diseño de tapones mineros - perú

REPÚBLICA DEL PERÚ

MINISTERIO DE ENERGÍA Y MINAS

GUÍA PARA EL DISEÑO DE TAPONES PARA EL CIERRE DE LABORES MINERAS

SUB - SECTOR MINERÍA

LIMA - PERÚ

DIRECCIÓN GENERAL DE ASUNTOS AMBIENTALES MINEROS

Preparado por

Trevor Carter, Ph.D., P.Eng.

Luiz Castro, Ph.D., P.Eng.

por encargo del

Todos los derechos reservados. Esta guía no puede ser total o parcialmente reproducida, memorizada en sistemas de archivo o transmitida en cualquier forma o medio electrónico, mecánico, fotocopia o cualquier otro sin la autorización previa del Ministerio de Energía y Minas del Perú.

Primera Edición: Setiembre de 2007

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Índice

República del Perú Ministerio de Energía y Minas

ÍNDICE

Sección Página

Índice ............................................................................................................................ iii Presentación ................................................................................................................. v 1. Introducción......................................................................................................... 1

1.1 Estructura del Documento ....................................................................... 2 2. Guía para el Proponente..................................................................................... 3

2.1 Objetivo...................................................................................................... 3 2.2 Definiciones............................................................................................... 3 2.3 Requerimientos de Estudios.................................................................... 5 2.4 Recopilación de Información ................................................................... 7

2.4.1 Propiedades del Suelo y de la Roca Intacta .............................................. 9 2.4.2 Clasificación del Macizo rocoso ............................................................... 10 2.4.3 Resistencia al Corte del Macizo rocoso ................................................... 11 2.4.4 Calidad del Agua ...................................................................................... 12 2.4.5 Consideraciones sobre el Gradiente Hidráulico....................................... 12 2.4.6 Peligro Sísmico......................................................................................... 12

2.5 Evaluación de la Estabilidad.................................................................. 13 2.5.1 Falla por Corte.......................................................................................... 14 2.5.2 Falla por Flexión de Viga Gruesa............................................................. 15 2.5.3 Falla debido a Filtración Excesiva (bajo gradientes hidráulicos

adversamente altos) ................................................................................. 15 2.5.4 Mecanismos de Levante Hidráulico y Fractura Hidráulica ....................... 15 2.5.5 Mecanismos Físico-Químicos de Largo Plazo......................................... 16 2.5.6 Cargas Dinámicas .................................................................................... 16

2.6 Factores de Seguridad ........................................................................... 17 2.7 Planos y Especificaciones Técnicas de Construcción........................ 18

2.7.1 Control de Calidad de la Construcción..................................................... 18 2.7.2 Inyecciones............................................................................................... 19

2.8 Algunas Consideraciones para el Diseño del Concreto contra el Ataque Químico....................................................................................... 19

2.9 Monitoreo................................................................................................. 22 2.10 Ejemplos del Diseño de Tapones .......................................................... 23

3. Guía para el Evaluador ..................................................................................... 25 3.1 Evaluación de la Estabilidad.................................................................. 26 3.2 Enfoque del Diseño para Losas Enclavadas en la Roca

(“Indentado”) ........................................................................................... 27 3.3 Diseño de Tapones de Lados Paralelos................................................ 28

3.3.1 Diseño por Corte ...................................................................................... 30 3.3.2 Longitud del Tapón en base a la Resistencia al Corte en la

Interfase Concreto/Roca .......................................................................... 31 3.3.3 Diseño por Flexión de Viga Gruesa en Concreto Puro ............................ 34 3.3.4 Fractura o Levantamiento Hidráulico ....................................................... 35

iv

Índice


3.3.5 Falla por Filtración Excesiva (bajo gradientes hidráulicas adversamente altas) ................................................................................. 40

3.3.6 Mecanismos Químicos/Físicos a Largo Plazo ......................................... 43 3.4 Peligro Sísmico ....................................................................................... 45 3.5 Cargas Dinámicas ................................................................................... 45

3.5.1 Ariete Hidráulico debido a Carga de Movimiento Sísmico....................... 46 3.5.2 Flujo de Líquidos contra los Tapones ...................................................... 46 3.5.3 Otras Consideraciones de Diseño respecto a la Evaluación del

Efecto de Huaycos sobre los Tapones..................................................... 47 3.6 Inyecciones.............................................................................................. 49 3.7 Monitoreo................................................................................................. 49

4. Referencias ........................................................................................................ 51 LISTA DE TABLAS Tabla 2-1 Resistencia al Corte y Gradientes Hidráulicas de Diseño para

Tapones de Túnel (según Benson, 1989)............................................. 11 Tabla 2-2 Criterios para el Diseño de Tapones Permanentes (adaptados de

Auld, 1983, Chekan 1985 y TSS, 1999)................................................ 17 Tabla 2-3 Requisitos para Concretos Expuestos a Sulfatos ................................. 20 Tabla 2-4 Contenido Máximo de Ión Cloruro para Prevenir la Corrosión ............. 20 Tabla 2-5 Relaciones Agua/Cemento Máximas para Condiciones Especiales

de Exposición........................................................................................ 21 Tabla 3-1 Recomendaciones de Auld (1983) para Valores de Tensión por

Corte (en base a Normas Británicas).................................................... 32 Tabla 3-2 Resumen de Gradientes de Presión y Tasas de Filtración

Máximas Recomendadas...................................................................... 43 Tabla 3-3 Límites Químicos del Agua de Mezcla (según ASTM C94) .................. 44 LISTA DE FIGURAS Figura 2-1 Ejemplos de Tapones ............................................................................. 4 Figura 2-2 Esquema de Instrumentación en Tapones ........................................... 23 Figura 3-1 Diagrama Típico de Cargas para el Diseño por Corte .......................... 29 Figura 3-2 Diagrama del Diseño por Corte (según Lang, 1999) ............................ 29 Figura 3-3 Evaluación de la Longitud del Tapón de Cuña en Base a la

Resistencia de Soporte del Concreto o de la Roca en la Interfase (según Auld, 1983)................................................................................ 34

Figura 3-4 Representación Esquemática del Criterio Noruego para Confinamiento (según Bergh-Christensen, 1988)................................. 37

Figura 3-5 Posible Mecanismo de Falla por Gradiente Excesiva........................... 40 LISTA DE ANEXOS Anexo A Caracterización de Suelos Anexo B Caracterización del Macizo rocoso Anexo C Especificaciones Técnicas para la Construcción de Tapones de

Concreto Anexo D Ejemplo de Diseño de Tapones Indentados Anexo E Ejemplo de Diseño de Tapones de Lados Paralelos

v

Presentación


PRESENTACIÓN

Es innegable que la minería juega un rol preponderante en la economía de nuestro país. Ella es responsable de más del 50 % de nuestras exportaciones y además constituye un factor de desarrollo en las zonas más remotas de nuestras serranías.

No obstante, debe reconocerse que la fase de explotación de una mina tiene una vida relativamente corta, en tanto que sus impactos podrían prolongarse a perpetuidad si no se diseñan e implementan las medidas apropiada para asegurar la estabilidad física y química del sitio minero una vez concluida su explotación..

La experiencia de la industria minera a nivel internacional ha demostrado que la mejor manera de asegurar la estabilidad física y química a largo plazo de los sitios mineros es incorporando el concepto del cierre desde las etapas iniciales del proyecto, aplicando las mejores técnicas de ingeniería para diseñar estructuras mineras seguras.

En tal sentido, el diseño adecuado de los tapones utilizados para sellar las labores mineras, en especial cuando éstos deben retener el agua de mina, constituyen una labor muy importante y delicada para las empresas, la consultoría y el Ministerio de Energía y Minas. De otro modo, la falla de un tapón de mina podría resultar en un serio problema ambiental y afectar la salud y seguridad humanas.

A tal efecto, presentamos esta Guía, elaborada con el concurso de expertos canadienses, gracias a la colaboración de la Agencia Canadiense de Desarrollo Internacional - ACDI, a través del proyecto PERCAN. Estamos seguros que esta Guía será de gran ayuda para los responsables de las empresas mineras, consultores, funcionarios del MEM y personas e instituciones interesadas en el diseño y evaluación de los proyectos de tapones de mina que acompañan a los planes de cierre mineros.

De esta manera, el Ministerio de Energía y Minas reafirma su compromiso por una minería ambientalmente adecuada y sostenible, que se constituya en un factor sustantivo para el desarrollo de nuestro país y, en especial, de sus regiones mineras.

Lima, 10 de setiembre de 2007

Arq. Juan Valdivia Romero Ministro de Energía y Minas

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Introducción


1. INTRODUCCIÓN

La inestabilidad de las compuertas o de los tapones en el ambiente de una mina puede producir serios riesgos para la seguridad humana y/o ambiental, lo que puede tener consecuencias económicas importantes, incluyendo la pérdida de reservas de mineral y/o la interrupción de la producción de la mina. La construcción de estructuras de retención de agua en minas subterráneas está regulada en muchas jurisdicciones mineras en el mundo. El personal de la mina debe garantizar que se cumplan las condiciones necesarias para una operación segura de tales estructuras a lo largo del ciclo de vida de la mina. Se han desarrollado diversos enfoques o buenas prácticas en muchos países para abordar estos requerimientos, muchas veces específicamente para asegurar el cumplimiento de requisitos legales sobre salud y seguridad. Con el propósito de mantener un alto estándar en el diseño de compuertas y tapones, el Ministerio de Energía y Minas (MEM) solicitó que se desarrolle un enfoque estandarizado que guíe los diseños enviados por las compañías mineras, de conformidad con la Ley de Cierre de Minas1 y su Reglamento2.

Esta Guía para el diseño de tapones da una visión general de los aspectos geotécnicos, hidrogeológicos y estructurales relevantes para el diseño de estas estructuras de retención. Como se explica a través de este documento, el diseño de cualquier tapón o barrera de retención de fluidos debe desarrollarse a través de la aplicación de prácticas seguras de ingeniería geotécnica y estructural.

Esta Guía ofrece recomendaciones para el diseño y construcción de estructuras de retención sujetas a presión de agua, relaves o lodos. La Guía pretende ayudar a los proponentes en la preparación de los diseños de tapones para el cierre de minas y al personal del MEM en la evaluación y revisión de los diseños y en la supervisión de la construcción de los tapones que pudieran considerarse adecuados para los planes de cierre de minas. Este documento ofrece un enfoque estandarizado razonable con el fin de ayudar a las compañías mineras a preparar los informes adecuados que presentarán al MEM respecto a la implementación de diseños de tapones bajo diferentes circunstancias de cierre de mina, incluyendo operaciones mineras, el cierre temporal o el cierre final de una mina.

Las sugerencias de diseño y tecnología que se ofrecen en este documento de ninguna manera impiden que el proponente formule propuestas alternativas. En cada caso, se espera que el proponente utilice los métodos y buenas prácticas de la ingeniería para arribar a las soluciones más razonables para cada sitio. En el caso del cierre o requerimientos operacionales de largo plazo, donde un tapón estaría protegiendo la seguridad humana o el ambiente, se considerará que el diseño cumple con los términos de esta guía sólo si éste ha sido adecuadamente revisado y certificado por ingenieros geotécnicos y estructurales calificados, según corresponda, para verificar y aprobar (i) la evaluación de las condiciones de macizo rocoso, (ii) el diseño estructural y (iii) los planos y especificaciones de construcción.

Esta Guía ha sido preparada tomando en cuenta los aspectos básicos que influyen en el diseño, construcción y operación de los tapones para el cierre de mina, de esta manera no se definirán dimensiones mínimas o máximas de los tapones, sino se

1 Ley N° 28090 (14/10/2003), modificada por Ley N° 28243 (13/05/2004) y Ley N° 28507 (05/05/2005). 2 Decreto Supremo N° 033-2005-EM (15/08/2005), modificado por D.S. N° 035-2006-EM (05/05/2006) y D.S. N° 045-

2006-EM (15/08/2006).

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Introducción


citarán metodologías y herramientas consagradas en al literatura técnica que ayuden a definir la envergadura del tapón. Es así que en cada caso el proponente seguirá las directrices citadas en este texto y que principalmente seguirá la configuración y naturaleza geológica asociada a los factores externos más importantes del medio donde se diseñe el tapón.

