memoria ola final

ter,

UNIVERSIDAD DE LA SERENA FACULTAD DE INGENIERÍA

DEPARTAMENTO DE INGENIERÍA EN OBRAS CIVILES

“ANÁLISIS DINÁMICO DEL DEPÓSITO DE RELAVE DEL PROYECTO

ESPERANZA, EN LA REGIÓN DE ANTOFAGASTA.”

OSCAR MAURICIO LABARCA ALVARADO

Memoria para optar el titulo de:

INGENIERO CIVIL

COMISIÓN REVISORA

Dr. Ing. Mario Duran Lillo - Profesor Patrocinante.

Ing. Jaime Rodríguez Urquiza - Profesor Co-Patrocinante

Ing. Walter Mondaca Galvez . Académico de universidad de La Serena

La Serena-Chile, 2011

II

Agradecimientos Quiero expresar mis sinceros agradecimientos a quienes me ayudaron y apoyaron

en esta etapa de estudio.

A mi familia, mi Madre, mis tíos Hilda y Rodolfo que hoy ya no está con nosotros, a

cada uno de ellos dedico esta memoria, y gracias a su confianza y apoyo

incondicional permanente, fue posible llegar al fin del camino como estudiante y el

inicio como profesional.

A mi Padre que gracias a la realización de esta tesis se nos dio la oportunidad de

reencontrarnos.

A mi pareja y compañera Claudia por estar siempre a mi lado apoyándome y

dándome fuerza en momentos de flaqueza.

A mi profesor Sr. Jaime Rodríguez por su colaboración y apoyo durante la

realización de esta memoria.

Agradezco también, en forma muy especial, a Don Daniel Ordoñez, por su valioso

y desinteresado aporte en el desarrollo de esta memoria.

III

RESUMEN

Esta memoria evalúa la respuesta estática y sísmica de un depósito de relaves

espesados. Se presentan la metodología y los resultados de la modelación

numérica considerando un evento sísmico de gran magnitud y la evaluación del

potencial de licuación de los relaves y muros del depósito, junto con las

deformaciones asociadas a este fenómeno. Como parte del estudio, se incluyó la

caracterización geotécnica de los relaves a partir de la cual se obtuvieron los

parámetros utilizados en la modelación.

Dada las condiciones del proyecto se decidió por utilizar la modalidad de depósito

de relaves espesados (Thickened Tailings Disposa,TTD). Este tipo de depósitos

son poco utilizados en nuestro país, no obstante se plantea como una alternativa

atractiva, ya que el uso de esta tecnología permite otorgar características

geotécnicas estables y bajas infiltraciones en comparación con relaves

tradicionales.

El comportamiento estático y dinámico del depósito de relaves, es modelado con

elementos finitos a modo de representar de la mejor manera posible los

parámetros geotécnicos de los suelos que componen el depósito.

IV

ABSTRACT There is evaluated the static and seismic response of a warehouse of re-wash

thickened. They present the methodology and the results of the numerical

modeling considering a seismic event of great magnitude and the evaluation of the

potential of liquefaction of them re-wash and walls of the warehouse, together with

the deformations associated with this phenomenon. As part of the study, the

geotechnical characterization was included of them re-wash from which the

parameters used in the modeling were obtained.

Given the conditions of the project it was decided to use the modality of

warehouse of re-wash thickened (Thickened Tailings Disposa, TTD).This type of

warehouses are little used in our country, nevertheless it appears as an attractive

alternative, since the use of this technology allows to grant geotechnical stable

characteristics and low infiltrations in comparison with re-wash traditional.

The static and dynamic behavior of the warehouse of re-wash, it is shaped by

finite elements like representing in a best possible way the geotechnical

parameters of the soils that compose the warehouse.

V

TABLA DE CONTENIDOS

CAPÍTULO 1. GENERALIDADES ....................................................................... 1

1.1 ALCANCES ................................................................................................ 1

1.2 OBJETIVOS ............................................................................................... 2

1.2.1 Objetivo General .................................................................................. 2

1.2.2 Objetivos Específicos .......................................................................... 2

1.3 HIPÓTESIS DE ESTUDIO ......................................................................... 3

1.4 EXPERIENCIA INTERNACIONAL ............................................................. 3

CAPÍTULO 2. MARCO TEÓRICO ....................................................................... 5

2.1 COMPORTAMIENTO DE LOS SUELOS NO COHESIVOS BAJO CARGA

NO DRENADA ..................................................................................................... 5

2.1.1 Licuación verdadera o Falla de Flujo. .................................................. 5

2.1.2 Potencial intrínsico de licuación......................................................... 11

2.1.3 Movilidad cíclica o licuación .............................................................. 14

2.1.4 Resistencia Cíclica y potencial de licuación. ..................................... 16

2.1.5 Determinación de CSR ...................................................................... 16

2.1.6 Determinación de CRR ...................................................................... 19

2.1.7 Factores que afectan la resistencia cíclica ........................................ 22

2.1.8 Densidad relativa ............................................................................... 23

2.1.9 Módulo de corte y razón de amortiguamiento ................................... 24

2.2 MÉTODOS PARA LA MODELACIÓN DEL COMPORTAMIENTO CÍCLICO

DE LOS SUELOS .............................................................................................. 25

2.3 OBTENCIÓN DE PARAMETROS PARA MODELACION ........................ 31

2.3.1 Ensayo de columna resonante .......................................................... 31

2.3.2 Bender elemet – Modulo de corte Máximo ........................................ 32

2.3.3 Modulo de deformación y amortiguamiento ....................................... 35

2.4 PROPIEDADES IMPORTANTES DE LOS RELAVES ESPESADOS ...... 39

VI

2.4.1 Descripción general ........................................................................... 39

2.4.2 Infiltración .......................................................................................... 41

2.4.3 Densificación y estabilidad del depósito TTD .................................... 44

2.4.4 Registro fotográfico de las pruebas de depositación ......................... 48

2.5 ENSAYOS REQUERIDOS PARA LA MODELACIÓN DE DEPÓSITOS DE

RELAVE ESPESADO (TTD) ............................................................................. 53

2.5.1 Material a utilizar ............................................................................... 53

2.5.2 Granulometría.................................................................................... 53

2.5.3 Clasificación geotécnica .................................................................... 54

2.5.4 Límite de contracción por secado natural .......................................... 55

2.5.5 Ensayos triaxiales .............................................................................. 55

2.5.6 Triaxial cíclico CIU ............................................................................. 60

2.5.7 Pendiente de depositación ................................................................ 62

CAPÍTULO 3. ANTECEDENTES DEL CASO EN ESTUDIO ............................. 69

3.1 INTRODUCCIÓN ..................................................................................... 69

3.2 ANTECEDENTES GENERALES ............................................................. 69

3.2.1 Ubicación ........................................................................................... 69

3.2.2 Capacidad de almacenamiento del depósito ..................................... 72

3.2.3 Criterios de diseño del depósito ........................................................ 73

3.2.4 Geología Local .................................................................................. 73

3.2.5 Hidrogeología .................................................................................... 74

3.2.6 Crecimiento del depósito y muros del depósito ................................. 75

3.2.7 Pretil de inicio .................................................................................... 75

3.2.8 Muro Principal.................................................................................... 76

3.2.9 Muro lateral ....................................................................................... 77

3.2.10 Descripción general del origen de los relaves ................................ 79

3.3 CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA DEL RELAVE ESPESADO .......... 80

3.3.1 Introducción ....................................................................................... 80

3.3.2 Consolidación del relave por peso propio .......................................... 80

VII

3.3.3 Coeficiente de Permeabilidad del relave espesado seco .................. 82

3.3.4 Propiedades Geotécnicas ................................................................. 84

3.3.5 Resistencia al Corte .......................................................................... 85

3.3.6 Modulo de Deformación .................................................................... 88

3.3.7 Velocidad de Propagación de Ondas ................................................ 89

3.3.8 Resistencia Cíclica ............................................................................ 90

3.3.9 Material que compone el muro de confinamiento .............................. 93

3.4 PARÁMETROS GEOMECÁNICOS PARA MODELACIÓN ...................... 95

3.5 ANTECEDENTES SÍSMICOS ................................................................. 97

3.5.1 Alcances ............................................................................................ 97

3.5.2 Caracterización de las fuentes sísmicas ........................................... 97

3.5.3 Sismos Interplaca Subductivos. ........................................................ 98

3.5.4 Sismos Intraplaca sudbuctivos o de zona de benioff ....................... 100

3.5.5 Sismos Intraplaca de Profundidades Intermedias ........................... 100

3.5.6 Sismos Intraplaca Superficiales o Corticales ................................... 101

3.5.7 Acelerogramas Artificiales ............................................................... 102

3.5.8 Recomendación de acelerogramas artificiales para ser usados en el

análisis dinámico del depósito ..................................................................... 103

3.5.9 Registros sísmicos utilizados .......................................................... 104

CAPÍTULO 4. MODELACIÓN NUMÉRICA ...................................................... 112

4.1 ALCANCES Y RECURSOS DEL SISTEMA .......................................... 112

4.1.1 Calibración del programa ................................................................ 113

4.2 Diagrama de fujo para análisis dinámico ............................................... 115

4.2.1 Etapas de análisis ........................................................................... 116

4.3 Análisis para Sismo de diseño ............................................................... 116

4.4 Geometría del depósito .......................................................................... 117

4.5 Parámetros geomecánicos .................................................................... 120

4.6 Modelación del depósito ........................................................................ 120

VIII

4.7 Condiciones de inicíales para el modelo ................................................ 120

4.8 Análisis de resultados ............................................................................ 121

4.8.1 Resistencia y solicitación cíclica ...................................................... 121

4.8.2 Deformaciones del depósito ............................................................ 124

CAPÍTULO 5. CONCLUSIONES Y COMENTARIOS ...................................... 129

5.1 Conclusiones ......................................................................................... 129

5.2 Comentarios ........................................................................................... 132

CAPÍTULO 6. REFERENCIAS ........................................................................ 133

CAPÍTULO 7. ANEXOS ................................................................................... 137

ANEXO A: PLANOS DEL PROYECTO. ................................................. 138

ANEXO B: PERFIL GEOTÉCNICO. ....................................................... 139

ANEXO C: CARTA DE LIBERACIÓN DE DATOS. ................................ 140

ANEXO D: MODELO DE PLAXIS. ........................................................ 141

ANEXO E: SALIDAS DEL MODELAMIENTO. ...................................... 142

ÍNDICE DE TABLAS

Tabla 1. Características de depósitos de relaves espesados en el mundo .......... 4

Tabla 2. Número de ciclos equivalentes a la magnitud de un sismo .................. 21

Tabla 3. Ensayos para clasificación geotécnica del relave ................................. 54

Tabla 4. Parámetros al límite de contracción por secado natural ....................... 55

Tabla 5. Ensayo Triaxial CIU monótono, muestras de relave al límite de

contracción .......................................................................................................... 56

Tabla 6. Pruebas de depositación realizadas ....................................................... 64

Tabla 7. Resumen de resultados de pruebas de depositación ............................. 67

Tabla 8: Coordenadas UTM de ubicación ............................................................. 69

Tabla 9. Criterios de diseño Generales ................................................................. 73

Tabla 10. Criterios de diseño geométricos para muros ......................................... 73

Tabla 11. Valores de coeficiente de permeabilidad ............................................. 83

IX

Tabla 12: Clasificación de los suelos según su coeficiente de permeabilidad ...... 84

Tabla 13: Propiedades del relave espesado. ........................................................ 84

Tabla 14. Módulos de deformación ...................................................................... 88

Tabla 15. Velocidad de ondas .............................................................................. 90

Tabla 16. Resistencia cíclica del relave al límite de contracción ........................... 93

Tabla 17. Granulometría del material de empréstito ............................................. 94

Tabla 18. Propiedades de los suelos constituyentes del depósito de relaves

espesados ............................................................................................................. 96

Tabla 19. Resumen de los parámetros característicos de los sismos de diseño 102

Tabla 20. Resumen de Sismos OBE y MCE para deposito de releves ............... 104

Tabla 21. Potencial de licuación (PL) y factor de seguridad a la movilidad

cíclica(FSMV) para la sección F-F cercada al muro de confinamiento ................. 124

Tabla 22. Resumen de deformaciones obtenidas bajo sismo MCE ................ 128

ÍNDICE DE FIGURAS

Figura 1. Línea Steady-State, separado en regiones dilatante y contractiva .......... 6

Figura 2. Comportamiento monotónico no drenado de una arena suelta. .............. 7

Figura 3. Comportamiento monotónico no drenado de una arena densa. .............. 8

Figura 4: Comportamiento monotónico y no drenado para arenas a diferentes

densidades .............................................................................................................. 9

Figura 5. Gráfico típico para baja susceptibilidad de licuación .............................. 12

Figura 6. Gráfico típico para alta susceptibilidad de licuación ............................... 13

Figura 7. Aplicación de tensiones de corte a material suelto saturado

(comportamiento contractivo) ................................................................................ 13

Figura 8. Aplicación de tensiones de corte a material denso saturado

(comportamiento dilatante).................................................................................... 13

Figura 9.Variación de la presión de poros en arena suelta y densa ...................... 15

Figura 10. Variación del factor de reducción en función de la profundidad. .......... 18

Figura 11. Valores de Kσ recomendados, (a) para arenas limpias, arenas limosas

y gravas ,(b) de acuerdo a la densidad relativa del suelo. .................................... 22

X

Figura 12. Respuesta de un suelo sometido a carga cíclica ................................. 24

Figura 13 Curva esfuerzo-deformación obtenida en cámara triaxial ..................... 26

Figura 14. Parámetros básicos de curvas esfuerzo- deformación hiperbólica ...... 28

Figura 15. Modelo bilineal ..................................................................................... 28

Figura 16. Modelo de Masing ................................................................................ 30

Figura 17. “Bender elements”: a) Configuración en paralelo. b) Configuración en

serie. c) Vista de un “vender element” en su anclaje ............................................ 33

Figura 18. Montaje de “bender elements” en odómetro o en celda triaxial ........ 34

Figura 19. Modelación del comportamiento no lineal del material ...................... 36

Figura 20. Módulo de rigidez del suelo considerado en el modelo ..................... 37

Figura 21. Modelo de amortiguamiento de Rayleigh .......................................... 38

Figura 22. Efecto de Segregación en Relaves ................................................... 39

Figura 23. Comparación entre depósitos convencionales y espesados ............. 41

Figura 24. Efecto de succión capilar en el flujo de agua infiltrada ...................... 43

Figura 25. Consolidación por peso propio y por secamiento natural .................. 46

Figura 26. Balance de agua de un depósito espesado ....................................... 47

Figura 27. Cono de depositación planta piloto Proyecto Esperanza ..................... 49

Figura 28. Planta piloto a 6 meses de la depositacion .......................................... 49

Figura 29. Planta piloto a 6 meses de la depositacion vista lateral. ...................... 50

Figura 30. Planta piloto a 6 meses de la depositación, calicata 1. ........................ 50

Figura 31. Planta piloto a 6 meses de la depositacion, calicata 2. ........................ 51



Figura 34. Relave espesado, en estado seco superficial. ..................................... 52

Figura 35. Ejemplo de curva granulométrica para un relave de cobre ............... 54

Figura 36. Montaje probeta para ensayo triaxial .................................................. 57

Figura 37. Probeta montada para ensayo triaxial ............................................... 57

Figura 38. Esfuerzo desviador vs deformación unitaria, muestras de relaves al

límite de contracción ............................................................................................. 58

Figura 39. Variación de la presión de poros vs deformación unitaria, muestras

de relave al límite de contracción .......................................................................... 59

XI

Figura 40. Ensayo triaxial monótono CIU, muestras de relave al límite de

contracción ....................................................................................................... 60

Figura 41. Resultado ensayo triaxial cíclico CIU, muestras de relave al límite de

contracción .......................................................................................................... 61

Figura 42. Aparato triaxial cíclico ........................................................................ 62

Figura 43. Diagrama de equipos para prueba de depositación ............................. 63

Figura 44. Pendiente de depositación v/s concentración de sólidos en peso. .... 64

Figura 45. Vista lateral del ensayo de depositación de relaves de laboratorio ... 65

Figura 46. Vista frontal del ensayo de depositación de relaves de laboratorio ... 65

Figura 47. Prueba de depositación de relaves en canaleta de terreno ............... 66

Figura 48. Vista frontal prueba de depositación de relaves en canaleta de

terreno ....................................................................................................... 66

Figura 49. Descripción de muestreo en la canaleta de relaves ............................. 67

Figura 50. Análisis de segregación por curvas granulométricas de muestras ...... 68

Figura 51: Vista aérea de ubicación proyectada ................................................... 70

Figura 52: Ubicación Regional .............................................................................. 70

Figura 53: Planta Deposito Relaves Espesados proyectado (coordenadas UTM) 71

Figura 54: Modelo 3D Depósito Relaves Espesados proyectado ........................ 72

Figura 55: Formación de yeso-caliche sin cobertura ............................................. 74

Figura 56. Curva de crecimiento del muro (sin escala) ......................................... 75

Figura 57. Sección transversal del muro y etapas de crecimiento ........................ 76

Figura 58. Muro principal para 750 Mton donde se muestra las etapas de

crecimiento.. .......................................................................................................... 77

Figura 59. Crecimiento del muro lateral ................................................................ 77

Figura 60. Consolidación de relave Densidad seca v/s profundidad, el punto

muestra el valor de consolidación al límite de contracción .................................. 81

Figura 61. Consolidación de relave por peso propio Cp v/s Profundidad, el punto

muestra el valor de consolidación al límite de contracción ................................... 82

Figura 62. Coeficiente de permeabilidad ............................................................... 83

Figura 63. Trayectoria de tensiones efectivas, comportamiento contractivo

(Triaxial CIU). ........................................................................................................ 85

XII

Figura 64. Resistencia última no drenada en función de su confinamiento (Triaxial

CIU). ...................................................................................................................... 86

Figura 65. Envolvente de falla relave saturado (Triaxiales CID). ......................... 87

Figura 66. Envolvente de falla relave parcialmente saturado (CID) ..................... 88

Figura 67 Modulo de deformación, E50, en función de la presión Confinante ..... 89

Figura 68. Grafico de resistencia cíclica 5%. ........................................................ 91

Figura 69. Grafica de resistencia cíclica 10%. ...................................................... 92

Figura 70. Banda granulométrica del enrocado .................................................... 94

Figura 71: Material de empréstito (Pre-striping) .................................................... 95

Figura 72: Mecanismo de generación de Sismos ................................................. 98

Figura 73: Área de ruptura de terremotos cercanos .............................................. 99

Figura 74. Registro de aceleraciones horizontales corregidas OBE- HOR 05 .... 105

Figura 75. Registro de velocidades horizontales corregidas OBE- HOR 05 ....... 106

Figura 76. Registro de desplazamientos horizontales corregidos OBE–HOR 05 106

Figura 77. Registro de aceleraciones verticales corregidas OBE- VER 05 ......... 107

Figura 78. Registro de velocidades verticales corregidas OBE- VER 05 ............ 107

Figura 79. Registro de desplazamientos verticales corregidos OBE- VER 05 .... 108

Figura 80. Registro de aceleraciones horizontales corregidas MCE - HOR 05 ... 108

Figura 81. Registro de velocidades horizontales corregidas MCE - HOR 05 ...... 109

Figura 82. Registro de desplazamientos horizontales corregidas MCE - HOR 05

............................................................................................................................ 109

Figura 83. Registro de aceleraciones verticales corregidas MCE - VER 05 ....... 110

Figura 84. Registro de velocidades verticales corregidas MCE - VER 05 ........... 110

Figura 85. Registro de desplazamientos verticales corregidas MCE - VER 05 ... 111

Figura 86. Vista general del modelo .................................................................... 112

Figura 87. Componente horizontal de desplazamiento del sismo de diseño .... 117

Figura 88. Sección de análisis del depósito ........................................................ 118

Figura 89. Perfil longitudinal del depósito de relaves espesados ..................... 119

Figura 90. Muro de confinamiento y estratos de relave en el modelo. ............. 119

Figura 91. Secciones transversales para análisis del depósito ........................ 122

XIII

Figura 92. Grafico de razón de corte cíclico solicitante y resistente para sismo

MCE ..................................................................................................... 123

Figura 93. Ubicación de puntos de monitoreo en el depósito ........................... 124

Figura 94. Desplazamientos post sismos en los puntos de monitoreo A, B, C.ver .

