el diseño sísmico de los tranques de relaves debe basarse en cálculos de deformaciones más que en factores de seguridad. Las deformaciones tolerables se deben definir en función del riesgo de vaciamiento de las lamas contenidas. Para definir estas deformaciones tolerables es necesario considerar el ancho del coronamiento, el ancho de la playa y la altura de la revancha como elementos de diseño de la mayor importancia, ya que sus dimensiones son la variable que permite aceptar desplazamientos previniendo el vaciamiento, por lo que estas dimensiones deben considerarse como críticas al momento de enfrentar un proyecto de diseño de un tranque de arenas de relaves.