Esta Guía ha sido preparada en base a la experiencia de los autores en muchos proyectos alrededor del mundo, incluyendo el Perú (e.g., Antamina). Algunos aspectos específicos de estos lineamientos han sido desarrollados a partir de documentos similares preparados para el Ministerio de Trabajo de Ontario o por ellos (Ontario Ministry of Labour 1995) y la Oficina de Minas de los Estados Unidos (Chekan, 1985). También se ha tomado información de la experiencia de Sudáfrica (Garrett y Pitt, 1961) y de Escandinavia, así como de la experiencia de tapones para proyectos Hidroeléctricos y Mineros en otros lugares, (e.g., Auld, 1983 & Lang, 1999).

1.1 ESTRUCTURA DEL DOCUMENTO

El presente documento consta de una Guía para el Proponente y una Guía para el Evaluador.

LA GUÍA PARA EL PROPONENTE se presentan en la Sección 2.0. Esencialmente esta sección presenta todos los lineamientos importantes para el diseño de un tapón, y para implementar su construcción y el inicio de un programa de monitoreo de largo plazo. Se incluyen varios anexos que muestran ejemplos de diseños de tapones, así como discusiones más detalladas sobre temas seleccionados incluidos en el texto principal. Estos anexos son:

• Anexo A Caracterización del Suelo • Anexo B Caracterización del Macizo rocoso • Anexo C Especificaciones Técnicas para la Construcción de Tapones de Concreto • Anexo D Ejemplo de Diseño de un Tapón Indentado • Anexo E Ejemplo de Diseño de un Tapón de Lados Paralelos

La Sección 2.0 y estos cinco anexos conforman la Guía formal que los Proponentes (compañías mineras u otros en su representación) deberán seguir para presentar sus diseños al MEM.

LA GUÍA PARA EL EVALUADOR comprende la Sección 3.0 de este documento –. Esta sección ha sido preparada para ofrecer material adicional y orientación al personal evaluador del MEM, con el fin de ayudarlos a evaluar y revisar las propuestas y asegurarse de que los procedimientos para el diseño y la construcción sugeridos para los tapones presentados sean adecuados para los propósitos de la planificación del cierre de minas.

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Guía para el Proponente


2. GUÍA PARA EL PROPONENTE

2.1 OBJETIVO

El objetivo de esta Guía es proponer una metodología para el diseño y la construcción de compuertas y tapones que funcionen exitosamente en cualquier sitio minero para limitar los peligros potenciales, mantener la seguridad del personal de la mina durante las operaciones y garantizar la seguridad pública después del cierre de la mina.

2.2 DEFINICIONES

Esta Guía ha sido desarrollada específicamente para el diseño de compuertas y tapones para su uso en cierre de minas, lo que puede incluir:

• proteger las aberturas de la mina subterránea del ingreso de flujos de cobertura (huayco) debido a la falla de un pilar de corona;

• limitar la extensión de las inundaciones durante los trabajos de cierre de mina, para prevenir, por ejemplo, el drenaje ácido, y/o para;

• sellar las obras abandonadas y/o para prevenir el ingreso de agua de una mina adyacente.

Esta Guía, por lo tanto, no comprende las barreras temporales de relleno, tabiques o barricadas que se usan normalmente para retener escombros en los tajos. Tales tabiques de relleno se construyen normalmente de roca de desecho, shotcrete, madera, malla de alambre o una combinación de los anteriores, y por lo tanto no pueden considerarse permanentes.

Para los propósitos de esta Guía de diseño, se establece una diferencia entre tabiques y tapones en base a la presión del fluido que debe ser retenido. Los tabiques pueden definirse como barreras (de concreto u otros elementos de baja permeabilidad) que normalmente se construirían en subterráneo bajo condiciones de baja presión hidrostática (10 – 100 m de presión hidrostática o 100 - 1000 kPa).

Pueden usarse para aislar el agua de una parte de la mina, para retener la solución en un tajo de lixiviación in-situ o para proteger un pique de un potencial derrumbe de un pilar corona (ver Figura 2-1).

Los tapones son estructuralmente idénticos en su funcionamiento a los tabiques, pero para los propósitos de este documento se definen como permanentes y por lo tanto no se prevé que requieran mantenimiento, operación o monitoreo diario, como sería el caso de un tabique temporal. Además, podría requerirse que soporten presiones más altas que las que se consideran normales para tabiques incorporados bajo condiciones normales de la operación de la mina. Para los propósitos de esta Guía, los tapones se consideran en general estructuras de concreto, tales como las que se usarían para embalsar agua o relaves a presiones que superen significativamente los 100 kPa (es decir, el equivalente a una columna de agua desde 10 m de alto hasta varios cientos). Puesto que se espera que sean permanentes y que permanezcan en ese lugar después del cierre, su diseño tiende a tener factores de seguridad más altos y, lo más importante, cumplen con especificaciones de control de calidad y de aseguramiento de la calidad más rigurosas durante su construcción que lo que sería necesario para un tabique que se pone en la mina por necesidades puramente operacionales.

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Figura 2-1 Ejemplos de Tapones

Nota: a) y b) tapones indentados (resistencia estructural adecuada pero por lo general insuficiente resistencia a las fugas); c) tapón de concreto en cuña y monolíticos sin refuerzo (resistencia estructural y resistencia a las fugas adecuada, pero menos económico que otras alternativas); d) de lados paralelos y monolítico sin refuerzo (por lo general económico con adecuada resistencia estructural y resistencia a las fugas); e) cilíndricos, de concreto, de lados paralelos sin refuerzo, con acceso limitado en la vía principal; f) similar a e) pero con un acceso mayor, con acceso en toda su altura; y g) sección compuesta – indentado, con una galería de inyección aguas abajo (logra una resistencia adecuada y resistencia a la fuga) (modificado por Auld, 1983).

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Debido a las necesidades de estabilidad a largo plazo de las estructuras de retención necesarias para las aplicaciones del cierre de mina, estos lineamientos sólo abordan el diseño de tapones, tal como han sido definidos anteriormente. Por lo tanto, sólo el término tapón (que significa una barrera permanente o estructura de bloqueo para retener fluidos bajo presiones elevadas) será usado en el resto de este documento.

De acuerdo al tamaño del túnel, y la posibilidad de acceso de las tuberías usadas para colocar el concreto, los tapones pueden construirse en un sólo vertido de concreto (tapones de concreto monolítico) o pueden formarse de múltiples segmentos vaciados por secciones.

Los tapones de concreto monolítico por lo general se construyen de uno o múltiples vertidos de concreto sin refuerzo de acero al interior de la geometría del tapón, tal como se muestra en la Figura 2-1 (a – d). Los diseños de tapones de núcleo hueco comúnmente se usan en túneles de gran diámetro (es decir, > 6 m de diámetro) para facilitar la inyección de contacto, como se ilustra en la Figura 2-1 (e – f). La construcción implica el vaciado de concreto por secciones y la formación de una galería en el centro del tapón, la que posteriormente se usará para la inyección de contacto.

Tanto los tapones monolíticos como los de núcleo hueco pueden tener lados paralelos (de sección casi constante) o en cuña (donde la sección transversal varía con la longitud), o indentados, donde se construye una ampliación de la sección transversal hacia el túnel o pique para aumentar la resistencia al corte.

La decisión de construir un tapón, que por su definición es de naturaleza permanente, debe estar respaldada por información técnica referente a características geológicas, hidráulicas, ambientales, geotécnicas y geomecánicas del lugar donde se construirá. Estas son consideradas como las características mínimas que deberán ser presentadas por el proponente. No obstante, cabe la posibilidad de que haya otros factores que influyan en el diseño, los cuales deben acompañar al estudio de ingeniería de detalle del proyecto.

Para los propósitos de esta Guía, el término Proponente se usará para definir a la compañía minera que solicita al MEM la autorización para construir un tapón. El proponente deberá contar con la aprobación del MEM antes de comenzar la construcción del tapón.

2.3 REQUERIMIENTOS DE ESTUDIOS

(1) Dondequiera que sea necesario construir un tapón de cierre, se deberán realizar los estudios geotécnicos y estructurales adecuados para determinar la estabilidad del tapón a largo plazo. Para mantener la seguridad pública, estos estudios deberán ser desarrollados y certificados por ingenieros geotécnicos y estructurales calificados.

(2) Los estudios a los que se refiere la subsección (1) deberán por lo menos incluir la información necesaria para definir:

(a) La razón por la cual se construye el tapón;

(b) El tipo de excavación dentro de la cual se va a instalar el tapón (e.g., un pique vertical o un túnel horizontal);

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(c) El área y perímetro de la sección del túnel donde se va a instalar el tapón;

(d) La infraestructura de la mina en riesgo, incluyendo detalles de la proximidad del lugar del tapón con el pique y otros tajos operativos;

(e) La superficie posible y los impactos ambientales subterráneos que podrían ser causados por una falla del tapón propuesto;

(f) La geometría más adecuada del tapón (e.g., de lados paralelos o de cuña, monolítico o de núcleo hueco – ver Figura 2-1) y sus dimensiones;

(g) El tipo, características, y la carga de presión de control del fluido que se retiene (e.g., si es agua de drenaje ácido de la mina, relaves o una combinación de agua con potenciales relaves o lodo, tal como sería el caso bajo condiciones de liquefacción);

(h) El potencial para cargas dinámicas y su probable magnitud debido a una falla del pilar de corona o de la cobertura, o ingreso de relaves;

(i) La actividad sísmica de la zona;

(j) La geología de la zona donde se pondrá el tapón, e información sobre su relación estructural con el pilar corona y/o con las aberturas subterráneas que está aislando;

(k) La calidad del macizo rocoso y los esfuerzos in situ en la roca que rodea al tapón;

(l) La resistencia del material del tapón y los esfuerzos sobre éste (e.g., el concreto);

(m) Todos los supuestos pertinentes al enfoque de diseño que se usará en el diseño del tapón. Esto deberá incluir las hipótesis sobre fallas y las decisiones respecto a las mejores metodologías que serán usadas para preparar la evaluación de la estabilidad y cálculos para el diseño de las dimensiones del tapón;

(n) El método de construcción del tapón; y, según sea aplicable,

(o) Preparación de los planos de obra y las especificaciones para la geometría del tapón, el concreto, encofrados, refuerzos de acero, inyecciones e instrumentación.

Para propósitos referenciales, la ubicación ideal del tapón deberá estar:

• en un área donde la roca sea competente y libre de características geológicas significativas tales como fallas, zonas de corte, etc ;

• en un área que no tenga demasiados esfuerzos y que esté lo más alejada posible de otras aberturas de minas;

• aguas abajo de cualquier fuga, de modo que retenga toda el agua que ingresa; • en una zona donde la resistencia in situ sea mayor a las que aplicará la presión

hidrostática, de otro modo la presión hidráulica abrirá las fracturas y habrá una fuga excesiva;

• en un área donde la permeabilidad general de la roca circundante sea tan baja como sea posible, y

• a una distancia adecuada de cualquier tajo, punto de carga de mineral o zona de minado activo.

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2.4 RECOPILACIÓN DE INFORMACIÓN

En el caso de los tapones diseñados para proteger las aberturas subterráneas del ingreso de materiales de cobertura (e.g., huayco) debido a la falla de un pilar de corona y para cualquier tapón cercano a la superficie (es decir, con profundidades < 50 m), las condiciones de superficie y cobertura deben caracterizarse adecuadamente para una liquefacción potencial, además de caracterizar completamente macizo rocoso de la zona donde se planea ubicar el tapón. Se deberá evaluar la siguiente información mínima:

(1) Para todos los tapones propuestos, información sobre las condiciones de la superficie, incluyendo: (a) la topografía de la superficie cerca al área del futuro tapón, incluyendo caminos,

construcciones, puntos de referencia y detalles topográficos;

(b) la presencia o la ausencia de cuerpos de agua (e.g., lagos y ríos); y

(c) el área de la superficie que sería afectada en el caso de una falla de pilar corona.