........................................................................................................ 125

Figura 95. Máximas deformaciones post-sismos MCE, punto D sobre el relave 126

Figura 96. Máximas deformaciones post-sismos OBE, Punto D ......................... 127

XIV

INTRODUCCIÓN

La limitada disponibilidad de agua en el norte de Chile, sobre todo en sectores

cordilleranos ha motivado a la industria minera a evaluar la incorporación de

nuevas tecnologías para el manejo de relaves. Los relaves espesados se han

presentado como una alternativa muy atractiva para el manejo de los residuos

mineros dadas sus múltiples beneficios como aumento en los porcentajes de

recuperación de agua, baja infiltración, mayor resistencia a la erosión eólica y alta

estabilidad mecánica. Sin embargo, siendo Chile una de las regiones de mayor

sismicidad en el mundo, es de vital importancia verificar el buen comportamiento

de éstos ante eventos sísmicos severos.

Para la disposición y manejo de los relaves mineros resultantes durante la

operación del proyecto, se contempla la construcción de un Depósito de Relaves

Espesados con una capacidad máxima de 750 Megatoneladas (Mton), el cual se

encontrará ubicado en el Sector Esperanza a 4 Km aproximadamente al poniente

del rajo Esperanza en la Comuna de Sierra Gorda Región de Antofagasta.

Los relaves mineros serán procesados mediante espesadores de alta densidad,

para posteriormente ser bombeados mediante tuberías de distribución hasta las

boquillas de descarga que finalmente depositaran los relaves en el Depósito. Los

relaves espesados serán depositados con un 67% de sólidos, y se proyecta que

los relaves formen una pendiente de crecimiento del 8% y una pendiente de playa

de 4%.

El Depósito contará con dos muros que cierran la cuenca a utilizar, construidos

con material de empréstito proveniente del botadero de estríeles mineros, todas

atas instalaciones estarán protegidas por un canal de contorno, para el desvió de

las aguas superficiales.

CAPÍTULO 1. GENERALIDADES 1

ANÁLISIS DINÁMICO DEL DEPÓSITO DE RELAVE DEL PROYECTO ESPERANZA, EN LA REGIÓN DE

ANTOFAGASTA, O.LABARCA, UNIVERSIDAD DE LA SERENA, 2011.

CAPÍTULO 1. GENERALIDADES

1.1 ALCANCES

El objetivo básico es ampliar el conocimiento de los factores que determinan el

comportamiento geomecánico de los suelos constituyentes del depósito de relaves

espesados, sobretodo bajo solicitaciones dinámicas y observar el comportamiento

de los relaves espesados, bajo condiciones de solicitaciones sísmicas clasificadas

mediante parámetros como la Intensidad de Arias (Arias, 1967) y Potencial

Destructivo (Saragoni, Saéz, & Holmberg, 1989).

El depósito de relaves será idealizado con un Modelo en Elementos Finitos

(M.E.F.), con un software especializado para el análisis geomecánico de suelos

PLAXIS V.8 (Versión educacional), donde se integrarán los resultados de las

campañas geotécnicas y de ensayos realizados sobre el suelo del sector donde se

ubica el depósito, y el material de empréstito de mina utilizado para el muro de

confinamiento y del relave.

El estudio desarrollado en esta memoria tiene solo fines meramente académicos,

y se contrasta con estudios de empresas (SRK Consulting, VST Ingenieros,

Golder Asociates) que están contratadas por Minera Esperanza para efectuar el

trabajo de ingeniería básica y de detalles.




1.2 OBJETIVOS

1.2.1 Objetivo General

El objetivo principal es determinar la estabilidad estática, sísmica y evaluar los

efectos de la licuefacción en el depósito de relaves, sometido a las aceleraciones

de sismos de gran magnitud.

Como caso de estudio se analiza el depósito de relave espesado del Proyecto

Esperanza, cuyo tamaño es de 750 Mton, uno de los depósitos proyectados más

grande del mundo y el primero en utilizar relaves espesados para esta magnitud

de producción.

Se desarrollará un modelamiento del depósito en el software especializado de

elementos finitos para geotecnia PLAXIS V8, este modelo será sometido a la

acción de un registro sísmico evaluado por sus condiciones destructivas en

función de Intensidad de Arias (Ia) y el Potencial Destructivo (Pd)

1.2.2 Objetivos Específicos

1. Presentar los conceptos geotécnicos que gobiernan el funcionamiento del

método TTD.

2. Realizar una caracterización del relave y sus propiedades geomecánicas

obtenidos por ensayos de laboratorio, para modelar su comportamiento

estático y dinámico, aplicado a un caso nacional.

3. Evaluar la información geotécnica para determinar las propiedades del

suelo tanto del muro de confinamiento como del material de relave y el

suelo de fundación.

4. Exponer de forma resumida la historia sísmica del sector y los registros

sísmicos reales y sintéticos aplicables al sector en estudio.

5. Evaluar los efectos de la licuefacción del depósito con los resultados del

modelo de elementos finitos (MEF).




1.3 HIPÓTESIS DE ESTUDIO

1. Evaluar que los depósitos de relaves tipo TTD, son aplicables la realidad

nacional.

2. Demostrar que el depósito de relaves espesado es estable bajo a la acción

de sismos severos con gran potencial destructivo en condiciones de

operación y abandono.

3. Mostrar que los efectos de la licuefacción no condicionan la estabilidad del

depósito.

1.4 EXPERIENCIA INTERNACIONAL

Las primeras experiencias de depositación de relaves espesados fueron

desarrolladas por Robinsky, en los años 70 en Canadá. Robinsky lo llamó método

TTD (Robinsky, 1999) por las siglas en ingles de “Thickened Tailings Disposal”

(Depositación de Relaves Espesados).

Un caso real es la mina de Kidd Creek, propiedad de Xstrata Copper y se ubica en

la región de Ontario, Canadá, produce cobre y zinc, fue la primera aplicación

industrial del sistema TTD en el mundo. El sistema opera desde el año 1967 con

una producción de aproximadamente 8.000 toneladas por día (TPD), cuenta con

un espesador Outokumpu elevado de 35 m de diámetro, que descarga el relave a

una concentración en peso(Cp) del 63%. La pulpa es trasportada por bombeo

hasta el depósito. Hasta el año 2005, contaba con un volumen de 50 millones de

metros cubicos (Mm3) y el relave se deposita con una pendiente del 4%. En la

Tabla 1 se presentan algunos casos de depósitos de relaves espesados en el

mundo (VST Ingenieros, 2007).




Tabla 1. Características de depósitos de relaves espesados en el mundo

Planta País Mineral Cp %

Producción TPD

Pendiente Depositación

%

Eluda Australia Zinc 60 12.000 1,7

Peak Australia Oro 58 1.100 4,0

Union Reefs Australia Oro 60 - 0,9

Gove Australia Aluminio 55 - 3,0

Mt. Keith Australia Níquel 44 - 3,0

Century Australia Zinc 58 11.780 1,0

Sunrise Australia Oro 48 8.200 0,8

Kwinana Australia Aluminio 50 - 1,3

Kidd Creek Canadá Cobre y cinc 68 8.000 4,0

Bulyanhulu Tanzania Oro 73 2.170 8,0

Kimberley Ctp Sudáfrica Diamantes 59 3.360 3,1

Hillendale Sudáfrica Cobre y oro 30 - 1,0

Vaudreuil Canadá Aluminio 45 15.890 4,0

Ekati Canadá Diamantes 40 - 1,0

Osbourne Australia Cobre y oro 72 3.730 5,0

TPD: Toneladas por día de relaves.

Ref.: (SONAMI)

CAPÍTULO 2. MARCO TEÓRICO 5



CAPÍTULO 2. MARCO TEÓRICO

2.1 COMPORTAMIENTO DE LOS SUELOS NO COHESIVOS BAJO CARGA NO DRENADA

A continuación se presentan los conceptos más importantes del comportamiento

de los suelos bajo carga no drenada.

2.1.1 Licuación verdadera o Falla de Flujo.

La falla de flujo es un fenómeno asociado a la pérdida repentina de resistencia, en

que la masa de suelo fluye como si se tratara de un líquido viscoso.

La respuesta no drenada de un suelo no-cohesivo depende en gran medida de la

presión de confinamiento y la densidad. La línea Steady-State actúa como

separación entre el comportamiento contractivo y dilatante de un suelo, es decir,

para cierto nivel de tensión existe una relación de vacíos (índice de vacío crítico)

para la cual, sobre ella el comportamiento es contractivo, y bajo ella el

comportamiento es dilatante.

Por ejemplo, dos suelos con el mismo nivel de presión confinante, pero con

distintos índices de huecos, presentan diferente comportamiento.

En el caso que el suelo se encuentre por sobre la línea Stady-State, y bajo un

estado monótono de carga drenada, el suelo se contrae hasta llegar a la falla

(línea Steady-state), disminuyendo su volumen, en cambio si está por debajo de la

línea, se comporta de manera dilatante.

Una manera de determinar este estado particular del material susceptible a la

licuación, es definiéndolo en términos de una combinación de los esfuerzos

efectivos in situ y la razón de vacío, tal como se muestra en la Figura 1. En esta

figura se indican valores en los ejes coordenados sólo de referencia, lo importante

es la línea de equilibrio límite SSL (Steady State Line).




Figura 1. Línea Steady-State, separado en regiones dilatante y contractiva

Ref.: (Fourie, 2006)

Si los relaves depositados se encuentran en una situación particular de esfuerzo

efectivo y razón de vacío, debajo de la línea SSL, se dice que el material es

dilatante, denso y con bajas posibilidades de gatillar el fenómeno de licuación. Si

en cambio, el material se ubica sobre la línea SSL, el material tiene un

comportamiento contractivo, es poco denso (suelto) y es potencialmente propenso

a la licuación. Esto no significa que se producirá la falla, ya que es necesario un

mecanismo gatillador; sin embargo significa que el riesgo existe y que el potencial

de licuación es alto (Fourie, 2006).

Para el caso de una carga no drenada, la relación de vacíos no varía, pero se

manifiesta una variación de presión de poros, la cual es positiva cuando el suelo

se encuentra por sobre la línea steady-state. En el caso que el suelo se encuentra

por debajo de la línea steady-state, la variación de la presión de poros es negativa.

Un caso es el comportamiento de arenas sueltas como se observa en la Figura 2,

en un ensayo monotónico no drenado, la carga desviadora, o valor de corte,

aumenta hasta cierto nivel máximo (en plano q-p), donde luego decrece hasta la

falla, lo que en el gráfico q-ξ se traduce en un valor máximo de resistencia.




En la Figura 3 se presenta el comportamiento de arenas densas, donde la carga

desviadora siempre es monótona creciente, sin presentar peak de resistencias.

Figura 2. Comportamiento monotónico no drenado de una arena suelta.

Ref. (Verdugo & Bard, 1995)

En el caso de la respuesta monótona, ver la Figura 3, se ilustran condiciones de

carga drenada y no drenada. Es de particular interés para el comportamiento de

relaves sometidos a cargas sísmicas, analizar el caso no drenado de modo de

explicar el fenómeno de falla fluida.

A

B




Figura 3. Comportamiento monotónico no drenado de una arena densa.


Para la Figura 4 se explican los puntos de interés:

• Figura 4-A: se ilustra el caso de un suelo en un estado muy denso donde

típicamente se cumple que Su > Sd, en esta situación, la condición de carga

no drenada no es crítica, siendo la resistencia drenada la más desfavorable

y por ende la que gobierna la falla del suelo. Luego, todo análisis de

estabilidad deberá ser realizado considerando una condición drenada, aun

cuando las solicitaciones sean rápidas y de carácter más bien no drenado.

• Figura 4-B: se puede observar el comportamiento típico de un suelo con

una densidad media, para el cual la resistencia no drenada es menor que la

resistencia drenada. Una solicitación rápida en esta situación movilizará la

resistencia no drenada, debiéndose considerar esta resistencia para efectos




de diseño. Dado que en esta situación la relación tensión deformación en

condiciones no drenadas es siempre creciente, no existe posibilidad de que

se desarrolle una falla de flujo.

Figura 4: Comportamiento monotónico y no drenado para arenas a diferentes densidades


• Figura 4-C y D: se escribe el comportamiento de un material muy suelto,

para la cual la resistencia drenada es muy superior a la no drenada y,

además, esta última se desarrolla después de un peak de carga,

observándose una significativa pérdida de resistencia. La diferencia de

comportamiento tensión deformación ilustrados radica en el hecho que en

la figura (C) se representa una solicitación estática o permanente menor

que la resistencia última no drenada, mientras que en la figura (D) la

solicitación estática o permanente es mayor que la resistencia ultima no

drenada. Es en esta situación, la ocurrencia de la falla de flujo, está




controlada por la diferencia entre la solicitación permanente, τst, y la

resistencia no drenada, Su.

• Punto I: presenta el nivel de esfuerzo de corte solicitante estático τst el cual

es alcanzado, bajo un régimen drenado de carga. De aumentar la

solicitación de corte en condiciones drenadas se llegaría a movilizar la

resistencia Sd, por lo que localmente se puede definir un factor de

seguridad frente a una falla, ante una carga drenada como en Ec. 1.

st

dSFSτ

= Ec. 1

Por otro lado, si se produce una perturbación que solicite al terreno bajo

una condición no drenada, la resistencia movilizada será Sus, la cual puede

ser mayor o menor que Sd dependiendo de la densidad del suelo y presión

de confinamiento.

En el caso que la resistencia no drenada, Su, resulte menor que la tensión

de corte solicitante estática τst, entonces es posible que se desarrolle un

falla fluida, con grandes niveles de deformación Figura 4 (D).

De estudio de las curvas es posible concluir que una masa de suelos no cohesiva

sólo puede desarrollar falla de flujo si cumple las dos condiciones de:

1. El estado inicial de tensiones y densidad de la masa de suelos debera ser

tal que su comportamiento volumétrico sea totalmente contractivo, de modo

que la relación tensión deformación bajo carga no drenada presente un

peak de resistencia, seguida de una pérdida de resistencia hasta

desarrollarse la resistencia última no drenada, Su.

2. Las tensiones de corte (τst), estáticas o permanentes, que existen en la

masa de suelos, y alcanzadas bajo un régimen de carga drenado, deben

ser superiores a la resistencia última no drenada, Su.




2.1.2 Potencial intrínsico de licuación

Experimentalmente se demuestra que existen suelos más susceptibles de licuar

que otros, por lo tanto, cada suelo tiene una capacidad intrínseca de ser licuable.

El parámetro para evaluar la propensión a licuar de los suelos es la contractividad

relativa que se defina en el plano e-p`(índice de huecos versus presión media

efectiva), apoyándose en las tres curvas siguientes que caracterizan el suelo

(Verdugo R. , 1993).

1. Curva de consolidación isotrópica para el estado más suelto posible:

Se establece en el límite superior del plano e-p´ sobre el cual no es posible

la existencia de estados de densidad y presión media.

2. Curva de consolidación isotrópica para el estado más denso posible: La define la frontera inferior del plano e-p´, bajo el cual no es posible la

existencia de estados de densidad y presión media.

3. Curva steady – state: Determinadas la curvas anteriores, es posible

identificar aquellos estados asociados con respuesta contractiva (por sobre

la curva) y los con respuesta dilatante (por debajo de la curva).

Cualquier combinación de densidad y presión confinante debe estar localizada

entre la curva 1 y la curva 2, por lo tanto el área entre estas defina todos los

estados iníciales posibles.

Con las tres curvas es posible determinar la potencialidad de licuar del suelo:

• Mayor área contractiva: Presentara más estados iníciales asociados

a esta la licuación del suelo.

• Mayor área dilatante: Presentara menor área contractiva y tendrá un

potencial menor.




La Contractividad Relativa [Rc],(Ver Ec. 2 ) se define como el cociente entre el

rango de los índices de huecos asociados a estados contractivos y el rango total

de índice de huecos, para una presión media efectiva de 1 kg/cm2.

Ec. 2

emax : Índice de huecos máximos. emin : índice de huecos mínimo. ess : índice de huecos del estado en análisis. Rc : Contractividad relativa.

Se puede decir que, a mayor Rc, mayor susceptibilidad de ocurrir licuación en un

suelo.

Figura 5. Gráfico típico para baja susceptibilidad de licuación

Ref.: (Verdugo & Bard, 1995)




Figura 6. Gráfico típico para alta susceptibilidad de licuación

Ref.: (Verdugo & Bard, 1995)

Figura 7. Aplicación de tensiones de corte a material suelto saturado (comportamiento contractivo)

Ref.: (Elaboración propia)

Figura 8. Aplicación de tensiones de corte a material denso saturado (comportamiento dilatante)





2.1.3 Movilidad cíclica o licuación

Es un fenómeno que se origina producto de las solicitaciones cíclicas y rápidas, se

caracterizan por una pérdida de rigidez asociada al incremento en la presión de

poros, que tiene lugar durante la solicitación cíclica, este fenómeno ocurre en

presencia de sismos.

Cuando las presiones de poros en el suelo alcanzan el valor de la presión de

confinamiento efectiva inicial ver Ec. 3 , en ese instante se dice que ha ocurrido

licuación.

Ec. 3

Tensión normal efectiva instantánea

Tensión normal total instantánea

Presión de poros instantánea

Instante de tiempo en que ocurre la licuación

Es muy importante destacar que el aumento de la presión de poros es un

fenómeno momentáneo, que ocurre en el periodo de tiempo que dura el sismo e

incluso después de este por las presiones residuales. Aun así no es posible

referirse a este fenómeno como una pérdida de resistencia de la masa de suelos.

En arenas solicitadas con carga cíclica y rápida, como es el caso de un sismo, es

posible desarrollar un comportamiento no drenado e incrementar las presiones de

poros, como consecuencia ocurre una disminución de rigidez, provocando grandes

deformaciones.

Cuando las presiones de poros alcanzan el valor de la presión de confinamiento

efectiva inicial, es decir, un aumento en la presión de poros de un 100%, se dice

que ha ocurrido licuación, instante en el cual la tensión efectiva inter-granular

alcanza el valor nulo.




La experiencia muestra que tanto los suelos sueltos (contractivos) como densos

(dilatantes) pueden desarrollar movilidad cíclica, pero las deformaciones en cada

ciclo son considerablemente mayores en el caso de suelos sueltos y además son

crecientes a medida que aumentan los ciclos (Ishihara K. , 1985).

En la Figura 9 se muestran los resultados del ensayo triaxial cíclico en una arena

suelta (a) y densa (b). Se puede observar el aumento de la presión de poros hasta

llegar a la presión de confinamiento inicial, esto sucede en puntos donde la tensión

de corte solicitante es nula cuando la presión de poros alcanza un aumento del

100%. Otro factor que se observa es que el número de ciclos de carga y descarga

requeridos para desarrollar un aumento de la presión de poros de un 100%

respecto a la tensión efectiva inicial, es menor en el caso de la arena suelta.

Figura 9.Variación de la presión de poros en arena suelta y densa

Ref.: (Verdugo R. , 1997)

Con este tipo de ensayos se define la falla por licuación como el número de ciclos

de carga y descarga requeridos para producir un aumento del 100% de la presión

de poros respecto de la tensión efectiva inicial. Otra alternativa es definir una falla

cuando el nivel de deformación en doble amplitud alcanza cierto valor típicamente

5% a 10%. (Palma, 2004)

Arena suelta (a) Arena densa (b)




2.1.4 Resistencia Cíclica y potencial de licuación.

El análisis de las deformaciones obtenidas en laboratorio y al compararlas con las

del terreno se concluye que estas no están correlacionadas en forma directa, lo

que hace necesario establecer métodos de análisis para evaluar la licuación.

Se define el potencial de licuación PL (Ver Ec. 4) como la relación entre la razón

de corte cíclico solicitante CSR y la resistencia cíclica CRR.

CRRCSRPL = Ec. 4

Razón de corte cíclico solicitante

Razón de Corte cíclico resistente

Potencial de licuación

2.1.5 Determinación de CSR

La determinación de la razón de corte cíclico solicitante (CSR) se debe conocer la

historia de tensiones de corte a diferentes profundidades producidas por un sismo,

para lo cual se pueden utilizar diversos métodos:

1. Utilizando un programa computacional de elementos finitos, como Plaxis, que

permite analizar el comportamiento de un modelo ante la solicitación de un

sismo de diseño. Del modelo computacional se obtienen valores CSR, los

cuales se calculan con los datos de salida del modelo dinámico, a través de la

Ec. 5:




Ec. 5

Tensión Máxima de Corte (τcy = τsismo - τestático)

Tensión de confinamiento inicial

Resistencia cíclica

2. Otra forma es utilizando el Método Simplificado de Seed (Seed & Idriss, 1971)

permite determinar valores de CSR mediante la Ec. 6:

dv

v rg

aCSR ⋅⋅= ´

max65,0σσ

Ec. 6

Donde: amax : Corresponde a la máxima aceleración en superficie.

σv : Tensión vertical total σv´ : Tensión vertical efectiva

rd : Factor de reducción que toma en cuenta la deformabilidad del suelo.

El factor de reducción de profundidad, introducido para considerar la variación de

la tensión de corte, que se atenúa con la profundidad, debido al comportamiento

elástico del suelo, también es conocido como coeficiente de reducción de

tensiones, como la columna de suelo no se comporta realmente como un cuerpo

rígido bajo la acción de una carga cíclica, pues el suelo es deformable, Seed e

Idriss incorporaron un factor de reducción de profundidad (rd).

En la Figura 10 se presenta el rango de valores de este factor en función de la

profundidad medida desde la superficie del terreno.




Figura 10. Variación del factor de reducción en función de la profundidad.

Ref.: (Green, 2001)

Según las investigaciones de Youd (Youd & Idriss, 1997), las siguientes

ecuaciones (Ec. 7) pueden ser usadas para estimar los valores del factor de

reducción por la profundidad, con el valor de z en metros:

Ec. 7

Donde z es la misma profundidad que se utiliza para calcular las tensiones

verticales totales y efectivas, las cuales se pueden obtener usando los principios

básicos de la mecánica de suelos.

Varios autores han acordado que, para facilitar los cálculos numéricos y otras

aplicaciones computacionales, es conveniente contar con una ecuación que

permita obtener fácilmente los valores del factor de reducción y sea consistente

con los valores obtenidos en la práctica. La Ec. 8 permite obtener esencialmente




los mismos valores que con las cuatro ecuaciones anteriores, pero es más útil en

programas u hojas de cálculo (Youd & Idriss, 1997).

Ec. 8

Es importante señalar que, al usar estas ecuaciones, se obtienen solamente

valores medios de un rango de valores posibles del factor de reducción, y que este

rango de valores aumenta con la profundidad, lo que quiere decir que a mayor

profundidad, la incertidumbre es mayor, si se usan los valores medios del factor de

reducción para simplificar los cálculos. Además de esta incertidumbre en el factor

de reducción, el procedimiento simplificado no se ha verificado para profundidades

mayores a 15 metros, como se indica en la Figura 10, por lo que se debe tener en

cuenta esta dificultad al evaluar a profundidades mayores a la señalada.

Otra expresión propuesta por Liao es la Ec. 9:

Ec. 9

En relaves espesados se utiliza el factor rd definido como 1-0,015 z, donde z es la

profundidad (Liao, Vneziano, & Whitman, 1988).

2.1.6 Determinación de CRR

Para la obtención de la resistencia cíclica (CRR) se deben realizar ensayos de

terreno o laboratorio que permitan determinar la tensión de corte cíclica que

produce licuación en el mismo número de ciclos utilizados en la determinación del

CSR, con propiedades de ensayo similares a las del terreno para distintas

profundidades de análisis.




Los ensayos utilizados para determinar CRR son del tipo SPT, CPTU, Triaxial

Cíclico o ensayo de Corte Simple Cíclico. Sin embargo el ensayo triaxial cíclico es

el más utilizado para estudiar el comportamiento cíclico de los suelos, por su

simpleza de operatoria y facilidad de preparación de las probetas.

Los ensayos triaxiales cíclicos, se obtiene como resultado la razón de corte cíclico

Rc, que se define como la razón entre la tensión máxima de corte cíclica requerida

para que se produzca licuación en “n” ciclos y la tensión efectiva de confinamiento

inicial. La razón de corte cíclico se define en la Ec.10.

'2' o

d

o

cyRcσσ

στ

== Ec. 10

Donde: τcy : corte cíclico

σd : carga cíclica aplicada (tensión desviadora)

σo’ : presión de confinamiento efectiva inicial

El criterio de falla utilizado para definir la cantidad de ciclos para cada resistencia

cíclica, es el 10% de deformación axial en la probeta o el 100% de exceso de

presión de poros.

Con los resultados de los ensayos, se define la resistencia cíclica CRR para

distintos niveles de confinamiento, aplicando la corrección por presión de

confinamiento, Kσ (Marcuson, 1990), y la corrección por efecto de las diferencias

del estado tensional del terreno en comparación, por ejemplo con un ensayo

triaxial cíclico, Cr para una densidad seca correspondiente al 90% del Proctor

Modificado, este valor es aproximadamente 0,67 (Seed & Idriss, 1971). La

resistencia cíclica se expresa como se indica en la Ec.11:




ciclosnlabr RcCkCRR −⋅⋅= σ Ec. 11

Donde: Cr : Factor de corrección por densidad relativa.

kσ : Factor de corrección por diferencias del estado tensional.

Rclab-n ciclos : Razón de corte cíclica asociada a n ciclos

Para relacionar la razón de corte cíclico solicitante, con la resistencia cíclica, es

necesario caracterizar el sismo real, que será utilizado en la modelación, en

términos de ciclos equivalentes, la Tabla 2 muestra los valores de ciclos

equivalentes asociados a distintas magnitudes Richter.

Tabla 2. Número de ciclos equivalentes a la magnitud de un sismo

Magnitud Richter N° ciclos equivalentes

7,0 10

7,5 20

8,0 30

Ref.: (Seed, Idriss, & Arago, 1983)

Con los valores de Tabla 2 es posible determinar el valor de la razón de corte

cíclica (asociada a un numero de ciclos) a utilizar para el análisis.

Los ensayos triaxiales cíclicos, con presión de confinamiento isotrópica, mostraron

que mientras la resistencia a la licuefacción de un suelo aumenta al aumentar la

presión de confinamiento, la resistencia, como medida de la relación de tensión

cíclica, es una función no lineal que decrece cuando aumenta la tensión normal o

presión de confinamiento. Para considerar este efecto, se ha incorporado el factor

de corrección Kσ, para presiones de sobrecarga mayores de 100 kPa este factor

permite corregir los resultados del procedimiento simplificado para presiones de

sobrecarga mayores que las existentes en la base de datos de la cual este




procedimiento se deriva. Los factores de corrección para mayores presiones de

sobrecarga pueden obtenerse de las curvas mostradas en la Figura 11.

Figura 11. Valores de Kσ recomendados, (a) para arenas limpias, arenas limosas y gravas, (b) de acuerdo a la densidad relativa del suelo.

Ref.: (Youd & Idriss, 1997) , (Green, 2001)

Los análisis realizados por varios autores indican que menores valores de la

densidad relativa producen mayores valores de Kσ , como se observa en la Figura

11 (b). Sin embargo, el consenso general entre los investigadores utilizar los

valores representados en la Figura 11 (a), como los valores mínimos en arenas

limpias, arenas limosas y gravas. Esta curva se puede aproximar con la Ec. 12.

Ec. 12

: Presión efectiva de confinamiento

2.1.7 Factores que afectan la resistencia cíclica

Existen numerosos factores que pueden afectar la residencia cíclica de la muestra,

los que se pueden dividir en:

• Factores que dependen de la metodología del ensayo

• Método de preparación de muestra

• Forma de la onda de carga




• Frecuencia de aplicación de carga.

• Tamaño de la probeta.

• Fricción de los cabezales y base de la calda triaxial.

• Efecto de la membrana.

• Presión de confinamiento.

• Densidad relativa

• Tamaño de la partícula y su graduación

• Pre deformación y precarga

• Razón de pre consolidación

• Consolidación anisotrópica

• Grado de saturación

• Contenidos de finos

• Plasticidad de los finos

2.1.8 Densidad relativa

La densidad relativa es la variable más incidente en la respuesta cíclica de los

suelos. Si la resistencia cíclica aumenta linealmente hasta aproximadamente una

densidad relativa de 60% y que a densidades relativas menores que 50%, el

fenómeno de licuación ocurre casi instantáneamente recomendándose así el uso

de densidades relativas mayores que 70% (Seed & Idriss, 1971). Luego en 1975

se corroboró esa información, pero dedujo que la linealidad entre la densidad

relativa y la resistencia cíclica se mantiene hasta una densidad relativa

aproximada de 70%.

Posteriormente en 1982, se demostró que la linealidad se mantiene hasta una

densidad de 80 y 90%, después de la cual aumenta asintóticamente, esta

densidad límite es denominada Densidad Relativa crítica. Viertel (Viertel, 2003)

demostró que existe linealidad entre la densidad relativa y la resistencia cíclica

hasta alcanzar una densidad relativa crítica, pero esta depende de las




características del suelo, la cual puede tomar valores entre 50% y 90% para

arenas de relave.

2.1.9 Módulo de corte y razón de amortiguamiento

Los suelos no se comportan de manera elástica, y al ser sometidos a cargas

cíclicas presentan un comportamiento histerético.

El módulo de corte (G) se define como la razón entre la tensión de corte (τ) y la

deformación unitaria de corte (γ). La respuesta de un material a las deformaciones

se puede observar la Figura 12 en un diagrama tensión deformación. En un

material lineal, la gráfica es una línea recta, mientras que para un material no

lineal, la gráfica es una curva. La pendiente de la recta secante que une los

extremos de deformación máxima de cada ciclo de carga descarga del gráfico se

defina como el módulo de corte G, el cual disminuye mientras la deformación

aumenta como consecuencia de la no linealidad del suelo.

Figura 12. Respuesta de un suelo sometido a carga cíclica

Ref.: (Troncoso, 1992)




El valor del módulo G en arenas está fuertemente influenciado por la presión de

confinamiento, la amplitud de la deformación y el índice de huecos o densidad.

Experimentalmente se observa la Ec. 13:

Ec. 13

Donde:

G : modulo de corte

σo : Tensión efectiva media

K : Coeficiente que depende del índice de huecos.

Pa : Presión atmosférica.

2.2 MÉTODOS PARA LA MODELACIÓN DEL COMPORTAMIENTO CÍCLICO DE LOS SUELOS

Para logar caracterizar el comportamiento de una masa de suelo sometida a

cargas dinámicas, se han realizado intentos por establecer expresiones analíticas

que permitan la representación del comportamiento esfuerzo-deformación y

amortiguamiento de los suelos.

Los modelos más comúnmente utilizados son:

1. El modelo bilineal (Thiers & Seed, 1968)

2. El modelo de Ramberg (Ramberg & Osgood, 1943).

3. El modelo Hardin-Drnevich (Hardin & Drnevich, 1972).

Para propósitos de análisis, del comportamiento de masas de suelo se utilizan

representaciones de las relaciones esfuerzo-deformación de los suelos que

proporcionen la aproximación necesaria para el diseño en ingeniería.

La Figura 13 muestra curvas esfuerzo-deformación típicas de especímenes

cilíndricos de suelo cuando se les somete a un incremento del esfuerzo axial.




Figura 13 Curva esfuerzo-deformación obtenida en cámara triaxial

Ref.: (Díaz Rodríguez, 2006)

La curva A representa un comportamiento con endurecimiento debido a la

deformación. En tanto que la curva B representa un comportamiento elástico

lineal. La curva C representa un comportamiento con ablandamiento a la

deformación.

Las diferentes curvas esfuerzo-deformación se producen debido a la diferente

magnitud de las deformaciones volumétricas y de cortante a describir el

comportamiento dinámico la ecuación Ec. 14 :

Ec. 14

y una condición de flujo:

Ec. 15

En donde:

σij : Tensor de esfuerzos totales

εij : Tensor de deformaciones totales




k : Módulo de compresibilidad volumétrica

ē = εx + εy + εz : Deformación volumétrica

G : Módulo de rigidez al cortante

δij : Función delta de Kronecker (Díaz Rodríguez, 2006) (δij

=1 para i=j y δij =0 para i ≠ j)

: Segundo invariante de esfuerzos

: Esfuerzo normal octaédrico

Teóricamente, si ē = 0 la Ec. 14 se reduce a

Ec. 16

Esta ecuación se puede utilizar para representar la curva esfuerzo-deformación

mostrada en la Figura 14. Esta curva puede representarse adecuadamente

mediante una curva hiperbólica (Hardin & Drnevich, 1972). La curva queda

definida mediante:

Ec. 17

En donde:

Ec. 18

Denominada deformación de referencia




Figura 14. Parámetros básicos de curvas esfuerzo- deformación hiperbólica

Ref.: (Hardin & Drnevich, 1972)

Hardin y Drnevich, (Hardin & Drnevich, 1972) encontraron que los datos de

ensayes se pueden presentar en una forma normalizada (τ/τmax versus γ/γr).

Para representar el comportamiento carga-descarga-recarga que presentan al

aplicar esfuerzos repetidos, se tiene diferentes modelos.

Figura 15. Modelo bilineal

Ref.: (Thiers & Seed, 1968)




El denominado modelo bilineal (Thiers & Seed, 1968) considera que la trayectoria

esfuerzo-deformación de la Figura 15 está representada por una recta con

pendiente, G1, hasta un valor límite de deformación, γy; para deformaciones

mayores la trayectoria está representada por otra recta con pendiente, G2 ; cuando

la dirección de la deformación se invierte, el comportamiento está representado

por una recta con pendiente G2, hasta una deformación de 2γy, a partir de esta

deformación la trayectoria está representada por la recta con pendiente G1. Este

patrón se repite para el siguiente ciclo.

Otros modelos requieren como primer paso la definición de la curva esfuerzo-

deformación para primera carga, denominada “curva esqueleto”, una de las

representaciones del comportamiento no lineal esfuerzo-deformación de la curva

esqueleto es utilizar expresiones de tipo hiperbólico tal como la descrita Kondner y

Zelasko por (Kondner & Zelasko, 1963).

Uno de los modelos de descarga y recarga más ampliamente aceptado es el

formulado por Masing (Masing, 1926).

Las reglas Masing establecen que:

1. El módulo al esfuerzo cortante, G, para el inicio de cada inversión de carga

es igual al módulo tangente inicial G1.

2. La forma de la curva de descarga y de recarga es igual a la curva inicial de

carga (esqueleto) excepto que la escala es amplificada por un factor de 2.

3. Las curvas de descarga y de recarga deben continuar la curva esqueleto, si

la deformación cortante máxima previa se excede.




Figura 16. Modelo de Masing

Ref.: (Díaz Rodríguez, 2006)

La Figura 16 muestra el modelo Masing, la curva esqueleto queda definida por la

Ec. 19.

Ec. 19

Si la descarga ocurre en el punto A para γ=γ0 y τ=τa entonces la ecuación de la

curva será:

Ec. 20

Si la curva definida por la Ec. 20 alcanza el punto D, sobre la suma esqueletos en

el lado opuesto de la curva, seguirá la curva esqueleto. Si la recarga se realiza a

partir del punto D, la curva esfuerzo-deformación tendrá la expresión.




Ec. 21

El modelo Ramberg-Osgood (Ramberg & Osgood, 1943) ampliamente utilizado

para el comportamiento esfuerzo deformación de suelos, está basado en las

reglas Masing.

2.3 OBTENCIÓN DE PARAMETROS PARA MODELACION

Uno de los parámetros del suelo más importante es su máximo módulo cortante

(Gmax). Cálculos de deformaciones, diseño de fundaciones sujetas a cargas

dinámicas, evaluación del potencial de licuefacción, y el monitoreo de

mejoramiento de suelos son algunas de las aplicaciones que necesitan de este

parámetro.

El valor de Gmax puede ser fácilmente obtenido en celdas de laboratorio mediante

el uso de “bender elements” a través de mediciones de velocidad de propagación

de ondas de corte Vs, que relaciona el modulo Gmax con la densidad del suelo rs

2.3.1 Ensayo de columna resonante

El ensayo de columna resonante consiste en someter una muestra cilíndrica de

suelo, que actúa como una columna, a una carga armónica torsional o longitudinal

(en la que puede controlarse la amplitud y la frecuencia) por medio de un sistema

electromagnético. Inicialmente la frecuencia de carga tiene un valor bajo y se

aumenta progresivamente hasta que la amplitud de deformación alcanza un valor

máximo (Díaz Rodríguez, 2006).