(2) Para tapones cercanos a la superficie, o para tapones construidos para controlar la inestabilidad potencial de un pilar corona, se deberá caracterizar la cobertura de suelo, incluyendo: (d) la preparación de secciones que muestren el perfil del suelo, a menos que no

haya comunicación posible entre la cobertura y el tapón planeado;

(e) la definición de la topografía de la interfaz roca/suelo sobre la zona del tapón;

(f) la determinación de los tipos y espesores de los estratos de suelo, a menos que un ingeniero calificado considere que esta información es innecesaria y lo declare específicamente y por escrito;

(g) la determinación de las condiciones del régimen de agua subterránea y las condiciones de la presión hidrostática; y

(h) si se lleva a cabo una investigación del suelo, se deberá recoger la siguiente información como requisito mínimo (ver Anexo A):

i. la densidad aparente;

ii. la densidad relativa de las arenas y la consistencia de los materiales arcillosos;

iii. resistencia al corte no drenado del suelo arcilloso y su sensibilidad (que se expresa por la relación entre la resistencia al corte no drenado del suelo y del suelo drenado como se puede obtener de la prueba de veleta, Vane test) (ver el Anexo A);

iv. distribución granulométrica y plasticidad;

v. la resistencia al corte (es decir, el ángulo de fricción y cohesión);

vi. humedad o contenido de agua, y

vii. niveles de agua subterránea.

En el caso de todo los tapones (ubicados cerca de la superficie o en profundidad), es también importante caracterizar el macizo rocoso sobre el cual se ubicará el tapón.

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(3) La caracterización de macizo rocoso es necesaria respecto a las condiciones de la roca alrededor del área del tapón. La información presentada debe explicar: la geología local enfatizando la litología, las estructuras geológicas más

importantes (e.g., las fallas, las áreas de corte y diques) y el grado y carácter de las alteraciones y/o meteorizaciones de las unidades de rocas donde se ubicará el tapón;

la orientación, continuidad, espaciamiento y apertura de los grupos de discontinuidades, incluyendo fallas, zonas de corte y diaclasas que se supone existen en el área del tapón propuesto. (Nota: La información enviada deberá también incluir la orientación de cualquier esquistosidad o foliación (si la hubiera) con relación al eje del tapón planeado);

los parámetros de clasificación del macizo rocoso para las paredes laterales, el fondo y la zona de la corona del túnel en el lugar planeado para el tapón y 50 m a cada lado de la ubicación del tapón, usando los sistemas de clasificación RMR y NGI-Q (Anexo B), sobre la base de:

i. un mapeo subterráneo o una evaluación de la información del núcleo;

ii. una determinación de la resistencia en el laboratorio, donde esté disponible, o los rangos publicados con una justificación para el uso de la información especificada y su origen; y

iii. la información sobre la caracterización de discontinuidades (incluyendo diagramas estereográficos).

la conductividad hidráulica del macizo rocoso en la ubicación del tapón y para una distancia de 30m aguas arriba y aguas debajo de la extensión del tapón.

(4) La ubicación y geometría de todas las obras subterráneas cercanas (dentro de un radio de 100m de la ubicación del tapón) deberá documentarse y entregarse. Esta información deberá incluir, como mínimo, información acerca de: (a) ancho y profundidad de minado;

(b) espesor de los pilares corona de todos los tajos cercanos a la superficie en las cercanías;

(c) dimensiones del tramo de tajo;

(d) la naturaleza, densidad y composición de cualquier relleno utilizado como apoyo o colocado para el cierre;

(e) los métodos de excavación y soporte utilizados

(f) información dimensional y diseño de disposición de componentes para todos las galerías, piques y chimeneas dentro de un radio de 100m de la ubicación del tapón; e

(g) Información histórica de cualquier inestabilidad del macizo rocoso, en el caso de que estuviera disponible.

(5) Se deberá hacer una declaración de la magnitud inferida o medida y la orientación de los esfuerzos in situ en las proximidades del tapón planeado.

(6) Al entregar el diseño de los tapones, se deberá incluir una tabla con la composición química básica del fluido (e.g., relaves y drenaje ácido de mina) que será retenido por los tapones. Esto incluiría un cálculo del valor del pH y de las concentraciones de metales y sulfatos disueltos.

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(7) Se debe de considerar medidas de contingencia para definir las obras de mitigación caso el tapón falle. Estas medidas pueden incluir obras de drenaje y pozas de almacenamiento de los efluentes, entre otras.

2.4.1 Propiedades del Suelo y de la Roca Intacta

Puesto que la determinación de las características del material y la resistencia de los suelos y las rocas es importante para la evaluación adecuada de la estabilidad del tapón, la información sobre estos parámetros de control deberá incluirse en el informe de diseño. La información sobre el grado de meteorización y la extensión de las zonas de alteración en las proximidades de la ubicación del tapón planeado deberá estar documentada en la entrega del diseño.

Las características del material y la resistencia del suelo y las rocas intactas apropiadas para la documentación a presentar por lo general se pueden obtener de:

• Investigación de campo sobre el macizo rocoso, que incluyen un mapeo de la superficie expuesta, labores subterráneas y paredes del tajeo (si estuvieran disponibles);

• Logueos de perforaciones diamantinas (complementado cuando sea posible por un registro geofísico);

• Evaluación de campo de la cobertura de suelo (Unified Soil Classification System, USCS, ASTM D 2488-90, 1990);

• Pruebas de campo, e.g., pruebas de carga puntual para rocas (ISRM, 1981), prueba de veleta para evaluar la resistencia de la arcilla saturada (suave) no drenada (ASTM D2573-01);

• Clasificación de campo de la dureza de la roca (ISRM, 1981) y de resistencia al corte de las discontinuidades usando los métodos de Barton (Barton et al, 1974) o Bieniawski (1976); y/o

• Pruebas de laboratorio realizadas sobre muestras cuidadosamente extraídas, preservadas y preparadas. Se pueden obtener muestras de suelo no alteradas de bloques de suelo o de tubos Shelby. Por lo general se pueden recoger muestras adecuadas de roca de perforaciones geotécnicas o de exploración. Mientras que el sistema de perforación con cable es aceptable para el muestreo de roca competente para pruebas, la perforación geotécnica y el muestreo de roca débil o fracturada por lo general requiere de un sistema de triple tubo para minimizar la alteración de la muestra. La protección de las muestras contra la pérdida de humedad y/o daño en el transporte al laboratorio es también crucial para obtener resultados precisos.

Las pruebas de laboratorio podrían incluir ensayos tanto en suelos como en rocas:

Suelos – para clasificar el material de origen (relaves, suelo de cobertura) con el fin de evaluar la carga de presión si existiera alguna posibilidad de liquefacción (ver también el Anexo A).

• Clasificación de pruebas indicadoras (e.g., análisis granulométrico, límites de Atterberg y contenido de agua); y

• Pruebas Triaxiales de Resistencia a la compresión, e.g., ensayos de consolidación no drenado (CU) con medida de la presión de poros sobre muestras “no alteradas” o remoldeadas.

Roca – para verificar la conveniencia de la ubicación elegida para el tapón y sus proximidades y en algunos casos para verificar la estabilidad de cualquier zona potencialmente inestable que esté protegida por el tapón (ver también el Anexo B)

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• Resistencia a la compresión de la roca intacta– necesaria para la definición de los criterios de falla de Hoek-Brown para la resistencia de la pared, la corona y piso de roca en la zona del tapón. Esto se puede medir por medio de ensayos de resistencia a la compresión uniaxiales o triaxiales y/o ensayos de carga puntual.

• Resistencia del relleno de la falla – necesaria en el caso de cualquier discontinuidad importante mal ubicada en el área. Tal información generalmente puede conseguirse mediante ensayos de corte directo si es posible el acceso. También se puede inferir de pruebas índice de suelos si es pertinente. Las pruebas triaxiales sobre muestras “no alteradas” o remoldeadas también pueden ser apropiadas si se identifican zonas gruesas de arcilla suave con características preocupantes; y

• Resistencia al corte de diaclasas – necesaria para evaluar el potencial de falla del tapón debido a mecanismos de desprendimiento de cuña bajo condiciones adversas de presión. La información de resistencia de las diaclasas se determina normalmente mediante ensayos de corte directo que se llevan a cabo sobre superficies de discontinuidad representativa, o puede ser inferida de la evaluación visual de las condiciones de irregularidad de la superficie, lo que permite cálculos empíricos racionales, pero relativamente gruesos de la resistencia al corte. Para la aplicación de algunos métodos numéricos, (e.g., UDEC) se deberán obtener datos sobre los valores de corte y de rigidez normales. Si tales enfoques se usan como parte de la propuesta, será necesario obtener datos relevantes de estos parámetros para la zona del tapón, ya sea mediante ensayos de corte directo o mediante correlaciones algebraicas con información anterior relevante.

Para cualquier modelación numérica necesaria para justificar las dimensiones de tapón en el lugar elegido, será necesario incluir información sobre la resistencia y deformabilidad del macizo rocoso. Los parámetros típicamente usados para describir la resistencia y la deformación en la roca intacta incluyen los valores de la resistencia a la compresión uniaxial (Uniaxial Compressive Strenght - UCS), Módulo de Young (E) y el módulo de Poisson (ν), que deben ser medidos en muestras representativas.

Las pruebas de resistencia a la compresión uniaxial (UCS) se pueden usar para verificar las propiedades básicas de resistencia del macizo rocoso para el área del tapón. Sin embargo, se puede esperar que tales pruebas se lleven a cabo en números limitados sobre roca fresca representativa del área del tapón para confirmar los valores esperados de resistencia intacta. Ensayos UCS limitados para desarrollar factores de correlación para un programa más amplio de pruebas de carga puntual podrían también aceptarse en la propuesta.

2.4.2 Clasificación del Macizo rocoso

Los dos sistemas predominantes de clasificación comúnmente utilizados para caracterizar los macizos rocosos en las proximidades de la ubicación elegida para el tapón son la Clasificación de macizo rocoso, RMR (Bieniawski, 1976 ó 1989) y/o el Q-system (Barton et al., 1974). Para el diseño de tapones, estas clasificaciones se usan con frecuencia como punto de partida para la definición de resistencia al corte de una discontinuidad o de un macizo rocoso. Por ejemplo los parámetros de Rugosidad de las Discontinuidades (Joint Roughness - Jr) y de Alteración de las Discontinuidades (Joint Alteration - Ja) del Sistema-Q pueden ser usados para un cálculo grueso de la resistencia al corte residual y pico a lo largo de discontinuidades importantes en el sitio del tapón.

Para el cálculo de la resistencia del macizo rocoso, la clasificación RMR de Bieniawski (1976) es la base para la caracterización de las propiedades del macizo rocoso utilizada para el cálculo de la resistencia mediante el método de Hoek-Brown (Hoek y Brown,

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1988). El Indice de Resistencia Geológica (Geological Strength Index - GSI), introducido por Hoek, Kaiser y Bawden (1995) y Hoek y Brown (1997) duplica el sistema RMR de Bieniawski (1976) para macizos rocosos más competentes y trata de extender la aplicación del criterio de resistencia empírico de Hoek-Brown para reducir las resistencias del macizo rocoso, a pesar de que la experiencia con la aplicación del método a macizo rocosos no quebradizos es limitada. El GSI puede también ser usado para caracterizar macizos rocosos sobre la base de descripciones generales de la composición y estructura del macizo rocoso y las condiciones de superficies de las discontinuidades.

El Anexo B presenta una discusión general sobre la aplicación de los sistemas de clasificación de los macizos rocosos relacionados con la caracterización de un tapón propuesto. Este anexo también esboza el enfoque necesario para utilizar el índice GSI como base para obtener resistencias de corte representativas del macizo rocoso para fines de diseño del tapón.

2.4.3 Resistencia al Corte del Macizo rocoso

Para el diseño de tapones, la resistencia al corte del macizo rocoso puede por lo general determinarse sobre la base de enfoques empíricos como por ejemplo, usando la Tabla 2-1, que presenta algunos valores empíricos de máxima resistencia al corte admisible, considerando un factor de seguridad de 3 (valor entre paréntesis).

Tabla 2-1 Resistencia al Corte y Gradientes Hidráulicas de Diseño para Tapones de Túnel (según Benson, 1989)

Condición general de la roca RMR – Evaluación del macizo rocoso

Resistencia al corte (Máxima resistencia al

corte admisible)1

(kPa)

Máxima gradiente hidráulica admisible2

m/m

Máxima gradiente de

presión admisible

kPa/m

Muy Buena Roca Masiva, dura, ampliamente diaclasada

81<RMR<100 1500 (500)3 15 - 30 150 - 300

Buena Roca Dura a moderadamente dura, moderadamente diaclasada

61<RMR<80

900 (300) 10 - 14 100 - 140

Roca Moderada a débil, meradamente

diaclasada 41<RMR<60

600 (200) 7 - 9 70 - 90

Roca Pobre Débil, cercanamente diaclasada o

cortada 21<RMR<40

300 (100) 5 - 6 50 - 60

Roca Muy Pobre Muy débil, probablemente erosionable

RMR < 20 150 (50) 3 - 4 30 - 40

Nota: Las características erosionables de tapón aguas abajo deberán tratarse localmente 1 Considerando un factor de seguridad de por lo menos 3.0. 2 Los gradientes hidráulicos admisibles pueden ser mayores si se lleva a cabo una inyección en la formación. 3 La resistencia al corte estimado del macizo rocoso (kPa) y entre paréntesis la máxima resistencia al corte admisible.