La probeta de suelo entra en resonancia cuando la frecuencia forzada (f f ) coincide

con su frecuencia natural (fn). Si se conoce la longitud de onda del primer modo

(λ), se puede calcular la velocidad de onda, por medio de la Ec. 22:




Ec. 22

Donde V es la velocidad de la onda de corte, si la excitación es torsional (VS ), o es

la velocidad de la onda de compresión (VP ) si la excitación es longitudinal.

Finalmente el módulo de corte se calcula según la Ec. 23 (Troncoso, 1992).que

relaciona el modulo G con la densidad del suelo ρ:

Ec. 23

2.3.2 Bender elemet – Modulo de corte Máximo

Los “bender elements” (elementos flexantes) son transductores piezoeléctricos

bicapa y consisten de dos electrodos externos, dos capas de un piezocerámico y

una membrana metálica en el centro (

Figura 17-a).

Los fenómenos de piezoelectricidad fueron descubiertos por Jacques y Pierre

Curie en 1880, consiste en que, cuando una carga mecánica es aplicada a un

piezo-material, la estructura molecular distorsiona el momento bipolar del cristal y

un voltaje es generado, recíprocamente, si una diferencia de potencial es aplicada

al piezocristal este se deformara.

Los “bender elements” pueden ser construidos para conexión en serie o en

paralelo, tal como muestra la

Figura 17. La conexión en paralelo provee dos veces el desplazamiento de la

conexión en serie y se prefiere como fuente.




Figura 17. “Bender elements”: a) Configuración en paralelo. b) Configuración en serie. c) Vista de un “vender element” en su anclaje

Ref. (Narsilio & Santamarina, 2005).

Las dificultades asociadas al uso de estos transductores para generar y recibir

ondas de corte en la masa de suelo son debido al acoplamiento electromagnético

a través del suelo o crosstalk, generación simultánea de ondas P (primarias, o

compresionales) y ondas S (secundarias o de corte), efectos del “campo cercano”

y determinación del primer arribo de la onda S. El procedimiento que se especifica

a continuación minimiza o anula estas dificultades.

La Figura 18 muestra un esquema de montaje y configuración experimental típica.

El uso de dos “bender elements” con configuración en paralelo como fuente y

receptor anula el efecto de crosstalk si los electrodos externos son conectados a

tierra. Una vez conectados, los “bender elements” se pintan o bañan con

poliuretano para aislarlos. Finalmente, se los cubre con pintura conductiva

conectada a tierra para evitar ruido eléctrico.

La generación simultánea de ondas P y S puede afectar la recepción (Figura 18,

ondas de compresión P+ y rarefacción P- son generadas en la región inmediata

normal al plano del “bender element”).




Dado que las ondas P son más veloces que las S, conviene que la relación entre

la distancia entre extremos de los transductores L y el radio del espécimen R sea

ver Ec. 24.

Ec. 24

Donde ν es la relación de Poisson del suelo. Tentativamente, para suelos no

saturados, R > 0,6L; y para suelos saturados, R > 3,7 L.

Figura 18. Montaje de “bender elements” en odómetro o en celda triaxial

Ref. (Narsilio & Santamarina, 2005).

En la Figura 18 el montaje de “bender elements” en odómetro o en celda triaxial

para la determinación de velocidad de transmisión de onda de corte, Vs. La señal

de entrada (canal 1) es una función escalón. El primer arribo es determinado en el

cero después de la primera inflexión en la señal de salida (canal 2).

Luego, Vs = L / Dt, siendo Dt el tiempo transcurrido entre el inicio de la función

escalón y el primer arribo, y L la separación entre los extremos de los “bender

elements”.




La frecuencia de resonancia fr de los “bender elements” rodeados de suelo

depende de la densidad rs y velocidad Vs del suelo y de la longitud en voladizo Lb

(fuera del anclaje) del piezomaterial.

Ec. 25

En la Ec. 25 , Eb es el módulo elástico del peizocristal, típicamente Eb = 6,2x1010

N/m2, su densidad rb = 7500 kg/m3; y b y t son el ancho y espesor del “bender

element” respectivamente.

La respuesta de estos transductores se ve mejorada cuando la señal de entrada

tiene una frecuencia cercana a la de resonancia. Sin embargo, cuando fr resulta

desconocida o cuando ésta cambia rápidamente durante el ensayo, es

conveniente emplear una función escalón como señal de entrada.

Finalmente, es importante remarcar que la extracción de muestras altera el valor

de Gmax, aún en muestras bloques. Por ello, la medición de campo con cross-hole

o cono sísmico es siempre ventajosa (Narsilio & Santamarina, 2005).

2.3.3 Módulo de deformación y amortiguamiento

Para el comportamiento esfuerzo-deformación de los materiales fue utilizado el

modelo constitutivo de Mohr-Coulomb, elástico plástico perfecto.

Al aplicar una carga, el material se deforma elásticamente hasta alcanzar la

fluencia, a partir de la cual se generan deformaciones plásticas no recuperables.

El modelo incluye los siguientes parámetros geomecánicos:

• E: Módulo de elasticidad

• ν: Coeficiente de Poisson

• c: Cohesión




• φ: Ángulo de fricción interna

Los parámetros c y φ, se obtienen de los ensayos triaxiales.

cn +⋅= φστ tan Ec. 26

La tensión de corte está dada por la Ec. 26 donde σn es la tensión normal al plano

de corte.

Según el modelo de Mohr-Coulomb, el comportamiento no lineal del material será

modelado según lo mostrado en la Figura 19.

Figura 19. Modelación del comportamiento no lineal del material

Ref.: (Brinkgreve, 2002)

Según la recomendación del “Material Models Manual” de Plaxis Versión 8, el

módulo de rigidez elástico (E), corresponde al módulo secante al 50% de la

tensión máxima,que fue obtenida de los ensayos triaxiales, y se denomina E50 (ver

Figura 20) (Brinkgreve, 2002).




Figura 20. Módulo de rigidez del suelo considerado en el modelo


La rigidez de corte elástica (G) del suelo se calculó mediante la Ec. 27

( )ν+=12

50EG Ec. 27

Otra variable importante en el análisis dinámico es el amortiguamiento. El

programa utiliza el modelo de amortiguamiento de Rayleigh, que corresponde a un

modelo utilizado frecuentemente en el análisis no lineal, donde el amortiguamiento

es proporcional a la masa y a la rigidez, según la Ec. 28:

22n

nn

ωβωαξ

⋅+

⋅=

Ec. 28

La Figura 21 muestra el modelo de amortiguamiento de Rayleigh. (Brinkgreve,

2002)




Figura 21. Modelo de amortiguamiento de Rayleigh


Los parámetro α y β, se obtienen para un amortiguamiento del 5% y frecuencias

entre 1 y 2 Hz, obteniendo valores de α = 0.376 y β = 0.0064. (Palma, 2004)




2.4 PROPIEDADES IMPORTANTES DE LOS RELAVES ESPESADOS

2.4.1 Descripción general

El método de depositación de relaves espesados (TTD), fue elaborado con el

objetivo de crear un depósito de relaves en pendiente o loma auto-soportante,

para minimizar o eliminar el requerimiento de muros de contención y de laguna de

decantación que tienen los tranques de relaves convencionales. Para lograr esto,

es necesario aumentar la consistencia de los relaves, removiendo gran parte del

agua que éstos contienen y aumentando su concentración de sólidos. Así la pulpa

de relave se comporta como una pasta viscosa que se deposita en pendiente

tomando valores de 2 a 7%.

Mediante el método TTD, el proceso de espesamiento debe ser capaz de

transformar la pulpa de relave en una mezcla no segregable. Se muestra en la

Figura 22, en un depósito convencional los relaves tienen una cantidad de agua tal

que se produce segregación en el material, separándose las lamas de las arenas

creándose zonas con distintas granulometrías y permeabilidades, que se observan

entre los puntos A y A´, en la Figura 22.

Figura 22. Efecto de Segregación en Relaves

Ref.: (Robinsky, 1999)




Según se muestra en la Figura 22, a medida que se aumenta la concentración de

sólidos de la pulpa de relaves, se minimiza a segregación de partículas, hasta un

punto en que prácticamente desaparece. Así la granulometría y la pendiente de

depositación son similares en cualquier punto del depósito y no se liberará agua

por sedimentación, es decir, no formaria laguna de aguas claras.

Las superficies de depositación de relaves pueden ser valles, laderas de cerros o

terrenos planos, ubicados en alguna parte cercana a la planta procesadora. Como

se muestra en la Figura 23 c) y d), en el caso de valles o cerros, los relaves

espesados deben ser descargados desde la parte superior para adoptar una

depositación en pendiente. La pulpa fluirá aguas abajo hasta encontrar una

pendiente de menor inclinación que su condición de equilibrio, una obstrucción

topográfica o un muro. Como se muestra en la Figura 23 a), en terrenos planos se

suele descargar desde una torre artificial, resultando una loma o cono de relaves.

La pendiente varia genralmente entre 2 a 4 % en climas templados, ya que en ese

rango se reduce la erosión a valores tolerables; en climas muy secos se pueden

conseguir pendientes más pronunciadas de hasta 7%.

Generalmente, gracias al espesamiento el depósito de relaves recibe de la tercera

a la quinta parte del agua que recibiría en una descarga de relaves convencional.

Por lo tanto, se requiere un pequeño dique para contener las aguas lluvias y no

existe agua de proceso recuperable desde el depósito.

En la Figura 23 se muestra la comparación de la configuración geométrica

considerando la pendiente de depositación, entre descargas de relaves

convencionales y espesados para diferentes tipos de depósitos. Las ventajas de la

depositación en pendiente son gravitantes al minimizarse o eliminarse los muros

de contención (Robinsky, 1999).




Figura 23. Comparación entre depósitos convencionales y espesados


Robinsky ha analizado relaves de más de 80 plantas mineras alrededor del

mundo, encontrando que todos los materiales analizados podrían ser tratados con

el sistema TTD. Los relaves ensayados corresponden a procesos de minas de

cobre, zinc, plata, oro, plantas de recuperación de diamantes y otros.

2.4.2 Infiltración

La experiencia demuestra que los tranques de relaves convencionales requieren

importantes obras de mitigación de infiltraciones, para evitar la contaminación de

las aguas subterránea. El método TTD permite minimizar los problemas

mencionados y ayuda a la industria minera mantener un crecimiento sustentable y

amigable con la comunidad y el medio ambiente. Reduciendo el impacto ambiental

con características como:

• Homogeneidad de los relaves depositados debido a que el material no se

segrega.

• Gradiente hidráulico bajo, debido a que no existe laguna de decantación ni

agua libre. Además, un depósito inclinado no permite la acumulación de

aguas lluvias en la superficie.




• Permeabilidad baja debido a que el material se densifica por perdida de

humedad, debido a la evaporación característica del ambiente.

• Succión capilar o presiones de poros negativas sobre el nivel freático.

Las partículas finas del relave y la homogeneidad del depósito permiten el

desarrollo de altas tensiones capilares, equivalentes a una carga hidrostática de

10 ó más metros, dependiendo de la granulometría. Estas tensiones no sólo

densifican la masa de relaves hasta el límite de contracción, sino que además son

responsables de reducir la infiltración. Esto ocurre debido a que el peso del agua

que rodea las partículas de relaves se contrapone a la succión capilar que empuja

el agua hasta la superficie. Sin embargo, si la superficie de relaves se cubre de

agua por efecto de la lluvia, la tensión capilar se anula y el agua contenida en los

relaves sólo queda sometida a las fuerzas gravitacionales, produciéndose

infiltración. Pero, debido a la superficie en pendiente del depósito y a que los

períodos lluviosos sólo son eventuales, la saturación superficial y el cambio natural

de la dirección del flujo de agua no se manifiestan en períodos largos, por lo tanto

la mayor parte del tiempo no se produce infiltración. Además, la permeabilidad de

los relaves al límite de contracción es muy baja, por lo que la infiltración eventual

es muy lenta o nula.

La Figura 24 muestra una simulación de laboratorio que expone el efecto de

succión capilar mencionado en el párrafo anterior. En el Caso A (izquierda de la

Figura 24), la presión hidrostática nula se encuentra en la superficie del relave, lo

que simula una condición de acumulación de agua (laguna en el caso

convencional), escurrimiento de agua lluvia o descarga de relave fresco sobre una

parte de la superficie del depósito. En un depósito TTD, esta situación sólo ocurre

eventualmente, debido a que no existe acumulación de agua en el depósito, el

agua lluvia precipitada escurre rápidamente por la superficie en pendiente y el

área sobre la cual se descarga relave fresco en un instante dado sólo representa

una pequeña proporción de la superficie total.

Por otro lado, en el Caso B de la Figura 24, la condición en que no hay una

superficie hidrostática en la superficie, debido a que la fuente de evaporación




proviene directamente del volumen contenido en el relave y no de una

acumulación de agua. Se genera succión capilar o presiones de poros negativas,

lo que se opone a las fuerzas de gravedad y por lo tanto a la infiltración. En el

caso B, el agua contenida en el vaso será impulsada hacia la superficie mediante

tensiones capilares y se evaporará.

La anulación de infiltraciones en depósitos TTD ha sido estudiada y comprobada

empíricamente, a través del monitoreo con piezómetros y perforación de sondajes

en el depósito, donde no se ha encontrado agua de procesos infiltrada en el

subsuelo (Williams, 2004).

vaso

tubo

agua

Rel

ave

espe

sado

(simula relavefresco o lluvia)

filtro

vaso

tubo

Rel

ave

espe

sado

filtro

Caso A: Con infiltración

Caso B: Sin infiltración

evaporación

vaso

tubo

agua

Rel

ave

espe

sado

(simula relavefresco o lluvia)

filtro

vaso

tubo

Rel

ave

espe

sado

filtro

Caso A: Con infiltración

Caso B: Sin infiltración

evaporación

Figura 24. Efecto de succión capilar en el flujo de agua infiltrada

Ref. (VST Ingenieros, 2007)

Como evidencia empírica del análisis de infiltraciones realizado y del efecto de la

succión capilar en infiltraciones en depósitos TTD, se cita el proyecto de Peak

Gold Mine, ubicado en Australia, donde la tasa de evaporación (7 mm//m2/día) es

menor a la presentada en la zona de Sierra Gorda (ubicación del proyecto

Esperanza) mientras que la precipitación es mayor (300 mm/año). En Peak Gold,

se han depositado 10 millones de toneladas de relave de oro espesado (Cp = 60




%) en forma de cono durante 10 años, el material ha densificado al límite de

contracción, esto han sido monitoreado por piezómetros y pozos en el depósito, el

analisisd e estos instrumentos concluye que no se ha sido encontrada agua de

procesos infiltrada en el subsuelo (Williams, 2004)

2.4.3 Densificación y estabilidad del depósito TTD

Mediante el método TTD, el relave se espesa hasta obtener una mezcla de sólidos

y agua no segregable, por lo tanto se asegura que el material descargado será

homogéneo en todo el depósito y que no habrá laguna de aguas claras. Así, la

pendiente de depositación, la permeabilidad, la densidad y la granulometría serán

las mismas para cualquier muestra extraída del depósito.

Para que el depósito de relaves en pendiente sea sísmicamente estable, es

necesario que el material densifique a través de dos vías de consolidación.

La primera vía de densificación es de acuerdo a la teoría clásica de consolidación

por peso propio, significa que al acumularse sucesivas capas de relave espesado

en el depósito se aumentará el esfuerzo efectivo sobre las capas inferiores, con lo

que el material liberará agua y alcanzará un estado normalmente consolidado. Lo

que ocurre de la misma manera en un depósito convencional, pero tarda más

tiempo debido a que la densidad inicial es menor que en el caso TTD.

La segunda vía de densificación, es a través del secamiento. Al no existir laguna

de aguas claras, el relave espesado queda directamente expuesto a la

evaporación, es decir, el agua evaporada proviene de los poros del relave y no del

espejo de agua, como ocurre en una depositación convencional. Luego, al extraer

el agua de los poros del relave, mediante evaporación, se produce un efecto de

succión capilar, o presiones de poros negativas, lo que aumenta el esfuerzo

efectivo en el material y densifica por secamiento.

Este proceso ocurre en todos los materiales de granulometría fina (como el caso

de los relaves compuestos por arcilla, limo y arena) expuestos al secado natural.

Así, el material se contrae hasta alcanzar el límite de contracción. Según la




definición geotécnica, el límite de contracción corresponde al contenido de agua

en peso (masa de agua/masa de sólidos) en el mínimo volumen que alcanza la

muestra con desecación natural.

Este efecto de densificación por secamiento se presenta en todos los suelos finos,

sin embargo en geotecnia usualmente no se considera debido a que no hay

certeza de la existencia del nivel freático en el tiempo y de la homogeneidad del

suelo en la profundidad. Pero en un depósito de relaves TTD, es posible asegura

con gran certeza la homogeneidad del material en la profundidad y sabiendo que

siempre se descarga el relave sobre el nivel freático, el efecto de ascenso capilar

del agua y de densificación hasta el límite de contracción ocurrirá naturalmente de

manera continua. Sólo en el caso de lluvia se anula el efecto de las presiones de

poros negativas en la superficie y de contracción por evaporación. Sin embargo,

esto es eventual y una vez que se detienen las precipitaciones el efecto vuelve a

producirse y la presión de consolidación se transmite en toda la altura del

depósito, densificándolo de manera homogénea.

La Figura 25, descrive las vías de consolidación mencionadas, se observa la

consolidación por peso propio, que también ocurre en el método convencional,

generará un depósito normalmente consolidado. Sin embargo, a través de la

densificación por secamiento hasta el límite de contracción facilitada con el

método TTD, se tendrá una densidad aproximadamente constante en profundidad.

Es importante destacar que en un depósito convencional, una vez que las

partículas sedimenten y que parte del agua se separe del sólido y forme la laguna,

se pueden generar zonas de densificación por secamiento, al igual que lo que

ocurre en toda la superficie de un depósito TTD. Sin embargo, en un depósito

convencional es difícil asegurar que zonas estarán en esta condición y la

granulometría heterogénea, debido a la sedimentación, generará tensiones

capilares distintas y por lo tanto, grados de densificación diferentes.




Figura 25. Consolidación por peso propio y por secamiento natural


K. Law (Law, 1990) estudió el potencial de licuación de un depósito TTD mediante

sondajes CPTU, a través de penetración de cono con mediciones de presión de

poros. El estudio se hizo en el depósito de relaves espesados de Kidd Creek,

ubicado en la región de Ontario, Canadá. Los resultados indicaron que la presión

de poros fue negativa sobre el nivel freático, concluyendo que existe succión

capilar. Law aplicó las correlaciones empíricas obtenidas por Seed (Seed, Idriss, &

Arago, 1983) a los resultados de los sondajes CPTU, concluyendo que, para la

aceleración sísmica máxima, recomendada por la norma canadiense “Nacional

Building Code of Canadá”, y amplificada 1,5 veces, el relave contenido en el

depósito TTD de Kidd Creek, no era potencialmente licuable.

El relave debe ser espesado hasta un punto en que no se genere sedimentación

de partículas (ver Figura 22). El grado de densificación dependerá de la fracción

fina del relave (limo-arcilla), mientras más fino, mayor será la capilaridad y mayor

densidad alcanzará por esta vía. Para maximizar la densificación por secamiento,

un depósito TTD debe proyectarse considerando que en el balance de aguas, la

diferencia entre el volumen de agua descargado y el equivalente al límite de

contracción del material saturado, sea menor que la cantidad evaporada. Así,




asegura que el relave siempre estará densificándose, tal como se esquematiza en

la Figura 26.

Figura 26. Balance de agua de un depósito espesado


Utilizando los parámetros conocidos de producción de relaves, proveniente del

proceso de flotación, y la concentración de sólidos en la descarga del espesador,

entregado por el proveedor del espesador, se obtienen el caudal de agua

contenida en el relave según la Ec. 29:

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛−⋅= 11

CpPQ Ec. 29

El límite de contracción, corresponde al contenido de humedad por debajo del cual

una pérdida de humedad por evaporación no experimenta una reducción de

volumen, y es un valor que se puede determinar mediante ensayos de laboratorio.

En un depósito TTD el material se encuentra saturado, por lo cual se puede

encontrar una equivalencia entre el límite de contracción y una concentración de




sólidos en peso, y así obtener, un caudal de agua contenida en el material

saturado a una densidad equivalente al límite de contracción.

El volumen de agua descargado al depósito y el volumen de agua mínimo

requerido en el depósito para que alcance el límite de contracción, la diferencia de

ambos correspondería al volumen de agua que debe perder por evaporación. Para

permitir la densificación por secamiento, es necesario conocer la tasa de

evaporación del lugar de emplazamiento y cubrir el área mínima requerida.

Al asegurar las condiciones de humedad minimas para alcanzar la densidad al

límite de contracción la estabilidad sísmica del depósito dependerá de los

siguientes factores:

• Peligro sísmico del área: se debe realizar un estudio para determinar los

acelerogramas característicos de sismos severos en el sitio.

• Geometría del depósito: pendiente, espesor, altura etc.

• Comportamiento geomecánico del relave saturado a una densidad

equivalente al límite de contracción: se deben realizar ensayos de

clasificación, densidad, consolidación, resistencia corte no drenado y

licuación.

2.4.4 Registro fotográfico de las pruebas de depositación

El material espesado se deposita en pendientes suaves de 2 a 7%, que depende

de la concentración de sólidos y de la viscosidad, formando lomas o conos auto-

soportantes.

Se muestran fotografías de relaves espesados provenientes de la planta piloto del

Proyecto Esperanza y la puesta en marcha del depósito TTD del proyecto DELTA

ENAMI en Ovalle (desde Figura 27 a la Figura 34).




Figura 27. Cono de depositación planta piloto Proyecto Esperanza

Ref.: (Minera Esperanza, 2008)

Figura 28. Planta piloto a 6 meses de la depositación


Cono depositación vertical




Figura 29. Planta piloto a 6 meses de la depositación vista lateral.


Figura 30. Planta piloto a 6 meses de la depositación, calicata 1.







Figura 34. Relave espesado, en estado seco superficial.

Ref.: (ENAMI, 2010)

Suelo natural del sector

Relave espesado a 6 meses de la depositación




2.5 ENSAYOS REQUERIDOS PARA LA MODELACIÓN DE DEPÓSITOS DE RELAVE ESPESADO (TTD)

El estudio de las características geomecanicas de un depósito TTD a partir de un

relave determinado, se deben realizar diversos ensayos de laboratorio para

caracterizar el material. Se presenta la descripción del material a utilizar para el

análisis y los ensayos realizados con el objetivo de mostrar metodología.

2.5.1 Material a utilizar

El material o relave debe provenir del proceso minero, del yacimiento explotado a

estudiar. En caso de plantas que aun no tienen sus procesos en actividad es

necesario preparar una amuestra de alguna planta piloto.

La muestra de relave integral extraído debe ser clasificada según su concentración

de sólidos en peso (Cp).

Ec. 30.

Cp : porcentaje de sólidos.

Ws: Peso de los sólidos de una amuestra de relave.

Wt: Peso total de la muestra (peso de agua +peso de sólidos).

Nota: La concentración de sólidos también es posible obtenerla de la “Balanza

Marcy”, aun cuando la obtención por sólidos en peso es más exacta.

2.5.2 Granulometría

Lla granulometría completa de una muestra representativa de relave, se obtiene

del tamizado de la muesta hasta la malla ASTM #400 (38 μm) y un ensayo

hidrométrico para el análisis de las partículas más finas, por velocidad de

sedimentación.

La Figura 35 muestra el resultado del análisis granulométrico realizado a material

un material de relave.




0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0.001 0.01 0.1 1 10

Porc

enta

je P

asan

te

Tamaño de Partículas (mm)

GRANULOMETRÍARELAVES DE DISEÑO

Figura 35. Ejemplo de curva granulométrica para un relave de cobre

Ref.: (VST Ingenieros, 2006)

2.5.3 Clasificación geotécnica

Para realizar un análisis más completo del material se determinó la clasificación

geotécnica del relave. Para la determinación de la gravedad específica de las

partículas sólidas bajo malla ASTM N°4, se utiliza el procedimiento de la norma

NCh 1532 Of 1980. Para determinar el índice de plasticidad se utiliza el

procedimiento de la norma NCh 1517 Of 1979. Ver la Tabla 3.

Tabla 3. Ensayos para clasificación geotécnica del relave

Parámetro geotécnico del relave

Gravedad Específica del Solido(Gs)

Índice de Plasticidad (IP)

Clasificación U.S.C.S.





2.5.4 Límite de contracción por secado natural

Laaplicacion del método de depositación TTD busca que el relave densifique por

secado natural, hasta alcanzar el límite de contracción.

Para determinar el límite de contracción por secado natural, se utilizan cilindros de

75 mm de diámetro interno y 40 mm de altura. El relave es sometido a un proceso

de secamiento natural, el cual puede llegar a tomar 2 semanas, dependiendo de

las características de la muestra, hasta que la masa de relave deja de presentar

cambios volumétricos. Este tipo de secamiento lento es necesario para evitar que

la muestra se agriete. Finalmente, para comprobar que la muestra ha alcanzado

su límite de contracción, es calentada en horno, a una temperatura de 50°C, por

un tiempo de 6 hrs, donde finalmente se procede a medir nuevamente su volumen

y masa.

Tabla 4. Parámetros al límite de contracción por secado natural

Parámetro geotécnicos al límite de contracción por secado natural

Humedad al Límite de contracción por secado natural (W%)

Densidad al límite de contracción γLC(T/m3)

Densidad seca γseca (T/m3)


Nota: este ensayo entrega información de vital importancia como la densidad al

límite de contracción, ya que es usada para los cálculos de capacidad de

almacenamiento del depósito de relaves proyectado.

2.5.5 Ensayos triaxiales

Se deben realizar ensayos triaxiales monótonos CIU y ensayos triaxiales cíclicos.

Todos los ensayos deben ser realizados con muestras de relaves en las

condiciones que se esperan en terreno, es decir, al límite de contracción o en

rangos en el contorno de este valor.




Las probetas deben ser preparadas en el laboratorio según el siguiente

procedimiento:

• Se deposita la pulpa de relave con una concentración de sólidos en peso del

orden de 70% en cilindros de PVC de 10 cm de diámetro por 20 cm de altura,

dejando secar la muestra al aire.

• Secar las probetas por varios días hasta que alcancen su límite de contracción

por secado natural, es decir, sin pérdida de volumen.

• Envuelven las probetas en papel plástico, para evitar que sigan perdiendo

humedad, etiquetan y envian al laboratorio donde será realizado el ensayo.

• En el laboratorio, las probetas son talladas para dar la forma requerida para el

ensayo, (cilindro de diámetro 5 cm y altura 10 cm).

• La probeta es montada en el aparato triaxial para realizar el ensayo.

2.5.5.1 Triaxial monótono CIU

En la Tabla 5 se muestran las características típicas requeridas para los ensayos

triaxial monótono CIU.

Tabla 5. Ensayo Triaxial CIU monótono, muestras de relave al límite de contracción

Probeta Presión de cámara efectiva (kg/cm2)

1 1.0

2 2.0

3 4.0


En la Figura 36 se muestra el montaje de una probeta para el ensayo triaxial y en

la Figura 37 se puede ver la probeta montada mientras es saturada para el

ensayo.




Figura 36. Montaje probeta para ensayo triaxial


Figura 37. Probeta montada para ensayo triaxial





La Figura 38 muestra la variación del esfuerzo desviador q (corte inducido) en

función de la deformación axial unitaria de la probeta.

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0 5 10 15 20 25

q (k

g/cm

2 ) =

(σ1-σ3

)/2

Deformación Unitaria %

Ensayo de Compresión Triaxial

Monotónico CIU

Presión cámara efectiva 1.00 kg/cm2



Figura 38. Esfuerzo desviador vs deformación unitaria, muestras de relaves al límite de contracción

Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal


En la Figura 39 se observa la variación de la presión de poros en función de la

deformación unitaria.




-1.5

-1.0

-0.5

0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

0 5 10 15 20 25

Varia

ción

de

Pres

ión

de P

oros

(kg

/cm

2 )

Deformación Unitaria %

Ensayo de Compresión Triaxial

Monotónico CIU




Figura 39. Variación de la presión de poros vs deformación unitaria, muestras de relave al límite de contracción



En la Figura 40 se muestra el grafico (p´v/s q) de las trayectorias de tensiones

efectivas y la envolvente de falla.




0.0

1.0

2.0

3.0

4.0

5.0

6.0

7.0

8.0

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14

q (k

g/cm

2 ) =

(σ1-σ3

)/2

p´ (kg/cm2) = (σ1´+σ3´)/2

Ensayo de Compresión TriaxialMonotónico CIU

Presión cámara efectiva 1.00 kg/cm2Presión cámara efectiva 2.00 kg/cm2Presión cámara efectiva 4.00 kg/cm2

apTanq +⋅= ´α

( )φ

αφCos

acTanArcsen =−=

1

Tanα

Figura 40. Ensayo triaxial monótono CIU, muestras de relave al límite de contracción Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal


2.5.6 Triaxial cíclico CIU

La resistencia cíclica del relave al límite de contracción se mide a través de

ensayos triaxiales cíclicos no drenados. La Figura 41 muestra la resistencia cíclica

obtenida con una presión de cámara efectiva de 1,0 (kg/cm2).




0.00

0.05

0.10

0.15

0.20

0.25

0.30

0.35

0.40

1 10 100 1000

Raz

ón d

e co

rte c

íclic

o R

c en

ens

ayo

triax

ial

Número de ciclos Nc

RAZÓN DE CORTE CÍCLICOENSAYO TRIAXIAL

so = 1,0 kg/cm2

Figura 41. Resultado ensayo triaxial cíclico CIU, muestras de relave al límite de contracción1



En términos generales, la curva mostrada en la Figura 41 presenta un

comportamiento típico esperado, donde para un nivel de confinamiento dado, a

medida que se aumenta la resistencia cíclica, disminuye el número de ciclos

necesarios para alcanzar la movilidad cíclica, hasta un valor mínimo asintótico de

Rc. En este caso, se puede observar que, para un número de ciclos de 31, la

razón de resistencia cíclica es aproximadamente 0,20 para una presión de

confinamiento de 1,0 kg/cm2. En la Figura 42 se observa un aparato triaxial cíclico

similar al utilizado por IDIEM.

1 Nc : numero de ciclos




Figura 42. Aparato triaxial cíclico


2.5.7 Pendiente de depositación

Para estudiar la geometría y el crecimiento del depósito, es fundamental conocer

la pendiente de depositación del relave. En general, este parámetro depende del

espesamiento, la granulometría y el pH del relave. Pero para un material

determinado, con granulometría y pH conocidos, la pendiente de depositación sólo

depende de la concentración de sólidos de descarga.

Para determinar la pendiente que adopta el material depositado, se realizan

ensayos de canaleta, en laboratorio y en terreno, con una canaleta a escala

industrial.

El ensayo de canaleta de laboratorio consiste en depositar una muestra de pulpa

relave espesado de 3 kg aproximadamente sobre una canaleta de acrílico

completamente horizontal. Una vez depositado el relave, se mide la altura entre la

capa depositada y el borde de la canaleta en todo el largo de ésta cada 10 cm, y




se obtiene la pendiente. Este procedimiento se repite variando la concentración de

sólidos en peso de la muestra, con lo que finalmente se obtiene una curva de

pendiente en función de la concentración de sólidos. El ensayo de canaleta en

terreno es de procedimiento similar pero a una mayor escala. La muestra se

prepara en un estanque agitador de 3 m3 y se descarga por gravedad. Una vez

depositada la capa de relave se mide la altura desde el relave hasta el borde de la

canaleta a todo el largo de ésta cada 50 cm.

La Figura 44 muestra el resultado del ensayo de pendiente de depositación del

relave para distintas concentraciones de sólidos en peso. Esta curva se obtuvo de

los resultados de laboratorio y de terreno.

Las pruebas se hicieron a distintos Cp, como resultado de la variación de la

densidad de pulpa producida por el espesador piloto. El volumen descargado

también varió entre cada prueba, debido a que se llenaba el estanque sólo en

intervalos en que el espesador operaba con una descarga de concentración de

sólidos regular, deteniendo el llenado en caso que el espesamiento variara

significativamente. Además, se evitó trabajar con espesamientos bajos,

exigiéndole al espesador un mínimo de Cp de 65 % a través de una estimación de

este parámetro en terreno; las mediciones de Cp mostradas en la Tabla 6

representan el valor real medido en laboratorio en base al peso seco y húmedo de

la muestra.

Figura 43. Diagrama de equipos para prueba de depositación





Tabla 6. Pruebas de depositación realizadas

Prueba Volumen Relave [m3 ]

Cp [%]

1 1,5 66,7

2 1,0 69,5

3 1,1 67,5

4 1,5 67,0

5 1,3 61,9

6 1,1 63,5

7 1,1 65,3


Figura 44. Pendiente de depositación v/s concentración de sólidos en peso.


La Figura 45. y la Figura 46. muestra la pendiente de 4 % adoptada por los relaves

en un ensayo de depositación en canaleta de laboratorio, a una concentración de

sólidos del 66 %.




Figura 45. Vista lateral del ensayo de depositación de relaves de laboratorio


Figura 46. Vista frontal del ensayo de depositación de relaves de laboratorio


En la Figura 47. se observa la canaleta de terreno y el estanque agitador en el que

se prepara la muestra.




Figura 47. Prueba de depositación de relaves en canaleta de terreno


En la Figura 48. Es posible observar una prueba realizada sobre relave depositado

anteriormente.

Figura 48. Vista frontal prueba de depositación de relaves en canaleta de terreno





El agua contenida en la pulpa sólo será extraída del depósito mediante

evaporación, permitiendo la densificación del relave gracias a los esfuerzos por

succión capilar, los que actuarán comprimiendo y consolidando el material.

Tabla 7. Resumen de resultados de pruebas de depositación

Parámetro Resultado

Caudal de descarga [TPD] 400

Espesor de capa [cm] 2-3

Velocidad promedio de avance de la capa [cm/s] 10

Pendiente de depositación para CP 67% 4

Acidez [Ph] 9,0 – 9,3

Yield stress relave floculado [Pa] para Cp= 67% 95

Yield stress relave Cizallados [Pa] para Cp= 67% 55


2.5.7.1 Análisis de segregación de partículas

Para analizar la segregación de partículas en una capa de relave espesado

depositado, fueron tomadas 4 muestras, M1 hasta la M4 (Ver Figura 49) sobre

una capa depositada en la prueba nº 8, en la que se descargó una capa de relave

al 65,6 % de sólidos en peso.

Figura 49. Descripción de muestreo en la canaleta de relaves





Figura 50. Análisis de segregación por curvas granulométricas de muestras


Según lo observado en la Figura 50, en condiciones normales de operación, las

diferencias de porcentaje en peso para todos los diámetros de partículas son

despreciables, con lo que se concluye que no existe segregación de partículas, o

bien ésta es despreciable. Según lo anterior, las características del material

descargado en un depósito TTD, con concentraciones de sólidos mayores a 65 %,

serán homogéneas en cualquier punto del depósito. Así, se asegura que la

pendiente es uniforme y que el fenómeno de contracción y densificación por

evaporación ocurrirá en toda la superficie del depósito, lo que es fundamental para

alcanzar una condición adecuada de resistencia a la licuación.

CAPÍTULO 3. ANTECEDENTES DEL CASO EN ESTUDIO 69



CAPÍTULO 3. ANTECEDENTES DEL CASO EN ESTUDIO

3.1 INTRODUCCIÓN

Se analizo un depósito proyectado para un caso real. El proyecto corresponde al

depósito de relaves de un yacimiento minero que explotara cobre, ubicado la

región de Antofagasta, en la comunidad de Sierra Gorda.

Los relaves producidos por la planta serán espesados hasta una concentración de

sólidos en peso de 67 % que considera la depositación de relaves espesados,

mediante la tecnología TTD.

Se evaluó entre las diversas alternativas de depósito de relaves para determinar

cuál era la mejor opción, y considerando los parámetros de superficie intervenida,

capacidad de almacenamiento y seguridad ambiental, se determinó que un

depósito de relaves espesados del tipo TTD sería la mejor alternativa.

En síntesis, el proyecto considera confinar el relave a través de un muro

construido con material estéril de mina, de aproximadamente 37 m de altura. La

superficie intervenida será de 1640 hectáreas, para almacenar 750 millones de

toneladas. Con una tasa de producción de 95 KTPD el depósito tendrá una vida

útil de aproximadamente 21 años.

3.2 ANTECEDENTES GENERALES

3.2.1 Ubicación

El Depósito de Relaves se encuentra en el sector Esperanza, aproximadamente a

30 Km al sur este de la localidad de Sierra Gorda .

Tabla 8: Coordenadas UTM de ubicación

LOCALIZACIÓN

NORTE ESTE UBICACIÓN 7.458.487 487.887 Comunidad de Sierra Gorda





Figura 51: Vista aérea de ubicación proyectada


Figura 52: Ubicación Regional





Figura 53: Planta Depósito Relaves Espesados proyectado (coordenadas UTM)





Figura 54: Modelo 3D Depósito Relaves Espesados proyectado


3.2.2 Capacidad de almacenamiento del depósito

El Depósito de Relaves Espesados de Esperanza, tendrá una capacidad de 750

millones de toneladas (Mton), lo que equivale a 468,75 millones de metros cúbicos

(Mm3). El ritmo de depositación será de 95 mil toneladas por día (KTPD),

considerando una vida útil del depósito de 21,6 años aproximadamente. El

Relaves alcanzará su cota máxima a una altura aproximada de 2268 m.s.n.m.