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El programa RocLab, disponible en www.rocscience.com, puede usarse para ayudar en el cálculo de la resistencia al corte adecuada para la zona del tapón usando el criterio de resistencia de Hoek & Brown, como lo presenta Hoek et al. (2002). Habiendo llevado a cabo una clasificación del macizo rocoso, usando los procedimientos descritos en el Anexo B, se puede entonces hacer algunos cálculos de los valores del Índice GSI apropiados para el macizo rocoso que se presume que existe en la ubicación del tapón. También se puede obtener un valor GSI usando la clasificación de Bieniawski 1976 para el sistema RMR, que también se describe en el Anexo B.

Con un GSI derivado y un valor inferido para m y s (fórmula de Hoek-Brown) apropiados para el macizo rocoso, los parámetros de Mohr-Coulomb de resistencia al corte (ángulo de fricción y cohesión) pueden calcularse fácilmente de las expresiones del criterio de resistencia de Hoek-Brown (como se esboza en el Anexo B). Se debe tener cuidado cuando se use el programa RocLab directamente para calcular los ángulos de fricción y cohesiones usando como datos de entrada el índice GSI, la resistencia a la compresión uniaxial (UCS) y mi (el parámetro Hoek-Brown de fricción), ya que los ajuste de curva pueden variar significativamente de acuerdo con el número de puntos de referencia disponibles, y también si se han llevado a cabo cálculos de resistencia a la tracción o si se han completado pruebas al respecto (tales como las pruebas brasileñas). Nótese también que cuando la resistencia al corte del diseño se obtiene de la aplicación del criterio de Hoek-Brown, de todos modos se recomienda un factor de seguridad de 3 para los cálculos de diseño del tapón.

2.4.4 Calidad del Agua

Como parte de la recolección de datos, es importante llevar a cabo análisis químicos del agua (o fluido) que será retenida por el tapón. La Sección 2.6 ofrece mayores comentarios al respecto.

2.4.5 Consideraciones sobre el Gradiente Hidráulico

El corte no es el único factor que necesita ser analizado al diseñar el tapón adecuado. Como se detalla en la Tabla 2-1, el diseño de tapones debe también cumplir con los criterios de gradiente hidráulico, con valores elegidos de acuerdo con la calidad del macizo rocoso encajonante en las proximidades del tapón. En la Tabla 2-1, se define el gradiente hidráulico de control a lo largo del eje del tapón como carga de agua de diseño dividida por la longitud del tapón. El criterio normal es que la longitud del tapón debería ser suficientemente larga para evitar erosiones en las paredes del túnel cuando el tapón esté sometido a su máxima gradiente de diseño.

2.4.6 Peligro Sísmico

En la mayoría de las situaciones no es necesario hacer un análisis específico del peligro sísmico para el diseño de los tapones, excepto cuando se infiere que una falla activa pase directamente a través o inmediatamente adyacente a un túnel en el que se planea construir un tapón.

Cuando corresponda, el proponente deberá llevar a cabo una evaluación del peligro sísmico para evaluar las posibilidades de que ocurra un sismo y su magnitud, y los efectos potenciales sobre la estabilidad de la cobertura (e.g., huaycos) o relaves (e.g., liquefacción).

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El peligro sísmico puede calcularse considerando la suma de los efectos de la totalidad de las fuentes sísmicas y la distancia entre cada fuente y el sitio donde se encuentra la estructura. Adicionalmente, el peligro sísmico para el Perú fue estudiado principalmente en los trabajos de Casaverde y Vargas (1980), Sharma y Candia-Gallegos (1991) y Castillo y Alva (1993). Cada uno de estos estudió características diferentes en cuanto a fuentes sísmicas, leyes de atenuación y probabilidades de excedencia.

Para la determinación del peligro sísmico se puede utilizar los programas de cómputo RISK y EZRISK desarrollados por R. McGuire (1976, 1995), y el programa MRIESGO desarrollado por Bolaños y Monroy (2004). La diversidad de programas de cómputo utilizados se debe a su capacidad para incluir las leyes de atenuación propuestas.

Estos programas se utilizan para evaluar las probabilidades de excedencia correspondientes a determinados niveles de aceleración pico. El período de retorno de la aceleración pico es el inverso de la probabilidad anual de excedencia. Se utilizaron las relaciones de atenuación arriba mencionadas para evaluar la variabilidad que pueden tener los resultados al ser integrados con diferentes relaciones de atenuación.

Finalmente los resultados de estos estudios pueden mostrarse en mapas de peligro y riesgo sísmico que así ayudarían a delimitar los lugares más adecuados para construir o conocer cual sería el coeficiente sísmico utilizado para el diseño.

2.5 EVALUACIÓN DE LA ESTABILIDAD

(1) La evaluación de la estabilidad de la geometría del tapón en la ubicación seleccionada deberá ser llevada a cabo y certificada por un ingeniero calificado utilizando enfoques reconocidos por la industria para abordar, por lo menos los cinco posibles modos primarios de inestabilidad potencial, a saber:

(i) Falla por corte – se define como una falla de corte a través del concreto, a lo largo del contacto de la roca con el concreto o a través del macizo rocoso;

(ii) Falla por flexión de viga gruesa – por lo general ocurre como una falla confinada solo a través del mismo material del tapón

(iii) Falla por filtración excesiva, que resulta por lo general de la ausencia de un contacto de interfaces, principalmente debido a los efectos de la erosión bajo un gradiente hidráulico demasiado elevado a lo largo del eje del tapón.;

(iv) Falla por levante hidráulico (levantamiento) que ocurre a lo largo de la interfaz roca/concreto, o que ocurre en discontinuidades discretas dentro de la roca circundante; y/o como rotura hacia la superficie cuando el espesor de la cobertura de roca sobre el tapón es insuficiente para la presión de diseño aplicada, y/o

(v) Falla debida a la descomposición química o física del concreto del tapón, o de las inyecciones o de los sellos o inclusiones dentro de la roca circundante.

(2) Los enfoques que deberá usarse para la propuesta deberán ser similares en concepto, y deberán incluir evaluaciones empíricas y analíticas, tales como las que se presentan en los lineamientos preparados por el Ministerio de Trabajo de Ontario (Ontario Ministry of Labour 1995) y/o aquellos preparados por la Oficina de Minas de los Estados Unidos (Chekan, 1985). Se deberá también tomar conocimiento de la experiencia de Sudáfrica (Garrett y Pitt, 1961) y de Escandinavia (e.g., Dahlø et al, 1992) relativas a los criterios de

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diseño respectivamente para (i) muy altas presiones hidrostáticas y (ii) complicaciones muy adversas de la gradiente de presión. Adicionalmente, también se deberán cumplir los criterios para la aceptabilidad del tapón presentados en los trabajos de Auld, 1983, Lang, 1999, y por Golder, 2004.

(3) Si, además de los métodos mencionados, la propuesta va a incluir modelamiento numérico para establecer el dimensionamiento geométrico de diseño para el tapón propuesto, cuando tales análisis numéricos sean aplicados para evaluar la estabilidad del tapón, éstos sólo se llevarán a cabo usando programas de cómputo reconocidos por la industria y adecuadamente verificados. Independientemente del programa de cómputo utilizado, se deberá presentar una copia de seguridad detallada que explique los supuestos de las condiciones límite y derivaciones de todos los parámetros del modelo. Se entregará también las verificaciones de los cálculos y otra información de verificación junto con los resultados del modelamiento.

(4) Para el diseño de tapones cerca a un pilar de corona potencialmente inestable, el proponente deberá enviar la documentación apropiada relativa a la evaluación de la estabilidad del pilar de corona de acuerdo con la Guía para la Evaluación de la Estabilidad de los Pilares Corona, (MEM, 2007) que no sólo discute las medidas para evaluar el potencial de falla de un pilar corona, sino también explica las posibles soluciones de remediación.

Los factores de seguridad recomendados para cada uno de los modos de inestabilidad, que se presentan en la Sección 2.5 (1) (i) a la (iv), se explican en la Tabla 2-2 de la Sección 2.6. Se ofrece una lista de referencias útiles al final de la Sección 2.0.

Los siguientes párrafos describen brevemente cada uno de los modos de inestabilidad que deben ser considerados en la propuesta.

2.5.1 Falla por Corte

Cuando la presión del agua o relaves se aplica sobre la cara aguas arriba del tapón, esto puede provocar que el tapón se mueva con respecto al macizo rocoso, si tal presión supera la resistencia al corte movilizada dentro del concreto, en el contacto roca/ concreto o en el macizo rocoso. Los pasos que se deben tomar en el diseño para evaluar la falla por corte deberán:

• considerar la variabilidad en la resistencia de la interfaz roca/ concreto, evaluada mediante los enfoques de la clasificación del macizo rocoso

• evaluar la periferia del tapón, incluyendo la evaluación de los efectos de la voladura; • obtener FS > 3 frente al corte en superficies de corte de 45° + φ/2 a través del macizo

rocoso y en la interfaz concreto/ roca, según verificación con proyecciones estereográficas del tejido estructural en el sitio del tapón;

• examinar f’c para el concreto, (en base a pruebas de mezclas de cemento y agregados con el agua propuesta); y

• examinar la litología de las paredes laterales respecto a potenciales lugares de corte, incluyendo la presentación de un plano del desplazamiento mostrando la geología y la litología y la ubicación del tapón indicado

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2.5.2 Falla por Flexión de Viga Gruesa

Si el diseño por corte da como resultado una longitud de tapón menor que la máxima dimensión aproximada del túnel, (i.e.,, la relación ancho/largo del tapón ≥ 1.25), deberá revisarse en el diseño la resistencia a la flexión de viga gruesa de acuerdo, por ejemplo, con el código ACI 318-95 (American Concrete Institute’s – Building Code Requirements for Reinforced Concrete).

El diseño para evitar la falla de flexión de viga gruesa debe:

• Considerar los esfuerzos de flexión y tracción en la cara aguas abajo; • considerar el esfuerzo de tracción admisible del concreto; • estimar el momento flector ponderado de diseño; y • estimar la longitud necesaria del tapón de concreto no reforzado para mantener los

esfuerzos de tensión por flexión en la cara aguas abajo bajo por debajo del esfuerzo a la tracción admisible del concreto.

Si la proporción ancho/largo del tapón ≥ 1.25, es probable que se necesite un refuerzo de acero para resistir los esfuerzos de tracción aplicados a la cara aguas abajo.

2.5.3 Falla debido a Filtración Excesiva (bajo gradientes hidráulicos adversamente altos)

Además de los criterios estructurales ya mencionados, el proponente deberá demostrar que la fuga potencial bajo los gradientes hidráulicos aplicados no tendrá consecuencias estructurales o ambientales sobre la integridad del tapón para el propósito para el que ha sido diseñado. El diseño para evitar una fuga excesiva deberá calcular el gradiente hidráulico máximo de diseño (definido como la relación entre la máxima carga hidráulica aplicada, incluyendo las presiones de impacto, y la longitud del tapón entre los extremos aguas arriba y aguas abajo) y asegurar que no va a exceder niveles aceptables, tales como, por ejemplo aquellos presentados en la Tabla 2-1.

2.5.4 Mecanismos de Levante Hidráulico y Fractura Hidráulica

Cuando la presión del agua que actúa sobre cualquier discontinuidad específica en el macizo rocoso que rodea el tapón o que actúa en la interfaz concreto/roca excede el esfuerzo principal mínimo a través de tal discontinuidad o interfaz, tales fracturas existentes se abren (levante hidráulico) o se forman nuevas fracturas por esfuerzos de tensión inducidos que se generan en la roca en esas zonas (fractura hidráulica).

El proponente deberá demostrar que estos modos de inestabilidad no se desarrollarán en el tapón designado. El diseño para evitar la fractura hidráulica deberá:

• Considerar el espesor de la cubierta de roca sobre el tapón; • estimar la carga de presión estática dentro del túnel; • verificar la ocurrencia de valles en la topografía de superficie; • verificar la ubicación del tapón en relación con la topografía de la superficie; y • estimar el esfuerzo principal mínimo.

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2.5.5 Mecanismos Físico-Químicos de Largo Plazo

Debido a que el ataque químico a lo largo del tiempo puede reducir la integridad del tapón propuesto, el proponente deberá proporcionar detalles sobre la composición química del agua retenida y evaluar su potencial de ataque químico sobre (i) el concreto del tapón, (ii) la mezcla propuesta para consolidar el suelo alrededor del tapón, y (iii) el macizo rocoso y/o el relleno de cualquiera de las discontinuidades identificadas que se consideren importantes para la estabilidad del tapón. El diseño que asegure la resistencia a largo plazo contra la degradación química deberá:

• determinar la composición química del agua retenida por el tapón; • determinar la composición química del agua subterránea; • comparar la composición química del agua con los estándares del agua propuesta para

la mezcla del concreto (e.g., ASTM C94); • comparar la composición química de tales aguas con otros estándares reconocidos

internacionalmente; • verificar si la probable agua de filtración impactará a usuarios domésticos; y • usar los resultados de la composición química del agua para guiar la preparación de las

especificaciones del concreto y de la mezcla para asegurar que los materiales de construcción sean adecuados.

El proponente deberá demostrar que las concentraciones de sulfatos disueltos u otros componentes adversos en el agua retenida por el tapón no excederán, luego del cierre, los niveles reconocidos internacionalmente que se consideren un problema para la longevidad de (i) la mezcla inyectada dentro del macizo rocoso, o (ii) el concreto en el tapón.

El proponente deberá presentar la documentación que explique cualquier cambio en la calidad del agua que se anticipe pueda ocurrir después de terminar la extracción minera, que pudiera cambiar, por ejemplo, la concentración de metales disueltos y el valor del pH.

Las típicas pruebas de calidad del agua de relaves incluyen pH, Sólidos Disueltos Totales (TDS, en mg/L), sulfatos (mg/L), amoniaco (mg/L), calcio (mg/L), cloruros (mg/L) y metales disueltos (mg/L).

2.5.6 Cargas Dinámicas

Los tapones construidos en regiones sísmicas, o como protección contra los flujos de lodo, deberán considerar las cargas dinámicas por golpes de ariete e impactos dinámicos. Puesto que estas condiciones son pasajeras, se puede aceptar un factor de seguridad más bajo para esta condición de carga, como se presenta en la Tabla 2-2.

Sin embargo, el proponente deberá demostrar la aceptabilidad del diseño de los tapones llevando a cabo una evaluación detallada del peligro sísmico para cualquier situación en un yacimiento minero donde a) pudiera existir material susceptible a la liquefacción, y b) tal material pudiera fluir dentro del túnel aguas arriba de un tapón permanente y crear una importante presión de impacto excesiva.

La evaluación necesaria del nivel del peligro sísmico para la propuesta en otros caso deberá ser (i) suficiente para evaluar el potencial de esa zona para sufrir eventos sísmicos y (ii) suficiente para permitir una definición apropiada de los parámetros de

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aceleración sísmica de diseño para ser usados en la verificación de la estabilidad de cualquier otro componente clave para el cierre de la mina.

2.6 FACTORES DE SEGURIDAD

El diseño de los tapones propuestos deberá discutir los factores de seguridad usados en el análisis. La Tabla 2-2 presenta una lista de factores de seguridad recomendados para el diseño de tapones permanentes.

Tabla 2-2 Criterios para el Diseño de Tapones Permanentes (adaptados de Auld, 1983, Chekan 1985 y TSS, 1999)

Modo de Falla Criterios de diseño

1) Corte – Falla por corte a lo largo del contacto roca/concreto, a lo largo del macizo rocoso, o a lo largo de discontinuidades adversamente orientadas.

El esfuerzo de corte total admisible de la roca de acuerdo, por ejemplo, al criterio de falla de Hoek-Brown. El esfuerzo de corte admisible del concreto de acuerdo al ACI (American Concrete Institute), al CSA (Canadian Standard Association) o el equivalente aprobado por normas peruanas.

F.S. > 3.0 condiciones normales

F.S. > 1.5 condiciones sísmicas y para presiones hidrostáticas de lodo/ relaves (con gravedad específica igual a 2)

F.S. > 1.1 para condiciones de huayco (dinámicas) (impacto directo)

2) Falla por flexión de viga gruesa

Esfuerzo a la tracción admisible del concreto de acuerdo con el código ACI.

F.S. > 3.0 condiciones normales

F.S. > 1.5 condiciones sísmicas

3) Levante hidráulico de la roca que rodea al tapón.

F.S. > 1.3 condiciones normales (análisis de esfuerzos totales)

F.S. > 1.1 condiciones sísmicas (análisis de esfuerzos totales)

4) Gradiente Hidráulico y Fugas (o una excesiva filtración) alrededor del tapón para evitar erosión de las paredes del túnel.

a) Máximo gradiente hidráulico sobre la base de métodos empíricos de diseño (como se muestra en la Tabla 2-1).

b) Para condiciones estáticas, un factor de seguridad mínimo de 2.5 deberá usarse para asegurar el gradiente de presión a través del tapón, usando el enfoque sudafricano (es decir, Garrett & Campbell-Pitt, 1958 y 1961).

c) Para condiciones de huayco (dinámicas), se deberá adoptar un factor de seguridad de 1.5.

Adicionalmente, para los tapones construidos para retener drenaje ácido de roca, se deberán revisar los siguientes Criterios de “ejecución”:

d) Reducir la conductividad hidráulica del contacto y del macizo rocoso que circunda al tapón a por lo menos 10-7 m/s con inyecciones (si fuera necesario).

e) Limitar la filtración a ocasionales goteos en el tapón y menos de 0.5 L/s medidos 20 m aguas abajo del tapón.

5) Desintegración del concreto a largo plazo

> 30 MPa resistencia a la compresión.

La mezcla de concreto será diseñada de acuerdo con los mejores estándares de resistencia al ataque por ácido, ataque por sulfatos y a la reacción álcali agregado.

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2.7 PLANOS Y ESPECIFICACIONES TÉCNICAS DE CONSTRUCCIÓN

2.7.1 Control de Calidad de la Construcción

Se debe ejercer un control de calidad durante la construcción del tapón, que incluya control sobre la calidad del concreto, las tasas de vertidos y vibración y todas las actividades de llenado y pruebas de agua para asegurar que se cumplan todos los requisitos de diseño mencionados anteriormente.

Antes de iniciar la construcción del tapón, el proponente deberá enviar las características técnicas de todo el material de concreto y las mezclas de concreto, así como los detalles de los encofrados, los procedimientos de vertidos de concreto y el equipo que será usado para la dosificación, mezcla y transporte del concreto, como se describe en la Sección C1.1.1 (Anexo C). Las especificaciones técnicas deben también referirse a las juntas y la secuencia de construcción cuando se instalen tuberías de acero y/o puertas de sello del tapón empotradas dentro del tapón.

Las especificaciones técnicas de los materiales del concreto (cemento, agregados y la mezcla de agua y los aditivos) deberán seguir estándares internacionales conocidos, según la lista de las Secciones C1.2 y C1.2.1 (Anexo C) o los estándares peruanos aprobados por la DGAA.

El ingeniero residente (i.e., el representante del contratista, según se describe en la Sección C.1) debe tener experiencia en las operaciones de concreto e inyecciones y ser capaz de detectar cuándo será necesario efectuar variaciones a procedimientos específicos, o cuándo se requerirá prestar especial atención a:

(1) Inspección de la preparación del área de colocación respecto a las condiciones del macizo rocoso y del agua subterránea, identificando cualquier falla importante o zona de corte que cruce el lugar planeado para el tapón (ver la Sección C2.2). Un ingeniero o un geólogo calificado deberá confirmar la aceptabilidad;

(2) Encofrados y Refuerzo – Un ingeniero calificado en métodos de construcción deberá examinar y confirmar el trabajo de formación y refuerzo antes de empezar el vertido del concreto (ver la Sección C2.4);

(3) La fabricación del concreto;

(4) Ensayos del material (Sección C6);

(5) Selección del equipo de construcción; y

(6) Inyecciones – calidad de la mezcla y presiones aplicables. (Sección C4)

El Superintendente debe tener:

• Una comprensión integral del diseño y de los estándares usados en la formulación de las especificaciones técnicas del tapón. Por lo general, el diseño y la construcción de tapones debe cumplir los siguientes estándares: Canadian Standards Association, American Society for Testing and Materials (ASTM) Standards, American Concrete Institute (ACI) Standards o cualquier estándar peruano aprobado por el Ministerio (ver la lista en el Anexo C).

• La responsabilidad de la coordinación técnica entre los equipos de diseño y construcción.

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• La responsabilidad del manejo del personal de construcción para asegurar que el tapón que se construya finalmente cumpla con los objetivos y especificaciones del diseño.

• La responsabilidad de organizar y mantener un registro de los elementos de concreto vertido indicando fecha, lugar de vertido, cantidad, temperaturas del aire y muestras

Una vez terminada la construcción del tapón (incluyendo las inyecciones), un ingeniero calificado designado (ver la definición en la Sección C1.1) deberá enviar un plano a una escala apropiada de los trabajos tal como han sido ejecutados (as built), acompañado de una carta declarando que fue construido de acuerdo con el diseño de ingeniería previamente aceptado, y/o indicando en dónde fue necesario introducir modificaciones o cambios de acuerdo a las condiciones de campo, lo que deberá estar completamente documentado.

2.7.2 Inyecciones

El proponente deberá enviar las características técnicas completas y describir todos los trabajos propuesto de mortero de inyecciones, que considere necesario para minimizar la cantidad de fugas de la interfaz concreto/ roca. Las especificaciones técnicas deberán incluir (ver también la Sección C4, Anexo C):

• Inyección de contacto en los agujeros (para los vacíos en la zona de contacto, i.e.,, entre el concreto y la roca) – usada para prevenir fugas a través de cualquier separación por retracción; y

• Inyección de cortina (o consolidación) en los agujeros – usada para asegurar que las discontinuidades de la roca se llenen y sellen adecuadamente para reducir la permeabilidad del macizo rocoso en la zona inmediatamente alrededor del tapón.

Para cada uno de los agujeros de inyección dispuesto, los planos o especificaciones técnicas deberán definir:

• El número de agujeros, espaciado y profundidad de los agujeros; • La proporción de mezcla, presiones y secuencias de inyección, como especifica el

ingeniero calificado del proponente que preparó el diseño.; y • El aseguramiento de calidad / control de calidad (QA/QC) propuesto para el programa

de inyección.

2.8 ALGUNAS CONSIDERACIONES PARA EL DISEÑO DEL CONCRETO

CONTRA EL ATAQUE QUÍMICO

En la Norma ACI 318 Capitulo 4 se indican las consideraciones a tomar en cuenta cuando se trata de un ataque químico o algún otro tipo de exposición al concreto ya dispuesto en obra. En este caso la resistencia pasa a ser un requisito secundario y el diseño por durabilidad se convierte en el principal objetivo.

Para ataques químicos existen diferentes consideraciones al respecto, dependiendo del grado de agresividad química del medio. Primero se deben analizar las condiciones del entorno y definir qué tipo de sales serán las que atacarán al concreto. Estas serían las condiciones permanentes para el diseño.

Los factores que afectan la durabilidad del concreto son aquellos que producen el deterioro del mismo. Estos factores se clasifican en 5 grupos:

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• Congelamiento/Descongelamiento • Ambiente químicamente agresivo • Abrasión • Corrosión de metales en el concreto • Reacciones químicas en los agregados.

Asimismo, a continuación en las Tablas 2-3, 2-4 y 2-5 se muestran los requisitos de durabilidad establecidos en el Código ACI para concretos expuestos a cargas ambientales o ataques químicos externos o internos. Cabe señalar que el cumplimiento de estos requisitos, sumados a un proceso constructivo adecuado, garantizan la vida útil proyectada de la estructura.