3.2.3 Criterios de diseño del depósito

Los siguientes son los criterios generales adoptados para el diseño del tranque de

relaves espesados:

Tabla 9. Criterios de diseño Generales

Item Criterio de diseño Valor

1 Producción de mineral 95 ktpd

2 Capacidad requerida del deposito 750 Mton

3 Gravedad especifica de los sólidos 2,70

4 Concentración en peso del relave 67%

5 Pendiente de depositación de diseño 4%

6 Densidad de depositación al límite de contracción [t/m2] 1,60


Tabla 10. Criterios de diseño geométricos para muros

Ítem Criterio de diseño Valor

Geometría de Muros

1 Ancho de coronamiento 8 m

2 Taludes simétricos(H:V) 2,5 : 1

3 Borde libre mínimo 5 m

Muros Principal

4 Ancho de coronamiento 20 m

5 Taludes simétricos(V:H) 2,5 : 1

6 Borde libre mínimo 5 m

Ref.:(Elaboración Propia)

3.2.4 Geología Local

La mayor parte de la ruta donde se enmarca el Proyecto atraviesa áreas donde las

gravas terciarias afloran en superficie y se pueden encontrar ocasionalmente

coluvios indiferenciados. Los afloramientos y sub-afloramientos de rocas




sedimentarias clásticas y calcáreas indiferenciadas (Grupo Caracoles) ocurren

principalmente a lo largo de la porción más alta de la ruta.

En el área del proyecto se puede encontrar material de yeso-caliche o

concreciones que van hasta 0,5 m desde la superficie a través del área cruzada

por la ruta.

Figura 55: Formación de yeso-caliche sin cobertura


3.2.5 Hidrogeología

La caracterización hidrogeológica del área del Depósito de Relaves se basa

principalmente en la información contenida en el Mapa Hidrogeológico de Chile. El

lugar presenta una unidad constituida por gravas alcanzando en algunos sectores

potencias mayores a 650 m.

Existen también rocas volcánicas andesíticas y tobas. Estos estratos yacen sobre

la roca del basamento de origen volcánico. Este sector se caracteriza por tener

baja conductividad hidráulica (entre 10-8 y 10-5 cm/s). En algunas áreas se ha

detectado presencia de agua, pero estaría asociada a compartimentos aislados y

no a una napa subterránea, ya que en el área de depósito de relaves espesados

no existe evidencia de napa de aguas subterráneas.




3.2.6 Crecimiento del depósito y muros del depósito

Las curvas de crecimiento permiten conocer y relacionar año a año las cotas

máximas de depositación, el volumen de relave acumulado y la tasa de

crecimiento, el cual es un indicador indirecto de la consistencia de un relave en el

tiempo.

Considerando la cota máxima de depositación al fin de la vida útil, un borde libre

de 5 m y pendiente de depositación del 4 % se determinó que el muro principal

deberá construirse a la cota 2.108,5 m.s.n.m., medido sobre el coronamiento del

muro, como se observa en la Figura 56.

Figura 56. Curva de crecimiento del muro (sin escala)


3.2.7 Pretil de inicio

Aguas abajo del depósito se encuentra el muro llamado “Pretil de inicio”, tiene la

función de cerrar la cuenca y contener los relaves que llegan a estar en contacto

con él. Esta proyectado en material de empréstito de mina, y es la primera parte




de las tres etapas de crecimiento proyectado para el del muro principal, como

muestra en la Figura 57.

Figura 57. Sección transversal del muro y etapas de crecimiento


3.2.8 Muro Principal

El muro principal deberá ser construido directamente sobre el muro de partida con

crecimiento hacia aguas abajo, tendrá un ancho de berma de 20 m y una altura

promedio de 34,4 m, llegando a la cota 2124.4 m.s.n.m. sobre el coronamiento, en

la Figura 58 presenta una sección del muro principal.

El coronamiento es de ancho variable que va desde los 0 m a los 12,5 m y

pendientes laterales 1:2,5, en la Figura 58 se muestra las etapas de crecimiento

asociadas al año de producción en la cual debe crecer el muro.




Figura 58. Muro principal para 750 Mton donde se muestra las etapas de crecimiento.2.


3.2.9 Muro lateral

Por la forma de la cuenca se debera construir un muro de confinamiento lateral,

que tendrá la función de contener el avance de los relaves para que se mantengan

dentro del área asignada y aprobada por la autoridad (SERNAGEOMIN).

Figura 59. Crecimiento del muro lateral


2 La simulación del crecimiento del depósito, estipula que en los años indicados en la figura, debería comenzar la construcción de la etapa siguiente del muro.

Año 21,8

Año 18,2

Año 14,8




3.2.9.1 Suelo de fundación

El Depósito de Relaves será emplazado sobre una peniplanicie3 aluvial-aluvional

que cubre las tres cuartas partes de este. La llanura recibe cinco afluentes

actualmente secos y comparativamente angostos, con características de

escurrimiento estacional, todos ellos provenientes desde el Sureste.

Como parte de la primera campaña de investigación geotécnica del área se

ejecutaron 10 calicatas de las cuales 7 se excavaron a lo largo del eje del muro

proyectado y 3 aguas arriba ubicadas dentro de lo que sería la cubeta. En esta

segunda campaña se ejecutaron 5 calicatas, 4 sondajes, 1 perfil de refracción

sísmica y 3 perfiles TEM (transigente electromagnético), todos localizados a lo

largo del eje del muro.

De las prospecciones y de los ensayos de laboratorio definidos en el área fue

posible establecer un perfil estratigráfico del subsuelo, cuyos horizontes

representativos se describen a continuación:

• H-1 Arena limosa, “chusca”, con alto porcentaje de sales y presencia de

finos no plásticos. Compacidad baja. Se ubica superficialmente en

espesores de hasta 1,0 m.

• H-2 Arena limosa con gravas de cantos redondeados y angulares de

tamaño máximo 3”. Estructura estratificada. Alto porcentaje de sales.

Compacidad compacta. Espesor de entre 1,0 y 7,0 m.

• H-3 Grava mal graduada con limos o brecha sedimentaria meteorizada.

Tamaño máximo 2” en matriz de arena limosa, arcillosa. Estructura

estratificada. Fuertemente cementado, compacidad alta. Profundidad entre

3,0 y 8,0 m.

• Basado en los perfiles de transciente electromagnético, se estima que la

roca competente se encuentra entre los 300 y 500 m de profundidad.

3 Peniplanicie: superficie de erosión extensa y débilmente ondulada con interfluvios convexos y tálwegs amplios, de perfiles longitudinales próximos al perfil de equilibrio, y con frecuencia recubierta de sedimentos residuales y suelos; establecida en función de un nivel de base determinado, representa la etapa final de senectud del ciclo de erosión de Davis (Geografía Nacional de Chile).




Mediante ensayos de permeabilidad en terreno y laboratorio se observó que la

permeabilidad aumenta de 5,0 x 10-3 a 1,0 x 10-4

cm/s a los 10 m de profundidad.

Luego, la permeabilidad es más bien constante con un rango entre 5,0 x 10-4 a 1,0

x 10-5 m/s hasta los 50 m.

3.2.10 Descripción general del origen de los relaves

La operación del Proyecto producirá residuos mineros en forma de rocas estériles

y posiblemente óxidos y sulfuros de baja ley.

La planta concentradora del mineral durante el procesamiento de este, realiza

actividades u operaciones para obtener concentrado de cobre, siendo alguna de

estas operaciones las que darán origen a los relaves mineros. A continuación se

describen los principales procesos que se realizan en la Planta Concentradora de

Esperanza.

1. Molienda SAG: Disminuye de tamaño el mineral que se encuentra en el

acopio de gruesos mediante molino.

2. Chancado de pebbles: El mineral que no disminuya su tamaño

suficientemente, en la molienda SAG, se envía a chancadores de pebbles

(rocas con diámetros de hasta 70 mm).

3. Molienda secundaria: Disminuye el tamaño del mineral hasta 210 mm

mediante dos molinos de bolas.

4. Clasificación de mineral: Separa el mineral mayor del flujo principal a

través de harneros y ciclones.

5. Flotación: En esta etapa se concentra el cobre en celdas de flotación y es

en esta etapa precisamente donde se generan los relaves (existen distintas

etapas; flotación flash, limpieza flash, flotación primaria, flotación de

limpieza y flotación de barrido). De esta etapa se obtienen dos flujos:

i. Una espuma con alto contenido de cobre.

ii. Una “cola” con bajo contenido de cobre que generará los

relaves.




3.3 CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA DEL RELAVE ESPESADO

3.3.1 Introducción

La caracterización de los suelos del depósito de relaves debe efectuar un

programa de ensayos que incluye, ensayos básicos de caracterización orientados

a definir propiedades índices, y por otra, ensayos triaxiales de carga monótona

destinados a evaluar propiedades tensión-deformación, resistencia drenada y

resistencia última no-drenada y ensayos triaxiales cíclicos orientados a establecer

la resistencia a la licuación de los relaves. Todos los ensayos de resistencia al

corte estático se realizan sobre probetas talladas a partir del relave previamente

dispuesto en cajas simulando la condición natural de depositación con que el

relave sale de la planta de espesado (67% de sólidos, humedades superiores a

50%), las que son secadas al aire hasta llegar a una humedad tal que fuese

posible la extracción de muestras inalteradas. Para el caso de los ensayos

cíclicos, las muestras son secadas hasta alcanzar humedades cercanas al límite

de contracción.

3.3.2 Consolidación del relave por peso propio

En los depósitos de relaves de gran profundidad, las fuerzas de consolidación por

peso propio pueden llegar a ser mayores que las obtenidas por límite de

contracción. Las densidades en las capas profundas son mayores que las

obtenidas por evaporación y por el efecto de succión capilar. El estudio de las

densidades en profundidad, necesita de una serie de ensayos de consolidación

por peso propio con 67% de sólidos en peso.

El ensayo consiste en la aplicación de incrementos simultáneos de carga hasta

alcanzar una presión efectiva equivalente a una columna de aproximadamente 50

m de material saturado. En la Figura 60 es posible ver los resultados de ensayos

de consolidación en relaves espesados de Minera Esperanza.




Figura 60. Consolidación de relave Densidad seca v/s profundidad, el punto muestra el valor de consolidación al límite de contracción 4


A una profundidad de 25 m, el relave se consolida a una densidad seca de 1,74

ton/m3, la que corresponde al límite de contracción.

De los mismos ensayos es posible graficar la variación de la concentración de

sólidos en peso, en la Figura 61 se muestra la curva de consolidación en

profundidad en función del porcentaje de sólidos en peso, donde se observa que a

25 m de profundidad la concentración de sólidos en peso es de 82 %.

4 Grafico proviene de una serie de ensayos de consolidación con carga variable incrementada hasta lograr una presión de 50 m columna de relave.




Figura 61. Consolidación de relave por peso propio Cp v/s Profundidad, el punto muestra el valor de consolidación al límite de contracción


3.3.3 Coeficiente de Permeabilidad del relave espesado seco

Para la determinación del coeficiente de permeabilidad se realizaron dos ensayos

de permeabilidad con pared flexible bajo régimen de flujo vertical con carga

constante a diferentes presiones de confinamiento donde el coeficiente de

permeabilidad disminuye con el aumento del nivel de presión confinante. Los

resultados se presentan en la Figura 62 y la Tabla 11.




Figura 62. Coeficiente de permeabilidad


Tabla 11. Valores de coeficiente de permeabilidad

Presión de Confinamiento (σ3)

[kg/cm2]

Coef. de Permeabilidad vertical (Kv)

[cm/s]

Coef. de Permeabilidad (Kh)

[cm/s] σ3 < 1 7x10-6 14x10-6

1 ≥ σ3 > 10 2x10-6 4x10-6


Los valores de la Tabla 11 se comparan con la clasificación de Terzaghi, respecto

a la permeabilidad de los materiales como se puede ver en la Tabla 12.




Tabla 12: Clasificación de los suelos según su coeficiente de permeabilidad

Grado de permeabilidad Coef. de Permeabilidad (K)[cm/s]

Elevada Superior a 10-1 Media 10-1 10-3 Baja 10-3 10-5 Muy baja Prácticamente impermeable

10-5 10-7

Menor de 10-7 Ref.: (Terzaghi & Peck, 1948)

Se puede concluir que el material presenta características de muy baja

permeabilidad, cuando el relave depositado alcanza la densidad al límite de

contracción.

3.3.4 Propiedades Geotécnicas

Los relaves de Esperanza corresponden a un material limo arenoso (ML) de baja

plasticidad, presentan un tamaño de partícula asociado a limos con un porcentaje

de coloides (menores a 0,001 mm) inferior al 10% en peso. El tamaño medio de

los granos es de 0,012 mm, siendo 2 mm el tamaño máximo. El Límite de

contracción del material y la densidad asociada resultó ser de 17% y 1,7 ton/m3,

respectivamente.

Tabla 13: Propiedades del relave espesado.

Propiedad Valor Unidad

Clasificación ML

GS 2,83

Densidad Máxima 1,93 t/m3

Humedad 13,3 %

Densidad Mínima 0,98 t/m3

Densidad al límite de contracción 1,70 t/m3

Humedad al límite de contracción 17,0 %





3.3.5 Resistencia al Corte

3.3.5.1 Los ensayos triaxiales CIU

Los ensayos triaxiales CIU realizados al relave presentaron comportamiento

contractivo, con un ángulo de fricción en términos de tensiones efectivas de 36° y

cohesión nula (C=0).

La resistencia no drenada está determinada por Su= 0,3 σ3. Dada la reducida

catidad de muestras ensayas es necesario aplicar un factor de reducción se 2/3

,por lo tanto, la resistencia no drenada para efectos de modelamiento es Su= 0,2

σ3. Las Figura 63 y Figura 64 muestran las envolventes de resistencia para los

ensayos.

Figura 63. Trayectoria de tensiones efectivas, comportamiento contractivo (Triaxial CIU).


Envolvente de Falla η=0,73 y φ=36º η: Porosidad φ: Ang. Fricción




Figura 64. Resistencia última no drenada en función de su confinamiento (Triaxial CIU).


3.3.5.2 Los ensayos triaxiales CID

La evaluación de la resistencia del relave parcialmente saturado fue efectuóado

mediante la ejecución de una serie de ensayos triaxiales CID en probetas con

grado de saturación cercana al 11%. Considerando que el grado de saturación no

afecta significativamente la fricción, la envolvente se estableció paralelamente a la

obtenida de los resultados sobre el material saturado, se presenta en el gráfico de

la Figura 65.

Los ensayos triaxiales CID realizados para el material saturado, indican una gran

contractividad en términos de deformación volumétrica., la envolvente de

resistencia fue determinada por un ángulo de fricción interna de 36° y cohesión

nula(C=0).

Para efectos del MEF, se debe reducir el ángulo de fricción en un 10%, por la alta

tasa de la variabilidad de las propiedades de los relaves durante la vida útil del

Su=0,3*σ3




proyecto. Para efectos de carga drenada, el relave fue caracterizado por un ángulo

de fricción de 33°. La Figura 65, se muestra la envolvente de resistencia asociada

al relave saturado bajo una condición drenada de carga, se incluyen además las

trayectorias de tensiones de los ensayos CID y CIU sobre material saturado.

El material parcialmente saturado presento un ángulo de fricción de 36° y una

cohesión de 1.5 kg/cm2, ver Figura 66.

Figura 65. Envolvente de falla relave saturado (Triaxiales CID).


Envolvente de Falla η=0,73 y φ=36º η: Porosidad φ: Ang. Fricción




Figura 66. Envolvente de falla relave parcialmente saturado (CID)


3.3.6 Modulo de Deformación

Las curvas tensión-deformación obtenidas de los ensayos triaxiales permitieron la

obtención del módulo secante de deformación al 50% de la tensión máxima (ver

Punto 2.3.3) para diferentes condiciones de presión confinante, ver Tabla 14.

Tabla 14. Módulos de deformación

Relave / Condición de carga E50

Relave Saturado / Carga No-Drenada kg/cm2

Relave Saturado / Carga Drenada kg/cm2

Relave parcialmente saturado kg/cm2


Envolvente de Falla Parcialmente Saturada C=1,5 y φ=36º C: Cohesión φ: Ang. Fricción

Envolvente de Falla Saturada, C=0,0 φ=36º




Figura 67 Modulo de deformación, E50, en función de la presión Confinante


3.3.7 Velocidad de Propagación de Ondas

Se realizaron ensayos de Bender Elements (Ver punto 2.3.1) para la estimación de

la velocidad de propagación de ondas de corte (Vs) considerando el efecto del

nivel de presión y condición de saturación de la muestra.

El ensayo de velocidad de onda de corte fue realizado con muestras de relave

preparadas con densidades al límite de contracción, ver la Tabla 15.




Tabla 15. Velocidad de ondas

Condición Velocidad de Ondas (Vs) [m/s]

Grado de saturación es menor a 30% Vs=338*(σ3’)0,07

Grado de saturación superiores al 30% Vs=282(σ3’)0,013

En la tabla se considera σ3 en kg/cm2.


3.3.8 Resistencia Cíclica

Los ensayos triaxiales cíclicos a diferentes presiones de confinamiento isótropo, y

anisotrópica. Los resultados mostraron que dentro del rango de presiones

utilizadas no hay cambios en la resistencia cíclica por una variación de la presión

de confinamiento. La condición de anisotropía, o existencia de corte estático

inicial, aumenta la resistencia cíclica.

Considerando un evento sísmico de gran magnitud, asociado a un número de

ciclos equivalente de 30 ciclos, es posible estimar una resistencia cíclica a

grandes deformaciones (εD.A. = 10%) de R = τ/ σ3 = σd/2σ3 = 0,23, corresponde

conservadoramente a la banda inferior de resistencias determinadas en los

ensayos, el cual corregido para ser llevado a las condiciones de terreno (Palma,

2004) aplicando factores de corrección que permite estimar un valor de resistencia

cíclica de Rc = 0,9*0,72*0,23 = 0,15.

Las Figura 68 y Figura 69 muestran la resistencia cíclica de una serie de ensayos,

para deformaciones en doble amplitud de 5% y 10%, respectivamente.




Figura 68. Grafico de resistencia cíclica 5%. Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal





Figura 69. Grafica de resistencia cíclica 10%.






Tabla 16. Resistencia cíclica del relave al límite de contracción5

Profundidad [kg/cm2]

Rc 30 ciclos Ms=8,0

5 0,6 1,00 0,49

9 1,0 1,00 0,49

10 1,1 0,99 0,49

15 1,7 0,91 0,45

20 2,2 0,83 0,41

30 3,4 0,71 0,35

40 4,5 0,61 0,30

50 5,6 0,52 0,25

60 6,7 0,43 0,21

70 7,8 0,41 0,20

Ref.: (Elaboración Propia)

3.3.9 Material que compone el muro de confinamiento

3.3.9.1 Material enrocado

El material de enrocado constitutivo del muro, Ver Figura 71, corresponde a una

grava pobremente graduada con tamaño máximo 6” (ver Tabla 17), de finos no

plásticos y una gravedad específica del orden de 2,7.

Para la evaluación de la resistencia al corte y parámetros de deformación se

desarrollo un plan de ensayos triaxiales gigantes. Para la ejecución de los

ensayos, fue usado material del túnel de exploración, el que se estima será similar

al material que se obtendrá producto del pre-striping. La Figura 71 muestra una

fotografía del material muestreado para ensayos y la Figura 70 muestra la curva

granulométrica de la muestra.

5 La descripción detallada de las ecuaciones para obtener los valores de las columnas de la tabla, es posible ver en al punto 2.1.6 en la Pg. 16.




Tabla 17. Granulometría del material de empréstito

Malla Diámetro partícula

% que pasa

mm en peso6" 152,4 100,0 5" 127 81,0 4" 101,6 62,0 3" 76,2 50,0

2 1/2" 63,5 42,0 2" 50,8 34,0

1 1/2" 38,1 24,0 1" 25,4 15,0

3/4" 19 11,0 3/8" 9,52 5,0

malla 4 4,76 2,0 malla 10 2 2,0 malla 20 0,84 1,5 malla 40 0,42 1,0 malla 60 0,25 1,0 malla 140 0,11 1,0 malla 200 0,074 1,0


Figura 70. Banda granulométrica del enrocado





Figura 71: Material de empréstito (Pre-striping)


El ángulo de fricción del material es de 40° y cohesión nula. Además, en base a

experiencias anteriores6, se ha considerado que el material posee un módulo de

deformación del orden de 5 x 104 KPa (para grandes deformaciones).

3.4 PARÁMETROS GEOMECÁNICOS PARA MODELACIÓN

El depósito de relaves está constituido principalmente por 3 tipos de suelo, el

suelo natural, el muro estará constituido por material de empréstito proveniente de

la mina y por último el material de relave.

6 Posteriormente este valor fue corroborado tras la realización de ensayo triaxiales gigantes.




Tabla 18. Propiedades de los suelos constituyentes del depósito de relaves espesados

Material Tipo De

carga

Propiedades resistentes Propiedades elásticas

Densidad

(γ) [t/m³]

Cohesión

(C) [kPa] φ [º]

Modulo de

deformación

(E) [kPa]

Modulo de

poisson(μ)

Fundación, Grava

cementada (Estrato H-3)

Estáticas y

dinámicas. 2,3 20 45 1,87 x107 0,20

Fundación, grava

Estáticas y

dinámicas 2,1 0 40 3,6x106 0,23

Muro de confinamiento

Estáticas y

dinámicas 2,2 0 42 3,0x105 (1) 0,25

Relave Estático 1,6 0 33 3,89x105 0,35

Dinámico

2,0 (2) Su=0,2*σ3 0 (1)

0,35

(1): Módulo asociado a grandes deformaciones.

(2): Densidad saturada. En caso sísmico se utiliza la densidad saturada puesto que el agua también sufre

aceleraciones que afectan la estabilidad del sistema.

La resistencia cíclica del material de relave, fue definida a partir de los resultados de ensayos triaxiales

Cíclicos. El valor de la resistencia cíclica es Rc = 0,15 , valor que incluye todas las correcciones pertinentes.

Propiedades obtenidas de ensayos efectuados a la planta piloto.





3.5 ANTECEDENTES SÍSMICOS

3.5.1 Alcances

Se expone en forma resumida la determinación del marco sismogénico del lugar y

la definición de los sismos de diseño.

• Sismo para Continuidad de operación (OBE: Operating Basis Earthquake).

• Máximo terremoto creíble (MCE: Maximum Credible Earthquake)

Se describe el ambiente sismogénico y se caracterizan las fuentes sísmicas que

afectan el área de interés. En particular, se describen los terremotos históricos tipo

que representan cada una de estas fuentes sísmicas.

Se analiza, también, la sismicidad instrumental disponible, tanto desde el punto de

vista de ubicación de epicentros, como de los mecanismos focales de los eventos

sísmicos registrados en la zona.

3.5.2 Caracterización de las fuentes sísmicas

La ubicación de la mina se encuentra la II Región de Chile (alrededor de los 23° de

latitud Sur), se estudio la región comprendida entre las latitudes 18° y 28°S,

correspondiente al Norte Grande y Norte Chico de Chile.

En la región es posible distinguir tres fuentes sismogénicas.

1. Sismos Interplaca Subductivos o de Zona de Benioff (interacción entre las

Placas de Nazca y Sudamericana).

2. Sismos Intraplaca de Profundidades Intermedias (al interior de la Placa de

Nazca).

3. Sismos Intraplaca Superficiales o Corticales (al interior de la Placa

Sudamericana).

Cada una de las fuentes genera sismos de magnitudes específicas cuya

importancia depende de su distancia relativa a la fuente sismogénica, incidiendo la




atenuación esperada, en el riesgo particular producto de cada una de estas

fuentes. (SyS, 2007).

3.5.3 Sismos Interplaca Subductivos.

Son condicionados principalmente por la interacción entre la Placa de Nazca y la

Placa Sudamericana. Se caracterizan por una gran magnitud, originada por la gran

velocidad de convergencia relativa entre las placas y el fuerte grado de

acoplamiento mecánico existente entre ellas. Estos sismos definen la zona de

contacto entre las placas o zona sismogénica, ver Figura 72.

Figura 72: Mecanismo de generación de Sismos

Ref.: (SyS, 2007)

Los terremotos históricos representativos de este tipo de sismicidad para la zona

son:

• El terremoto de Arica de 1868, de 9,1 MW.

• El de Iquique de 1877, de 8,9 MW.

• El de Antofagasta de 1995 de 7,9 MW.

Estos eventos sísmicos según la escala de Magnitudes de Kanamori, Magnitud

Momento, (Kanamori, 1983).




Arica de 1868, alcanzó en Intensidad Modificada de Mercali (IMM) de VI en

Tocopilla, Calama y Cobija, y dado que, la IMM VI no incluye daños observables,

este terremoto sólo será considerado como correspondiente a una fuente lejana.

Iquique de 1877, alcanzó IMM VIII en Calama, VII-VIII en Cobija, VII-VIII en

Mejillones y Antofagasta. Estos grados de IMM no producen daños en estructuras

o equipos realizados con buena ingeniería.

Antofagasta 1995, no produjo grandes daños a pesar de su gran magnitud. Se

pudo medir una aceleración horizontal del movimiento del suelo de 0,29 g, la falla

de Atacama, ubicada 40 a 50 km sobre la ruptura principal, mostró ruptura en

superficie cerca de Sierra Remiendos (70 km al sursureste de Antofagasta), con

un desplazamiento máximo vertical de 20 cm (SyS, 2007).

El terremoto de sismicidad interplaca subductivo magnitudes mayores a 7,0 Mw.

Se estima que el área de ruptura asociada a esta secuencia sísmica fue de

alrededor de 1.000 km de largo, con un ancho de 60-200 km y un desplazamiento

promedio de la falla de 20-24 m (Spence, 1987).

Figura 73: Área de ruptura de terremotos cercanos

Ref.: (SyS, 2007)




3.5.4 Sismos Intraplaca subductivos o de zona de benioff

Los sismos interplaca subductivos están condicionados principalmente por la

interacción entre la Placa de Nazca y la Placa Sudamericana. Se caracterizan por

una gran magnitud, determinada principalmente por la gran velocidad de

convergencia relativa entre las placas y el fuerte grado de acoplamiento mecánico

existente entre ellas. Estos sismos definen la zona de contacto entre las placas o

zona sismogénica (Plano o Zona de Benioff). Esta zona se caracteriza por sismos

que aumentan gradualmente su profundidad de foco a medida que aumenta su

distancia relativa a la fosa marina, dándose el caso de que la profundidad de foco

de los sismos con epicentros cercanos a la costa, es relativamente menor a la que

se da al interior del continente (Figura 72).

Los terremotos históricos representativos de este tipo de sismicidad son el

terremoto de Arica de 1868, el de Iquique de 1877 y el de Antofagasta de 1995.

Las magnitudes de estos eventos sísmicos según la escala de Magnitudes de

Kanamori, (Kanamori, 1983), son de 9,1 Mw, 8,9 Mw y 7,9 Mw, respectivamente.

La escala de magnitud de Kanamori, es una medida de la energía realmente

liberada por el sismo y describe mejor el tamaño del sismo, especialmente de los

sismos grandes (M≥8,0 ), que la escala de Richter. Estos terremotos corresponden

al típico terremoto de régimen de subducción Chileno-Peruano tipo “thrust” (o

“fallamiento inverso de bajo ángulo”).

3.5.5 Sismos Intraplaca de Profundidades Intermedias

Los sismos intraplaca de profundidades intermedias están asociados a los

esfuerzos inducidos en la placa subducente (Placa de Nazca). Estos esfuerzos

están controlados principalmente por la tracción a la que está sometida la placa

que subduce y por la flexión a la que está sometida ésta debido a la geometría de

la subducción. La tracción se debe a lo que se denomina “slab pull” o “jalón de la

placa”, que consiste en que la parte más profunda de la placa tiende a sumergirse

dentro del magma, debido a que posee una mayor densidad relativa (“boyancia

negativa”). A su vez, la geometría de la subducción determina, dado el espesor




finito de la placa que subduce, que la flexión produzca racción en la parte superior

y compresión en la parte inferior de esta placa. Por esto último, los mecanismos

de foco de este tipo de sismos pueden ser de carácter tensional o compresional.

Los terremotos históricos Chilenos representativos de este tipo de sismicidad son:

el Terremoto de Chillán de 1939, el de Calama de 1950, el de La Ligua de 1965 y

el de Punitaqui de 1997. Todos estos terremotos corresponden al tipo intraplaca

de profundidad intermedia y se diferencian básicamente por su profundidad,

debido a la variación en la geometría de la subducción en las distintas zonas de

Chile y a sus diferentes distancias a la fosa marina.

El Terremoto de Chillán del 24 de Enero de 1939 ( Ms=7,8 , Beck et al., 1998),

devastó completamente la ciudad de Chillán y produjo el mayor número de

muertes en la historia de Chile, estimándose estas en 10.000. Este sismo produjo

gran daño entre las ciudades de Linares (35,8°S) y Los Ángeles (37,5°S). Sin

embargo, debido a la rápida atenuación de las intensidades con la distancia, en la

zona de Talca la intensidad no superó el grado VI y en Rancagua no superó el

grado IV (SyS, 2007).

3.5.6 Sismos Intraplaca Superficiales o Corticales

Los sismos intraplaca corticales están condicionados por las tensiones inducidas

en la placa que “cabalga” a la otra, debido al choque entre éstas. En particular, así

como se puede decir que la Placa de Nazca “subduce” a la Placa Sudamericana,

esta última “cabalga” a la primera. Esta tensión inducida en la placa superior

consiste básicamente en un régimen de compresión, que se manifiesta como un

continuo plegamiento de la corteza superior dando formación a las cadenas de

montañas y valles transversales, así como, a un sistema superficial de fallas. Este

sistema de fallas se caracteriza por generar sismos cuyos hipocentros se

encuentran muy cerca de la superficie y por tanto muy cerca del emplazamiento

de los proyectos.

En Chile, la información de actividad sísmica de tipo cortical es escasa, sin

embargo, se tienen antecedentes de terremotos destructivos asociados a este tipo

de fuentes.




Los sismos históricos que eventualmente corresponden a este tipo de sismicidad

son el Terremoto del 6 de Diciembre de 1850, magnitud Ms 7-7½, andino, Valle

del Maipo y el Terremoto del 2 de Abril de 1851, magnitud Ms 7-7½, falla

cordillerana, Casablanca (Lomnitz, 1971). Adicionalmente, existen antecedentes

de eventos de tipo cortical en Argentina, como el ocurrido el 20 de Marzo de 1861

que destruyó la ciudad de Mendoza.

El evento más representativo de la sismicidad de tipo cortical en la zona central de

Chile es el sismo de Las Melosas (Cajón del Maipo), del 4 de Septiembre de 1958

magnitud Ms= 6,9 y profundidad focal observada de H =10 km. (SyS, 2007).

3.5.7 Acelerogramas Artificiales

Para el diseño del depósito de relaves fueron generadas muestras de

acelerogramas artificiales para cada uno de los terremotos de diseño

considerados. Para la generación de los registros, se han utilizado los valores

característicos de los terremotos de diseño. Estos parámetros intentan reproducir

las propiedades espectrales y de contenido de frecuencia de los terremotos de

diseño. Para verificar que efectivamente estas propiedades están presentes en los

acelerogramas generados, estos registros son post-caracterizados y sus valores

son comparados con los valores teóricos de los parámetros de simulación. (SyS,

2007).

Tabla 19. Resumen de los parámetros característicos de los sismos de diseño

Sismo de diseño Magnitud [ Ms]

a hor max

[g] a vert max

[g] PD

[10-4gs3] IMM

Sismo A: Subduc Thrust OBE 7,8 0,143 0,085 8,33 6,5

Sismo B: Subduc Thrust SSE 8,4 0,308 0,187 27,66 7,2

Sismo C: Intra.Prof. Inter OBE 7,5 0,380 0,264 7,02*

Sismo D: Intra.Prof. Inter SSE 8,0 0,692 0,480 19,08* (*) no aplicable para este caso; PD: Potencial Destructivo; IMM: Intencidad modificada de Mercali

Ref.: (SyS, 2007)




El análisis de los valores indica que el sismo de tipo intraplaca de profundidad

intermedia induce valores mayores de aceleraciones que el sismo subductivo

thrust, para ambas condiciones de operación.

En conclusión, se establece como sismo de diseño en el sitio de la mina del

Proyecto Esperanza, al sismo del Tipo Intraplaca de Profundidad Intermedia. (SyS,

2007)

3.5.8 Recomendación de acelerogramas artificiales para ser usados en el análisis dinámico del depósito

Considerando los valores de los potenciales destructivos obtenidos de la post-

caracterización de los registros se recomienda utilizar los siguientes registros en al

análisis del depósito de relaves.

Intraplaca OBE (Terremoto Intraplaca de Profundidad Intermedia): Para la componente horizontal utilizar el registro OBE-HOR5, con un valor del

potencial destructivo de 47,68·10-4 [g*s3] (amáx= 0,564g) y para la componente

vertical el registro OBE-VER4, con un valor del potencial destructivo de 20,76*10-4

[g*s3] (amáx= 0,393g).

Intraplaca MCE (Terremoto Intraplaca de Profundidad Intermedia): Para la componente horizontal utilizar el registro MCE-HOR5, con un valor del

potencial destructivo de 113,68*10-4 [g*s3] (amáx= 0,984g) y para la componente

vertical el registro MCE-VER5, con un valor del potencial destructivo de 43,75*10-4

[g s3] (amáx= 0,456g)

Para definir el sismo de diseño, se revisó la sismicidad histórica e instrumental en

una zona ubicada en un radio de 600 km, considerándose el posible efecto de las

fuentes sísmicas lejanas. El análisis permitió establecer las relaciones de

recurrencia sísmica para la zona en estudio y describir en forma probabilística y

determinística el riesgo sísmico de la región. El análisis se realizó para fuentes




sismogénicas de tipo interplaca subductiva tipo thurst e intraplaca de profundidad

intermedia.

Las conclusiones del estudio indican que no se identificaron fallas activas que

pudieran producir sismos corticales en la cercanía de la planta. Se definieron dos

sismos de diseño para los niveles de servicio considerados: un primer sismo de

continuidad de operación (OBE: Operating Basis Earthquake) con una

probabilidad de excedencia de 10% en 50 años y a un segundo sismo

denominado Máximo Terremoto Creíble (MCE: Maximum Credible Earthquake)

con una probabilidad de excedencia de 2% en 50 años y para el cual no se exige

continuidad de operación (SyS, 2007).

En la Tabla 20 se presenta un resumen de los parámetros de los sismos de

operación y abandono para la zona del depósito.

Tabla 20. Resumen de Sismos OBE y MCE para deposito de releves

Sismo OBE MCE

Aplicabilidad Operación Cierre o abandono

Fuente sismogénica Intraplaca subductiva de profundidad

intermedia

Intraplaca subductiva de profundidad intermedia

Tipo de suelo Suelo duro o roca Suelo duro o roca

Probabilidad de excedencia 10% en 50 años 2% en 50 años

Magnitud Richter(Ms) 7,5 8,0

Profundidad focal(H),Km 110 110

Aceleración (ahmax ),g 0,38 0,692

Ref.: (SyS, 2007)

3.5.9 Registros sísmicos utilizados

El análisis de estabilidad considera la acción de las aceleraciones sobre el

depósito de relaves, se simula el efecto de un sismo de gran magnitud para etapa

de abandono, esta sería la condición más desfavorable.




En la Figura 74 a la Figura 85.7 muestran las trazas de los registros de

Aceleración, velocidad y desplazamiento recomendados para el análisis desde

3.5.9.1 Registros sísmicos horizontales para etapa de operación (OBE-HOR)

Figura 74. Registro de aceleraciones horizontales corregidas OBE- HOR 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)

7 En las Figuras desde la 70 a la 81, se utiliza el punto como separador decimal.




Figura 75. Registro de velocidades horizontales corregidas OBE- HOR 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)

Figura 76. Registro de desplazamientos horizontales corregidos OBE–HOR 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)




3.5.9.2 Registros sísmicos verticales para etapa de operación (OBE-VER)

Figura 77. Registro de aceleraciones verticales corregidas OBE- VER 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)

Figura 78. Registro de velocidades verticales corregidas OBE- VER 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)




Figura 79. Registro de desplazamientos verticales corregidos OBE- VER 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)

3.5.9.3 Registros sísmicos horizontales para máximo creíble (MCE-HOR)

Figura 80. Registro de aceleraciones horizontales corregidas MCE - HOR 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)




Figura 81. Registro de velocidades horizontales corregidas MCE - HOR 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)

Figura 82. Registro de desplazamientos horizontales corregidas MCE - HOR 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)




3.5.9.4 Registros sísmicos verticales para máximo creíble (MCE-VER)

Figura 83. Registro de aceleraciones verticales corregidas MCE - VER 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)

Figura 84. Registro de velocidades verticales corregidas MCE - VER 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)




Figura 85. Registro de desplazamientos verticales corregidas MCE - VER 05 Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)

CAPÍTULO 4. MODELACIÓN NUMÉRICA 112



CAPÍTULO 4. MODELACIÓN NUMÉRICA

4.1 ALCANCES Y RECURSOS DEL SISTEMA

En la modelación numérica del depósito fue utilizado el programa computacional

PLAXIS8, este es un programa en base a elementos finitos y fue específicamente

desarrollado para el análisis de deformación y estabilidad de problemas

geotécnicos, con la posibilidad de incluir análisis de flujo y dinámico en los

modelos. Posee un interfaz Windows y es muy simple de utilizar y generar el

modelo de elementos finitos.