En el diseño del concreto para el tapón se debe de reportar lo siguiente:

• Tipo y cantidad de sales agresivas a la que estará expuesta el concreto. • pH de las aguas o sustancias que estarán en contacto con el concreto. • Condiciones climáticas y ciclos climáticos. • Examen completo de los insumos con los cuales se harán las mezclas: agua,

agregados y aditivos. • Carga estructural o hidráulica requerida.

Tabla 2-3 Requisitos para Concretos Expuestos a Sulfatos

Tipos de Exposición a

Sulfatos

Sulfatos (SO4) Solubles en

Agua Presentes en el Suelo (%)

Sulfatos (SO4) en Agua

Tipo de Cemento

Recomendado

Relación Agua/Cemento Recomendada

(concreto normal)

f’c mínimo (kg/cm2)

Despreciable 0 a 0.10 0 a 150 _ _ _

Moderada 0.10 a 0.20 150 a 1,500

II, IP(MS) IS(MS)

IPM(MS) I(SM)(MS)

0.50 280

Severa 0.20 a 2.00 1,500 a 10,000 V 0.45 315

Muy severa >2.00 >10,000 V + Puzolana 0.45 315

Fuente: ACI 318-05.

Tabla 2-4 Contenido Máximo de Ión Cloruro para Prevenir la Corrosión

Tipo de Elemento Contenido Máximo de Ion Cloruro en Concreto (% en peso de cemento)

Concreto pretensado 0.06 Concreto armado expuesto a cloruros 0.15 Concreto armado protegido de la humedad 1.00 Otros tipos de concreto 0.30

Fuente: ACI 318-05.

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Tabla 2-5 Relaciones Agua/Cemento Máximas para Condiciones Especiales de Exposición

Condición de Exposición Relación

Agua/Cemento Máxima

(Concreto Normal)

f’c Mínimo en Concreto Normal y

Ligero (kg/cm2)

Concreto con baja permeabilidad al agua 0.50 280 Concreto expuesto al hielo y deshielo en condición húmeda. 0.45 315

Para prevenir corrosión en concreto expuesto a sales para disolver hielo. 0.40 350

Fuente: ACI – 318-05.

A continuación se describe brevemente cada uno de los puntos anteriormente citados:

(1) En el caso de alta agresividad química por sulfatos se recomienda utilizar cemento puzolánico con relación a/c máxima de 0.45 (31.5 MPa), generalmente la relación a/c es la mas conservadora (resistencia mayor). Se debe adicionalmente utilizar puzolana (e.g., cenizas) con cemento Tipo V.

Si el problema es del tipo corrosivo, se debe tomar en cuenta lo indicado en las Tablas 2-4 y 2-5, para el diseño del concreto.

(2) Si existe la posibilidad de la generación de aguas ácidas muy agresivas (bajo pH), la recomendación es diseñar concretos con relación a/c menor a 0.35 (equivale a más de 50 MPa) y utilizando 10% de micro sílice en base cemento. Cabe señalar que en este caso se debe utilizar aditivos reductores de agua de alto rango para lograr bajar la cantidad de agua necesaria para la consistencia requerida.

(3) Para diseños de concreto con exposición a ciclos climáticos marcados o drásticos (bastante frió en la noche y calor al medio día), se recomienda la inclusión de aditivos incorporadores de aire a fin de evitar el fisuramiento por expansión del agua de los poros capilares.

El Código ACI 318 (ver ACI 211, pag 8) recomienda un contenido adecuado en base al grado de agresividad y tamaño del agregado, la relación a/c máxima según la Tabla 2-5 es de 0.45.

Hay consideraciones adicionales encaminadas a la preparación y colocación del concreto en obra, por ejemplo:

o Para utilizar agua caliente en la mezcla, se debe de proteger los agregados en la noche contra la helada cubriéndolos con plásticos,

o Utilizar cemento fresco, todo esto con el fin de que la temperatura del concreto este por encima de los 10 C (mínima según el ACI).

o Luego de colocado el concreto debe protegerse con elementos aislantes para que no pierda calor (crear condición adiabática), hasta que alcance los 3.5 MPa que puede lograrse, dependiendo del diseño de 24 a 48 horas. Por otro lado los vaciados deben ser programados al medio día preferentemente o a alguna hora del día donde se dé esta situación. El ACI 306 se refiere a climas fríos y puede revisarse este documento para mayores detalles.

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(5) Si se trata de concretos con relaciones a/c menor a 0.5, se llaman de baja permeabilidad. Mientras menor sea la relación a/c, menor será la permeabilidad y mas duradero será el concreto. Existen métodos para medir la permeabilidad del concreto, uno de ellos es utilizando el Permeabilímetro Torrent, equipo sencillo que puede ser utilizado en laboratorio y campo. Las características mecánicas, por ejemplo resistencia a la compresión, depende básicamente de la relación a/c, del tipo de cemento y de los agregados utilizados y principalmente la solicitación de resistencia de diseño.

Para demás especificaciones y diseño de concreto para tapones en diferentes condiciones se puede consultar la norma ACI 318 entre otras.

2.9 MONITOREO

El proponente deberá enviar un programa de monitoreo que garantice la seguridad de los trabajadores y de la mina. Este plan deberá tratar:

(1) La recopilación de la información de línea base necesaria antes de la construcción del tapón;

(2) El monitoreo de las presiones del agua, aguas arriba del tapón;

(3) Los parámetros que se recogerán y la frecuencia de las lecturas;

(4) Los procedimientos acordados con el MEM que se seguirán antes de comenzar la construcción del tapón;

(5) El monitoreo podría implicar, por ejemplo: o La instalación de piezómetros de cuerda vibrante y manómetros para evaluar las

presiones de descarga que actúan sobre el; o La instalación de termocuplas en el concreto para monitorear las temperaturas de

curado para reducir las posibilidades de que el concreto se fisure por choque térmico;

o La instalación de vertederos en V o correntómetros en línea para monitorear la filtración en la cara aguas abajo del tapón;

o La instalación de medidores de convergencia para monitorear cualquier movimiento en el suelo entre el piso y el techo en las proximidades de las estructuras de retención, así como la deflexión estructural de las paredes de retención; y

o La instalación de platos de deflexión de pared o pares de pernos inyectados rellenos con resina dentro de las paredes para evaluar los movimientos en el macizo rocoso o el tapón.

(6) El proponente deberá enviar al MEM por lo menos una vez al año informes de monitoreo por un número específico de años, según un programa que será acordado con el MEM.

(7) La instrumentación geotécnica en los tapones podría constar de varios componentes dependiendo la condición de solicitación de esfuerzos alrededor del tapón y en la interfase con el macizo rocoso.

Un plan de instrumentación geotécnica mínima puede constar de lo indicado en la Figura 2-2, donde se observa el uso de celdas de carga de cuerda vibrante o celdas de esfuerzos totales, ambos dispositivos son usados para medir esfuerzos alrededor del tapón para registrar posibles desplazamientos y/o deformaciones.

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2.10 EJEMPLOS DEL DISEÑO DE TAPONES

En los Anexos D y E se presentan ejemplos de diseño para Tapones Indentados y de Lados Paralelos, respectivamente. Estos ejemplos se ofrecen solamente con propósitos de referencia general y el proponente no está obligado a seguirlos como norma tal como se presentan. El proponente deberá remitirse a la Sección 2.12 que ofrece referencias adicionales que lo podrán ayudar en la preparación del diseño de los tapones.

Para la verificación de la envergadura del tapón, el diseño de los tapones interactuando con el macizo rocoso se puede simular a través de la definición de los parámetros de resistencia y deformabilidad de todos los materiales involucrados en la geometría dispuesta. Posteriormente, se puede constituir el modelo en algoritmos ya introducidos en programas comerciales especializados como los siguientes:

• Método de elementos finitos (PLAXIS) • Método de diferencias finitas (FLAC) • Método de elementos distintos (UDEC) • Método hibrido (PHASES)

Figura 2-2 Esquema de Instrumentación en Tapones

Debe de tomarse en cuenta las ventajas y desventajas de cada método, además el usuario debe ser un ingeniero especialista conocedor del método a usar.

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Guía para el Evaluador


3. GUÍA PARA EL EVALUADOR

La información proporcionada en esta sección está dirigida principalmente a los evaluadores del MEM, para fines de evaluar los documentos presentados por los proponentes respecto al diseño y la construcción de tapones de concreto para aplicaciones en cierre de minas.

Las directrices de Einarson & Abel (1990) son de utilidad para verificar que cualquier tapón de concreto que esté diseñado para contener agua, relaves o agua de drenaje ácido de mina cumplan con los criterios adecuados, a saber, los que se indican a continuación:

• Tener una longitud suficiente para evitar fallas por corte en el concreto y/o en la roca. Esto quiere decir que la resistencia al corte del concreto y de la roca deben superar el esfuerzo de corte bajo las condiciones de máxima presión;

• Tener una longitud suficiente para reducir al mínimo las filtraciones a lo largo del contacto o la interfaz concreto/roca;

• Tener un espesor suficiente para evitar la falla por tracción del lado aguas abajo o bien contener suficiente refuerzo a la tracción para soportar la tensión por tracción. La tensión de flexión por tracción que puede desarrollarse en el lado aguas abajo del tapón debe mantenerse por debajo de los límites permisibles establecidos por American Concrete Institute (ACI) o Canadian Standard Association (CSA) para el concreto puro o debe añadirse un refuerzo de acero para la tracción cerca del lado aguas abajo. No se recomienda el uso de acero de refuerzo para los tapones permanentes.

• Estar instalado a una profundidad suficiente para evitar una fractura hidráulica en la formación y, por ende, la pérdida de agua o drenaje ácido a través del sistema de juntas.

• Ser suficientemente resistente a los ácidos para durar todo el período de vida útil requerido para el tapón; y

• Tener suficiente durabilidad para resistir la degradación debido a cualquier filtración a través del tapón que podría causar corrosión o reacciones químicas debido al drenaje ácido de la mina (AMD) durante la vida útil del tapón. La durabilidad del diseño del tapón deberá ser tal que cualquier tubo instalado a través del tapón tenga suficiente espesor para brindar la vida útil mínima requerida considerando las velocidades de corrosión previstas.

Existen tres métodos principales para diseñar los tapones que se necesitan para soportar presiones de agua elevadas (es decir, >> 100 kPa o 10 m de agua):

• Lozas enclavadas en la roca (indentadas), • Tapones de lados paralelos (sin indentado), y/o • Tapones de cuña.

La forma cónica de un tapón de cuña tiene la ventaja de generar fuerzas de compresión desde el tapón hasta la roca adyacente lo que ayuda a cerrar las fracturas y mejorar la resistencia al corte. El diseño de los tapones en cuña debe seguir un procedimiento similar al presentado para los tapones de lados paralelos. Sin embargo, debido a sus posibles formas complejas (véase la Figura 2-1d), normalmente se usan métodos de modelamiento numérico para verificar las dimensiones del tapón. Cabe notar que, por lo general, no es necesario realizar una excavación adicional para crear ganchos o cuñas con el fin de obtener más capacidad de soporte de carga para un tapón. En la mayoría de los casos, la gradiente de presión y la filtración prevista en las

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inmediaciones de los tapones tienden a ser el factor controlador para establecer la longitud de estas estructuras.

Cada tipo de tapón tiene sus propias ventajas y desventajas, según se indica a continuación:

• Por lo general, los tapones indentados pueden ser más cortos (e.g., típicamente ¼ de la longitud del mismo tapón de lados paralelos para obtener la misma resistencia al corte) y usar menos concreto que un tapón de lados paralelos. No obstante, los tapones más cortos tiene gradientes hidráulicas más altas tanto a lo largo de la interfase concreto/roca como a través del macizo rocoso mismo. Para una interfase dada y una permeabilidad dada del macizo rocoso, esto aumentará la posibilidad de fuga.

• Los tapones indentados incluyen refuerzo de acero y por lo tanto requieren diseños más complejos, pueden demorarse más en construir y necesitan un nivel mayor de supervisión de construcción.

• Excavar el indentado puede ser problemático y emplear mucho tiempo. • Los tapones de lados paralelos pueden construirse en aberturas existentes hechas

mediante voladura y típicamente no requieren excavación adicional. A veces deliberadamente se evita hacer excavaciones adicionales ya que éstas aumentan el área del tapón que queda expuesta a la presión de agua, lo que tiene como resultado la transmisión de fuerzas mayores al macizo rocoso adyacente.

• Los tapones de lados paralelos no requieren voladura local que pueda crear cambios transitorios en la situación de tensión alrededor de áreas sobretensionadas, tales como en el área del pilar del pique o en los alrededores.

• Los tapones indentados o de lados paralelos dependen de la transmisión de cargas desde el tapón hasta la roca por soporte directo o por corte y compresión, respectivamente.

• Por lo general, los tapones indentados alcanzan hasta un cuarto de la longitud del mismo tapón de lados paralelos para lograr la misma resistencia al corte mientas que los tapones de cuña típicamente tienen tres cuartas partes de la longitud del tapón paralelo equivalente.

3.1 EVALUACIÓN DE LA ESTABILIDAD

La presente sección complementa la información brindada en la Sección 2.5. Para un mejor entendimiento y facilidad de uso de este documento, se reproducen los principales tipos de inestabilidad referidos en la Sección 2.5.

(1) La evaluación de la estabilidad de la geometría del tapón en el lugar seleccionado deberá ser llevada a cabo por un Ingeniero Profesional aplicando enfoques reconocidos en la industria para abordar cuando mínimo los cinco posibles tipos principales de inestabilidad, a saber: (ii) Falla por corte – definida como la falla por corte a través del concreto, a lo

largo del contacto roca / concreto o a través del macizo rocoso;

(iii) Falla por flexión de viga gruesa – por lo general ocurre sólo como falla limitada a través del material del tapón mismo;

(iv) Falla debido a filtración excesiva – por lo general, como resultado de la ausencia de un contacto de interface, principalmente debido a efectos de erosión bajo una gradiente hidráulica demasiado alta existente a lo largo del eje del tapón;

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(v) Falla por levantamiento hidráulica (levantamiento) - que se presente a lo largo de la interface roca / concreto del tapón o en discontinuidades discretas en la roca que rodea el tapón, y/o que irrumpe a la superficie en lugares en los que las cavidades de roca son insuficientes para la presión de diseño aplicada; y/o

(vi) Falla debido a desintegración química / física a largo plazo del concreto del tapón, de la lechada de cemento, o de las hendiduras o inclusiones en la roca adyacente.

Cabe apreciar que en cualquier documento presentado para justificar las dimensiones de tapones permanentes debe valorarse el balance entre alcanzar una longitud apropiada para la estabilidad estructural del tapón [lo que usualmente es controlado por los efectos mecánicos de corte y la liberación de discontinuidades – de conformidad con los puntos i) y ii)] frente a la longitud necesaria para alcanzar la mínima filtración aceptable [lo que dependerá de los estimados de pérdida de agua en la medida en que se relacionan con limitaciones ambientales potenciales, tales como controlar la calidad de agua de efluentes en el punto de descarga aguas abajo del tapón – de conformidad con el punto iii)].

Además, en el caso de tapones construidos cerca al portal de una mina, por ejemplo, el proponente debe estar consciente de que los controles necesarios para alcanzar factores aceptables de seguridad contra la fractura hidráulica a lo largo de la periferia del tubo (Punto 1iv)) tenderían a ser un criterio más exigente para definir la longitud del tapón que los controles de estabilidad previos. En tales casos, el posicionamiento del tapón y la competencia del macizo rocoso adyacente se convertirán en la principal limitación para el dimensionamiento del tapón, de tal modo que los criterios tanto para minimizar las gradientes hidráulicas máximas (que tenderán a definir la longitud del tapón) como para alcanzar una resistencia al corte aceptable serán fáciles de cumplir. Entonces, los requerimientos de filtraciones (desde una perspectiva ambiental) dictarán la necesidad y la norma precisa para cualquier inyección de consolidación/contacto que se requiera alrededor del tapón.

En los siguientes párrafos, se discuten cada uno de los principales mecanismos de instabilidad potencial que requieren ser considerados en el diseño, básicamente lozas enclavadas en la roca (tapón indentado – Figura 2-1a) y tapones de lados paralelos (Figura 2-1 (d – g)) y, en menor grado, los tapones de cuña (Figura 2-1c).

3.2 ENFOQUE DEL DISEÑO PARA LOSAS ENCLAVADAS EN LA ROCA

(“INDENTADO”)

En varias regiones de Canadá y en Estados Unidos, la práctica del diseño de tapones ha sido “indentado” o excavar una losa guía en el macizo rocoso en el emplazamiento del tapón, que extienda efectivamente el tapón de concreto hacia el macizo rocoso adyacente a la galería o el túnel donde está ubicado (Figura D1, Anexo D y Figura 2-1a). En el diseño de estos tapones de concreto armado se asume que la losa guía transmite presiones hidrostáticas sobre el tapón a los lados verticales del “indentado” mediante soporte directo entre el lecho rocoso y el concreto.

En la mayoría de minas de Canadá, los muros de separación “indentado” han sido construidos siguiendo directrices estructurales estándares para el diseño de muros de separación / tapones, tipificadas por códigos tales como “Directrices para el Diseño de Muros de Separación y Represas para Minas Subterráneas” – Ministerio de Trabajo de Ontario (Ontario Ministry of Labour 1995). Estas directrices canadienses sólo

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enfocan el tipo de inestabilidad por corte, (e.g., la Sección 2.5 (1) (j)), lo que quiere decir que los tapones de indentado normalmente no son modelos adecuados para tapones diseñados para contener el drenaje de líquidos ácidos de minas (por ejemplo, cuando la gradiente hidráulica y las filtraciones se convierten en los parámetros dominantes para la longitud del tapón.)

En el Anexo D, se presenta un ejemplo del diseño de tapones “indentado”. Además, se incluye información sobre los procedimientos para diseñar el acero para refuerzo del concreto en el lado aguas abajo del tapón a fin de evitar fallas por flexión.

Las directrices canadienses fueron preparadas para agua con un peso unitario de γw = 1,000 kg/m3. Hay que tener cuidado al tomar en cuenta la retención de otros líquidos de alta densidad, incluyendo el lodo.

La capacidad de carga del macizo rocoso en el que se ancla el indentado debe ser mayor que las cargas a las que está sujeta. Por lo tanto, resulta muy importante, en el caso de tapones indentados excavados en roca con diaclasas o fracturas, realizar un mapeo cuidadoso del macizo rocoso (i.e., el espaciado, la orientación y el tamaño de abertura de las discontinuidades) con la finalidad de evaluar el impacto potencial de tales discontinuidades sobre la capacidad de soporte.

Debe ponerse especial cuidado en la ubicación de los tapones en las mejores condiciones de terreno y de inyectar al macizo rocoso alrededor del tapón, ya que los tapones indentados son más susceptibles de presentar filtraciones (debido a sus longitudes menores).

Por lo general, no se recomienda el uso los tapones indentados para servicios prolongados (i.e., más de 25 años), salvo que sean monitoreados con regularidad respecto a filtraciones y deterioro del concreto.

3.3 DISEÑO DE TAPONES DE LADOS PARALELOS

Por tapón de lados paralelos comúnmente se entiende un diseño de tapón “sin indentado”. Pueden ser tapones monolíticos o huecos según se describe en la Figura 2-1 (d y f). Este tipo de tapón se ha usado en el Perú, Estados Unidos, Sudáfrica y Canadá. Las directrices de diseño para este tipo de tapón se encuentran, por ejemplo, en “USBM Circular Informativa 9020, - Diseño de Muros de Separación para Controlar Agua en Minas Subterráneas”. Por ejemplo, en la mina Antamina del Perú se ha construido una combinación de tapón de lados paralelos de sección monolítica / hueca.

En el concepto de diseño de tapón de lados paralelos se asume que la carga inducida por la presión hidrostática sería transmitida del tapón de concreto a la roca como corte alrededor del perímetro del tapón y a lo largo de toda su longitud (Figura 3-1).

En la Tabla 2-2 (Sección 2.6) se resumen los Factores de Seguridad recomendados a usarse en el diseño de tapones paralelos.

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Figura 3-1 Diagrama Típico de Cargas para el Diseño por Corte

Figura 3-2 Diagrama del Diseño por Corte (según Lang, 1999)

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3.3.1 Diseño por Corte

En el caso de tapones paralelos, el enfoque de diseño que el proponente deberá seguir asume que la carga inducida por la presión hidrostática sería transmitida del tapón de concreto a la roca como corte y alrededor del perímetro del tapón y en toda su longitud, según se ilustra en las Figuras 3-1 y 3-2.

En consecuencia, la longitud de un tapón debe diseñarse para (i) ser suficiente para mantener el esfuerzo de corte desarrollado en el concreto del tapón debajo de los límites ACI y (ii) ser suficiente para mantener el esfuerzo de corte en la roca adyacente muy por debajo de la resistencia al corte. Como resultado de ello, la falla por corte debería evaluarse en el concreto, en el contacto roca/concreto y a través del macizo rocoso.

Verificación de la Resistencia al Corte del Concreto

El esfuerzo al corte permisible para el concreto no armado está indicada por ACI (1972) como:

cs ff '2' = (3.1)

donde: fs′ = resistencia al corte del concreto (psi) y

fc′ = resistencia a la compresión del concreto (psi)

o

cs ff '1.166' = (3.2)

donde: fc′ está indicado en MPa y fs′ en kPa

Para resistencias a la compresión de concreto de 25 MPa y 30 MPa, que son típicas del tipo de concreto que debería usarse en un tapón, el esfuerzo de corte permisible del concreto no deberían exceder de 830 kPa y 910 kPa, respectivamente.

Cabe notar que el esfuerzo al corte permisible para el concreto, indicado en las ecuaciones (3.1) y (3.2), ya incorpora un factor de seguridad de 3. Como resultado de ello, no es necesario aplicar factores de seguridad adicionales al verificar el potencial de corte a través del concreto usando el valor estimado de la ecuación 3.1 o la ecuación 3.2.

Verificación de la Resistencia al Corte del Macizo rocoso

En la Sección 2.4.2 se ha abordado el enfoque recomendado para obtener la resistencia al corte del macizo rocoso en el lugar del tapón, por lo cual no se repetirá aquí.

No obstante, cabe observar que si el esfuerzo al corte permisible en el concreto es menor que aquel de la roca, la falla por corte es controlada por el esfuerzo al corte permisible del concreto y no el de la roca.

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Enfoque Sudafricano Empleado para el Diseño por Corte

Comúnmente se usa el enfoque sudafricano para el diseño por corte para evaluar la estabilidad del tapón. En el enfoque sudafricano (e.g., Garrettt & Campbell-Pitt, 1961) o en las directrices de USBM # 9020 (Chekan, 1985) se asume que, o bien a) las cargas de presión hidrostática sobre el tapón materia de diseño son resistidas por el corte alrededor del perímetro (punzonado), o bien b) son resistidas por soporte directo sobre los diferentes planos inclinados de la roca alrededor del perímetro del tapón. Dicho de otro modo, el diseño se basa en la resistencia al corte (fs) de la roca o del concreto, la que resulte menor, y en la resistencia a la compresión (fc') también del concreto o de la roca, la que resulte menor.

Hay que observar que estos criterios fueron desarrollados para las minas auríferas profundas de Sudáfrica en las que predominan rocas sólidas con pocas discontinuidades naturales. Debe tenerse cuidado al usar estos criterios para evaluar los tapones que puedan colocarse en esquisto o rocas “blandas” por ejemplo. Para este tipo de rocas, la clasificación y el estimado de la resistencia al corte del macizo rocoso pueden no ser directamente aplicables, siendo esencial realizar ensayos específicos in situ y un modelamiento numérico.

3.3.2 Longitud del Tapón en base a la Resistencia al Corte en la Interfase Concreto/Roca

La industria minera sudafricana tradicionalmente ha diseñado tapones en base a la resistencia al corte en la interfase roca/concreto. Típicamente, la longitud del diseño de un tapón se calcula tomando por base la siguiente fórmula desarrollada por Garrett & Campbell-Pitt (1961).

se

f

fPAP

L'

= (3.3)

donde: Pf = presión del líquido aplicada (Pa); Pf = ρ g H H = carga hidráulica del líquido sobre el tapón (m) ρ = densidad del líquido (kg/m3) g = constante gravitacional (9.81 m/s2) A = Área del lado aguas arriba del tapón Pe = Perímetro transversal del tapón

En el caso de una sección rectangular

A = w h; y Pe = 2 (w + h)

w = ancho del túnel o del tapón (m) h = altura del túnel o del tapón (m)

En el caso de una sección circular del radio r

A = π r2; y Pe = 2 π r

L = Longitud del tapón (m)

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f's = Esfuerzo de corte permisible de la roca o del concreto en la interface, la que resulte menor (Pa)

La presión aplicada toma en cuenta la densidad del líquido, siendo 1,000 kg/m3 para el agua y 2,000 kg/m3 para el lodo típico. Naturalmente, si la densidad ya está expresada como kN/m3, no es necesario multiplicar la densidad por la constante de gravedad. En el caso de impactos potenciales de huaycos, tal como se versará en la Sección 3.5.3, la presión aplicada puede ser hasta 4 veces la presión hidrostática.