El depósito fue modelado con la versión Plaxis V8.2., con elementos triangulares

de deformación plana (Plane strain), estos se utilizan en el caso de geometrías

con una sección transversal relativamente uniforme en que los correspondientes

estados tensionales y de cargas son uniformes a lo largo de una determinada

longitud perpendicular a la sección transversal, resultando un modelo en dos

dimensiones con dos grados de libertad de desplazamiento por nodo.

El elemento finito usado tiene 15 nodos que proporciona una interpolación de

cuarto orden para los desplazamientos y la evaluación de tensiones en doce

puntos integración numérica de Gauss al interior del elemento.

La Figura 86 muestra la sección modelada en el programa de cálculo.

Figura 86. Vista general del modelo

Ref.:(Elaboración Propia)

8 La Licencia de software usado es propiedad de la empresa consultora, SRK Consulting.




4.1.1 Calibración del programa

La utilización programas de elementos finitos, en la modelación de depósitos de

relave involucra la simulación de trayectorias de tensiones asociadas a probetas

triaxiales y triaxiales cíclicas, ensayadas a partir de muestras de relave espesado,

y de este modo de evaluar la desviación entre el modelo y los ensayos de

laboratorio, y encontrar los coeficientes de ajuste que serán utilizados en el

modelo del depósito de relaves.

4.1.1.1 Calibración con ensayo triaxial monótono no drenado

Los coeficientes de ajuste para el modelo son obtenidos de una modelación de

una probeta triaxial cilíndrica de suelo de 10 cm de altura y 5 de diámetro, a la cual

se le aplico una presión de confinamiento de 1 [kg/cm2] para luego aplicar una

carga desviadora de 3 [kg/cm2] la cual es mayor que 2,7 [kg/cm2] calculada como

tensión de fluencia, ya que la probeta colapsa y se deforma plásticamente.

4.1.1.2 Generación de mallas de elementos finitos

Para evitar la distorsión numérica del paso de las ondas a través del modelo, se

limita la longitud característica del elemento, esta debe ser del orden de 1/8 a 1/10

de la máxima longitud de onda asociada a la componente de frecuencia del

movimiento sísmico. Se utilizó el criterio de Kuhlemeyer y Lysmer (Kuhlemeyer &

Lysmer, 1973) para limitar la dimensión de los elementos de malla en el modelo,

ver Ec.31.

fVl s

⋅=Δ

8 Ec. 31

Donde:

Δl : Dimensión de los elementos de malla en el modelo (m)

Vs : velocidad de onda de corte en el relave

f : frecuencia de vibración natural del muro de relave




La malla generada para la modelación posee una longitud máxima de elemento de

6,0 m hacia los extremos del modelo y una longitud característica de 2 m hacia el

centro del modelo. De esta forma, para el tamaño máximo de elemento adoptado y

la velocidad de ondas mínima (asociada a los relaves), establecen una frecuencia

máxima de 6 Hz, valor que es superior a la frecuencia fundamental del sistema

fundación-relaves.

La malla de elementos finitos fue dividida en diferentes zonas, de acuerdo a los

diferentes materiales involucrados, siendo el espaciamiento de grilla más denso el

sector del muro de enrocado y su contacto con los relaves.




4.2 DIAGRAMA DE FUJO PARA ANÁLISIS DINÁMICO




4.2.1 Etapas de análisis

El análisis dinámico con elementos finitos involucra etapas:

• Generación del modelo del depósito; geometría y materiales.

• Generación de la malla de elementos finitos.

• Asignación de propiedades de los materiales involucrados; suelo de

fundación, estéril del muro y relave.

• Evaluación de tensiones en condición estática.

• Análisis dinámico del comportamiento del depósito ante un sismo severo,

para una condición de completa saturación.

• Se evalúa el potencial de licuefacción según método simplificado de Seed

(Seed & Idriss, 1971). En el caso que se pudiese dar licuefacción en algún

sector del relave, se realiza un nuevo análisis dinámico, cambiando la

resistencia de la zona licuada a la resistencia residual no-drenada

(Marcuson, 1990) y se verifica nuevamente la estabilidad del depósito.

4.3 ANÁLISIS PARA SISMO DE DISEÑO

Se realizó un análisis paso a paso, a través de la excitación basal del modelo con

el acelerograma del sismo de diseño para caso, según las recomendaciones de

SyS Ingenieros, el sismo de diseño fue generado suponiendo roca basal, es decir,

suelo con una velocidad de onda de corte (Vs) mayor a 1200 m/s.

La excitación sísmica se aplicó justo bajo el estrato de grava de 60 m de espesor,

asumiendo que bajo la grava se encuentra la roca basal o un suelo muy duro

(grava cementada).

Por doble integración del registro de aceleraciones se obtiene el registro de

desplazamientos. El objetivo es introducir directamente la historia de

desplazamientos en la base del modelo, la que se muestra en la Figura 87.




Figura 87. Componente horizontal de desplazamiento del sismo de diseño Nota: Este grafico utiliza el punto como separador decimal

Ref.: (SyS, 2007)

4.4 GEOMETRÍA DEL DEPÓSITO

La geometría corresponde la sección más desfavorable y las cotas del muro de

confinamiento para la configuración final, Ver en la Figura 88 y la Figura 89. El

talud de aguas abajo del muro tiene una inclinación 1:2,5 (V:H), el talud de aguas

arriba tiene una inclinación de 1:2,5 (V:H). La altura máxima del muro en 21 años

es de 32,0 m. El terreno natural bajo el depósito tiene una pendiente promedio de

5%.

El material del muro de confinamiento estará compuesto por estéril de mina

depositado por volteo y compactado, según la geometría mostrada en la Figura

89, este material corresponde a una grava de cantos angulares y sub angulares.




Figura 88. Sección de análisis del depósito


A

A




Figura 89. Perfil longitudinal del depósito de relaves espesados


La sección del muro de confinamiento considerada para el análisis (Ver Figura 90),

que corresponde a la más desfavorable en la última etapa de crecimiento, con una

altura de 32 m y un coronamiento de 4 m de ancho. Se considera el crecimiento

del modelo en 6 estratos de relave de 5 m de espesor, para realizar una

discretización de la variabilidad de las propiedades del relave en la profundidad en

función de la presión de confinamiento. La Figura 90 se muestra el modelo

dinámico de 30 m de espesor de relave.

Figura 90. Muro de confinamiento y estratos de relave en el modelo.


4%

i = 4%

5 - 8%




4.5 PARÁMETROS GEOMECÁNICOS

Los resultados de los ensayos de laboratorio y los antecedentes disponibles,

entregaron la información los parámetros geomecánicos del relave, del material de

empréstito y del suelo natural.

La Tabla 18 muestra los parámetros geomecánicos de los materiales del modelo.

4.6 MODELACIÓN DEL DEPÓSITO

El depósito de relaves espesados se modeló en el programa PLAXIS 8.2. Se

generó una malla de elementos finitos, con elementos triangulares de dimensión

mínima promedio de 6 m. A su vez, dentro de cada elemento de la malla, el

programa de cálculo, generó 15 puntos (Puntos de Gauss) en que se mide la

historia de tensiones y desplazamientos en el modelo.

La modelación se realizó considerando las etapas de crecimiento del depósito,

asumiendo estratos de relave de 5 m de altura. Una vez que el depósito alcanza

su altura final, se aplica el sismo de diseño como excitación basal en el modelo.

Del análisis realizado en el punto 3.3.5, de los ensayos triaxiales del relave al

límite de contracción se concluye que tiene comportamiento dilatante bajo

condición de carga no drenada, por lo tanto, el análisis debe considerar la

resistencia drenada para el relave, que resulta menor y, más conservadora.

4.7 CONDICIONES DE INICÍALES PARA EL MODELO

Se realizó un análisis paso a paso, a través de la excitación basal del modelo con

el acelerograma del sismo de diseño. El acelerograma se somete a doble

integración del para introducir directamente la historia de desplazamientos en la

base del modelo, la que se muestra en la Figura 87. Los condiciones iníciales son:




• Se considera un análisis dinámico sobre la excitación sísmica de un registro

adecuado a la zona de análisis, previamente clasificado según su potencial

destructivo.

• La masa de relave espesado se considerada en estado de saturación, aun

cuando para que esto ocurra es necesario un evento de lluvia con periodo

de retorno de 500 años.

• El modelo considera la ubicación de drenajes en la interacción del muro y el

relave espesado.

• Dado que se quiere estudiar el comportamiento del relave, se considera una

malla de elementos finitos de menor dimensión que las del muro de

empréstito.

4.8 ANÁLISIS DE RESULTADOS

Se analizan los datos de salida del modelo solicitado por los sismos OBE y MCE.

4.8.1 Resistencia y solicitación cíclica

En la Figura 91 se muestra la ubicación de las secciones transversales en toda la

longitud del modelo, en donde las razones de corte cíclico solicitantes fueron

evaluadas, y que son resultado del análisis sísmico. Se analizaron secciones en la mitad del depósito (sección F), dos secciones en el

talud de 8 % de pendiente (G y H) y cinco secciones separadas cada 60 m en la

zona de mayor corte solicitante que entregó la modelación (secciones A, B, C, D y

E).

La razón de corte cíclico solicitante (CSR), se obtiene como resultado directo del

modelo dinámico del depósito, el cual es comparado con la resistencia cíclica

corregida (CRR) mostrada en la Tabla 16, la que fue obtenida en ensayos cíclicos

no drenados, estos resultados se presentan las Figura 92 y Tabla 21.




Figura 91. Secciones transversales para análisis del depósito


En la Figura 92 se muestran los valores de CSR en profundidad para cada

sección. Además, de los valores de CRR en profundidad, para un sismo de

magnitud Richter 8,0 Ms a partir de los ensayos triaxiales cíclicos, los resultados

corresponden a los casos asociados a los sismos de operación (OBE) y abandono

(MCE).




‐70

‐60

‐50

‐40

‐30

‐20

‐10

0

0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6

Profundidad (m)

CRR

Sección A‐A

Sección B‐B

Sección C‐C

Sección D‐D

Sección E‐E

Sección F‐F

Sección G‐G

Sección H‐H

CRR resistente ‐Ms=8,0

Figura 92. Grafico de razón de corte cíclico solicitante y resistente para sismo MCE


En la Figura 92, la línea representa los valores de la resistencia cíclica del relave

en profundidad (provenientes de los ensayos triaxiales cíclicos ver punto 3.3.8),

los puntos que están a la izquierda tendrán potencial de licuación bajo la unidad.

El potencial de licuación (PL) fue calculado mediante la Ec. 32, y corresponde al

inverso del factor de seguridad a la movilidad cíclica (FSMC):

MCRESISTENTE

ESOLICITANT

FSRR

PL 1==

Ec. 32

La Tabla 21 muestra los valores más desfavorables para el potencial de licuación

a distintas profundidades en el depósito de relaves espesados.




Tabla 21. Potencial de licuación (PL) y factor de seguridad a la movilidad cíclica(FSMV) para la sección F-F cercada al muro de confinamiento

Profundidad [m] PL FSMV

0 10 0,8 1,25

10 20 0,8 1,25

20 30 0,6 1,67

30 40 0,6 1,67

40 50 0,7 1,43

50 60 0,7 1,43

60 + 0,8 1,25


4.8.2 Deformaciones del depósito

Los desplazamientos del depósito se monitorearon en los puntos señalados en la

Figura 93. La historia de deformaciones calculada se muestra en la Figura 94.

Figura 93. Ubicación de puntos de monitoreo en el depósito





Figura 94. Desplazamientos post sismos en los puntos de monitoreo A, B, C.ver


Las deformaciones máximas post-sismo MCE fueron de 64 cm registrados en el

punto D y en la zona aledaña, ubicada a aproximadamente 550 m del muro de pie

y en una franja de 100 m de largo.

La Figura 95 muestra las deformaciones post-sismo en el punto D.




Figura 95. Máximas deformaciones post-sismos MCE, punto D sobre el relave


Las deformaciones máximas permanentes post-sismo MCE fueron de 28 cm y

también se registraron en la zona aledaña al punto D.




Figura 96. Máximas deformaciones post-sismos OBE, Punto D


Los desplazamientos obtenidos, son admisibles para los sismos de diseño,

determinados en el estudio de riesgo sísmico de la zona por SyS Ingenieros.

Los desplazamientos post-sismo MCE calculados para el muro de confinamiento

son de 28 cm en la base y 30 cm en el coronamiento, para el sismo máximo

creíble. Estos valores son aceptables y no representan falla o inestabilidad del

muro.(ver Tabla 22)




Tabla 22. Resumen de deformaciones obtenidas bajo sismo MCE

Punto de control

Deformación Máxima permanente Pos-sismo[m]

Comentario

A 0,75 Sobre el relave

B 0,08 Sobre el relave

C 0,18 Sobre el relave

D 0,08 Sobre el relave

Coronamiento 0,30 Muro de confinamiento

Base 0,28 Muro de confinamiento


CAPÍTULO 5. CONCLUSIONES Y COMENTARIOS 129



CAPÍTULO 5. CONCLUSIONES Y COMENTARIOS

5.1 CONCLUSIONES

Respecto a la resistencia cíclica, el relave integral falla en primera instancia por

deformación y posteriormente ocurre el aumento del 100% de la presión de poros.

Por lo tanto, como criterio de falla por licuación, es importante considerar el valor

de la resistencia cíclica a un cierto nivel de deformación.

Mientras mayor contenido de finos, la línea de estado crítico (plasticidad perfecta)

se ubica a menores niveles de índice de huecos en el plano e-log p´, y los

parámetros de contractilidad relativa aumentan, esto implica un mayor riesgo de

falla por licuación. La resistencia cíclica aumenta con la densidad y disminuye con

el contenido de finos.

Para los relaves espesados la licuación queda condicionada por el nivel de

densidades que se obtenga en condiciones naturales. Se puso en evidencia que

en la zona central del depósito no debería presentar problemas de licuación, con

un factor de seguridad a la licuación de 1.25. En los extremos del depósito no

descartan las fallas por licuación por menor grado confinamiento. Esto implica

implementar una solución de drenes que impidan la acumulación de agua en estos

sectores.

El relave espesado al 67 % de sólidos en peso (Cp), se deposita como una pulpa

no segregable, adopta una pendiente del 4 % y libera una cantidad de agua

despreciable.

El depósito proyectado tiene una superficie expuesta suficiente para permitir que

parte del agua contenida en el relave se evapore. Así, debido a sus propiedades

geotécnicas, el material disminuye su volumen por succión capilar, permaneciendo

saturado, hasta alcanzar el límite de contracción a una concentración de sólidos

en peso de 82 % y una densidad seca de 1,74 [ton/m3].

El efecto de succión capilar y densificación no se interrumpe debido a que no

existe una superficie de agua libre en la superficie del depósito, al no haber laguna

de decantación como en un tranque de relaves convencional.




Mientras precipite agua sobre el depósito, la evaporación se detiene y la succión

capilar se anula, pero gracias a la pendiente de depositación, el agua que llueva

escurrirá rápidamente hacia el pie y la succión capilar se reactivará

inmediatamente después que finalice la precipitación. Además, para la zona del

proyecto Esperanza, las precipitaciones son muy escasas.

El análisis sísmico del depósito se estudió mediante un modelo dinámico con la

geometría proyectada, los sismos máximo creíble (MCE) y de operación (OBE),

los parámetros geomecánicos obtenidos en laboratorio para los suelos

constituyentes del depósito. Se consideró la condición más desfavorable, es decir,

la configuración final del depósito y toda la masa de relaves espesados

completamente saturada.

Los análisis numéricos de elementos finitos indican que el sistema “Muro-Relaves

espesados” no presenta problemas de estabilidad para la condición estática de

carga. Se demostró que el muro presentará asentamientos del orden de 20 cm

durante y post construcción.

Ante un sismo máximo de largo plazo (MCE), el eje del muro principal a nivel de

coronamiento sufrirá corrimientos permanentes menores a 3 cm, mientras que en

la cara hacia aguas abajo se esperan pérdida de material a nivel superficial.

El análisis de deformaciones estático y sísmico del muro no considera el efecto de

reacomodo de partículas durante un sismo. Esto debido a que se ha considerado

que el enrocado será adecuadamente compactado. Por otra parte los relaves

espesados son completamente estables es su condición estática dado su baja

pendiente de depositación sumado a su alta resistencia al corte en términos de

ángulo de fricción.

En condición sísmica de operación (OBE), la parte superficial de los relaves

espesados y en las cercanías del contacto relaves-muro, resulta ser

potencialmente licuable en el caso de presentarse una condición de saturación

(por ejemplo inmediatamente después de una tormenta extrema) y un sismo de

magnitud considerable. Sin embargo, las deformaciones producidas el relave

licuado no afectan la estabilidad del sistema o deposito. Estas deformaciones no




sobrepasan los 30 cm en todo el relave y no sobrepasan los 8 cm en las zonas

cercanas al muro.

En condición sísmica de largo plazo (MCE), toda zona que se encuentre saturada

es susceptible a sufrir licuación. En este escenario, las deformaciones no

sobrepasan los 75 cm, lo que ocurre a 500 metros del muro por lo que no afecta la

estabilidad del sistema.

Los resultados del análisis sísmico indican que el potencial de licuación más

desfavorable es de 0,8, lo que representa un factor de seguridad a la movilidad

cíclica de 1,25.

Por lo tanto se concluye que el depósito no presenta problemas de licuación ante

solicitaciones sísmicas severas y particularmente para el sismo máximo creíble

determinado para la zona.




5.2 COMENTARIOS

Según los resultados obtenidos, y dado que la pendiente del depósito proyectado

es baja (4 %), se estima que la estabilidad símica no se modifica mayormente al

incrementarse la pendiente de depositación, por ejemplo al 6 %.

Las propiedades estáticas y la resistencia a la licuefacción fueron establecidas

sobre la base de probetas llevadas a una densidad asociada al Límite de

Contracción. Consecuentemente, el proceso de depositación debe ser tal que

permita el secado del relave y su auto densificación por secamiento. De no

respetarse esta condición, el relave estará más suelto que el ensayado y por ende

presentará un comportamiento desfavorable respecto a lo considerado en el

presente estudio y diseño.

CAPÍTULO 6. REFERENCIAS 133



CAPÍTULO 6. REFERENCIAS

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CAPITULO 7. ANEXOS 137



CAPÍTULO 7. ANEXOS

A continuación es presentada la información adicional a esta memoria, donde son

respaldados los cálculos y mostrada información respecto al tema en estudio.




ANEXO A: PLANOS DEL PROYECTO.




ANEXO B: PERFIL GEOTÉCNICO.




ANEXO C: CARTA DE LIBERACIÓN DE DATOS.




ANEXO D: MODELO DE PLAXIS.




ANEXO E: SALIDAS DEL MODELAMIENTO.

memoria ola final

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