En la Tabla 2-1, se muestra que siempre y cuando el macizo rocoso sea de buena calidad (i.e., RMR > 60), el esfuerzo de corte permisible se regirá por la resistencia del concreto. Dicho de otro modo, si la resistencia al corte permisible del concreto es menor que la resistencia de la roca, la falla por corte será controlada por el esfuerzo de corte permisible que se desarrollará dentro del concreto.

Las ecuaciones (3.1) y (3.2) brindan un estimado del esfuerzo de corte máximo permisible para el concreto. En el caso de un concreto con una resistencia a la compresión de 25 MPa, el esfuerzo de corte permisible, fs′, es 830 kPa (ACI, 1972).

Sin embargo, la experiencia sudafricana sugiere fs′ = 590 kPa para tapones no inyectados o 839 kPa en el caso de tapones inyectados a presión en la interfase concreto/roca (Chekan, 1985) donde un contacto positivo entre el concreto y la roca adyacente está garantizado por el inyectado ulterior.

Auld (1983) ha criticado directamente el uso de estos valores aplicados en Sudáfrica sin verificaciones de campo o datos de ensayos en laboratorio. Auld afirma que los estimados sudafricanos deberían aplicarse solamente como “regla general” ya que no se relacionan “específicamente con la resistencia del concreto o de la roca” ni toman en cuenta la “condición efectiva de la roca”. Este autor considera que los valores sudafricanos (Chekan, 1985) pueden ser “no realistas”, sobre todo con respecto a las resistencias incrementadas del concreto que actualmente se alcanzan en la construcción subterránea debido una mejora en la funcionalidad y los procedimientos de control de calidad adoptados conjuntamente con mejores técnicas de dosificación, transporte y vaciado.” Por el contrario, Auld (1983) recomienda utilizar los valores presentados en la Tabla 2-3.

Tabla 3-1 Recomendaciones de Auld (1983) para Valores de Tensión por Corte (en base a Normas Británicas)

Flexión por Compresión

Compresióndirecta

Interfase concreto-interfaceroca*, (Manning, 1961)

Resistencia al corte (Manning, 1961)

ρ b ρbc (=3.75ρpe) 0.1ρc (=3.75ρpe) ρ p (=0.2 ρ c ) (MPa) (MPa) (MPa) (MPa) (MPa)

f cu/2.73 0.75 f cu /2.73 0.75f cu/4 0.75f cu/50) + 0.75f cu/4+0.27

Max.=0.90Grado 25 9.16 6.87 4.69 0.77 0.92 1.84 1.25

de resistencia 30 10.99 8.24 5.63 0.87 1.10 2.20 1.50f cu, MPa) 35 12.82 9.62 6.56 0.90 1.28 2.56 1.75

40 14.65 10.99 7.5 0.90 1.47 2.94 2.0045 16.48 12.36 8.44 0.90 1.65 3.30 2.2550 18.32 13.74 9.48 0.90 1.83 3.66 2.5055 20.15 15.11 10.31 0.90 2.02 4.04 2.75

* Basándose que FS = 4. † British Standards Institution ( 1969 .)

Interfaseroca – concreto

shear*, ρpe

(MPa)

Tipo de tensión

Resistencia al corte de la viga

Resistencia al corte de la viga

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Ejemplo:

Aplicando el enfoque sudafricano, a continuación se presenta un cálculo ilustrativo de un tapón típico en un túnel de 4 m x 5 m de ancho con una carga hidráulica de 250 m de agua.

Para determinar la longitud de tapón que se necesita para resistir la falla por corte, deben seguirse los siguientes pasos:

(i) Evaluar el esfuerzo al corte permisible (a lo largo o a través de las discontinuidades) del macizo rocoso = 1500 kPa. (ii) Asumir que el esfuerzo al corte permisible para la falla a través del concreto = 839 kPa (en base a las directrices SA), asumiendo el inyectado en la interfase de concreto / roca. (iii) H =4 m y w = 5 m.

Debido a que el esfuerzo al corte permisible que el concreto puede asumir es menor que la del macizo rocoso, la falla por corte será controlada por la resistencia del concreto. Al resolver la Ecuación 3.3 para L se obtiene:

mPa

L 25.3)45)(2)(839000()4)(5)(250)(81.9)(1000(

=+

=

Nota: la presión hidráulica es la presión media que actúa sobre todo el lado del tapón.

Usando la Tabla 2-3 y considerando una resistencia a la compresión de 30 MPa para el concreto, entonces el esfuerzo al corte permisible variaría de 870 kPa a 1100 kPa. Al asumirse el promedio de estos dos valores, se obtiene el esfuerzo al corte permisible de 980 kPa y una longitud de tapón de aprox. 2.80 m.

Longitud del Tapón en base a la Resistencia de Soporte del concreto o de la roca en la interface

Garrett & Campbell-Pitt (1961) propusieron una fórmula alternativa para el diseño de un tapón en base al soporte directo en vez del corte en la interfase:

ce

f

fPAP

L2

= (3.4)

donde: Pf = presión del líquido aplicada (Pa o kPa) A = Área del lado aguas arriba del tapón Pe = Perímetro transversal del tapón

Para una sección rectangular

A = w h; y Pe = 2 (w + h)

w = ancho del túnel o tapón (m) h = altura del túnel o tapón (m)

Para una sección circular del radio r

A = π r2; y Pe = 2 π r

34



L = longitud del tapón (m) fc = Resistencia (de soporte) a la presión permisible de la roca o del concreto en la

interfase = 3.75 fs, es decir, 3.75 veces el esfuerzo al corte permisible desarrollada en la

roca o el concreto en la interfase (en Pa o kPa)

Típicamente, el uso de la fórmula que antecede tiene como resultado longitudes de tapón considerablemente más cortas en comparación con las diseñadas en base a la evaluación de la resistencia al corte del concreto o de la roca en la interfase (i.e., es menos conservador que el enfoque del esfuerzo al corte permisible).

En el caso de un tapón de cuña (con sección rectangular), la longitud del tapón (según Auld, 1983) puede estimarse como (Figura 3-2):

( ) ( )βtan1maxmax

++=

cpromprom

f

fhwhwP

L (3.5)

donde: Pf = presión aplicada wavg,wmax = ancho promedio y máximo del túnel o tapón (m) havg, hmax = altura promedio y máxima del túnel o tapón (m) β = es el ángulo general de la sección en forma de cuña (véase Figura 3-2) L = longitud del tapón fc = resistencia (soporte) a la tensión permisible de la roca o el concreto en la

interfase = 3.75 fs, es decir, 3.75 veces el esfuerzo al corte permisible desarrollada en

la roca o el concreto en la interfase.

Figura 3-3 Evaluación de la Longitud del Tapón de Cuña en Base a la Resistencia de Soporte del Concreto o de la Roca en la Interfase (según Auld, 1983)

3.3.3 Diseño por Flexión de Viga Gruesa en Concreto Puro

De conformidad con la norma ACI 318-95 (American Concrete Institute’s – Requerimientos del Código de Construcción para el Concreto Armado), un tapón se encuentra dentro de la categoría de viga gruesa cuando la relación ancho/longitud del tapón ≥ 1.25. Esto quiere decir que si el diseño para el corte tiene como resultado una longitud de tapón que es menor que aproximadamente la dimensión máxima del túnel, debe verificarse la resistencia del diseño a la flexión de viga gruesa (Lang, 1999).

35



El proceso de diseño para verificar la flexión de viga gruesa se basa en el código para concreto ACI 318-95 (R92 Sec. 10.7.1). Debido a las dificultades inherentes al vaciado de concreto en la parte inferior y la corona del túnel, conservadoramente se asume que la viga es una viga unidireccional que se extiende entre las paredes laterales (i.e., el tapón soporta la carga en las paredes, pero no la carga del techo al piso del túnel).

El concepto del diseño es que la longitud de un tapón de concreto no armado debe ser suficiente para soportar los esfuerzos de flexión por tracción en el lado aguas abajo del tapón, de conformidad con el esfuerzo de tracción permisible del concreto según el ACI. Además, los códigos ACI (318-95 y 318-89) indican que se utilice un factor de reducción de resistencia de 0.65 en el diseño. Asimismo, ACI (1989, Sección 22.5.1) dispone que la resistencia a la flexión por tracción del diseño (ft) sea:

ct ff '5= (3.6)

donde: f'c = resistencia a la compresión del concreto (psi)

ft = resistencia a la tracción permisible del concreto (psi)

o ct ff '2.415= (3.7)

donde:

f'c se indica en MPa y ft en kPa

Entonces, la longitud requerida del tapón se obtiene a partir de:

t

u

fbML 6

= (3.8)

donde:

Mu = momento de flexión del diseño factorizado (kN m); Mu = [(w l2) / 8]/0.65 w = carga por metro para una viga de 1 m de altura (kN / m), w = (H ρw α) x 9.81 / 1000 l = ancho del túnel (m) H = carga hidrostática del líquido que actúa sobre el tapón (m) ρw = densidad del líquido (kg/m3) α = factor de carga = 1.4 (en base a ACI, 1989) b = peso unitario de la viga ft = resistencia a la flexión por tracción permisible del concreto (kPa)

Si la relación ancho/longitud del tapón < 1.25, entonces no se necesitará refuerzo de acero para resistir los esfuerzos de tracción aplicados en el lado aguas abajo.

3.3.4 Fractura o Levantamiento Hidráulico

Cuando la presión hidráulica que actúa sobre una discontinuidad específica en el macizo rocoso que rodea el tapón o que actúa sobre la interfase entre el concreto del tapón y el macizo rocoso excede la tensión principal mínima que actúa sobre la

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discontinuidad o la interfase, las fracturas naturales existentes podrían abrirse (mediante levantamiento hidráulico) o podrían formarse fracturas nuevas debido esfuerzos de tracción inducidos generados en la roca en esas zonas (fractura hidráulica). Por lo tanto, una vez que se construye un tapón, si se proporciona una fuente de agua constante al macizo rocoso aguas abajo del tapón (e.g., un depósito de relaves), entonces, bajo condiciones adversas esta presión contínua podría causar que se formen fracturas hidráulicas a lo largo de cualquier vía de acceso sin restricciones a través del macizo rocoso a lo largo de la interfase en la que los esfuerzos in situ no bastan para evitar la formación de fisuras (e.g., si no hay suficiente cobertura de roca sobre el emplazamiento del tapón).

Puede ser necesario determinar los esfuerzos in situ, el módulo de la roca y la posición de la napa freática mediante métodos geológicos y experimentales apropiados.

Regla Empírica

El espesor de la capa de rocas sobre el tapón debe ser por lo menos la mitad de la presión hidráulica estática dentro del túnel. No obstante, esta regla no es válida para túneles cercanos a laderas, paredes de valles o donde las condiciones geológicas tienen como resultados bajos esfuerzos in situ. Para estas estructuras, pueden necesitarse mediciones de los esfuerzos estructurales in situ (e.g., técnicas de overcoring (sobreperforado) o ensayos de fractura hidráulica realizados en agujeros de perforación).

En áreas de clima tropical húmedo y donde hay potencial de levantamientos sobre planos horizontales (e.g., planos de estratificación o combinaciones de juntas), puede aplicarse la siguiente ecuación:

r

sHsHwHrγ

γ−=

1.3 (3.9)

donde:

Hr = altura de la roca sobre el túnel (m); γr = densidad de la roca (t/m3); Hs = altura del suelo sobre el túnel (m); γs = densidad del suelo (t/m3); y Hw = presión hidráulica estática máxima (m)

La ecuación que antecede incluye un factor de seguridad de 1.3 contra levantamientos sobre planos horizontales.

Fractura Hidráulica – Criterio Noruego

En muchos casos, el criterio noruego para túneles presurizados no revestidos también puede aplicarse para verificar el asiento del tapón respecto a la estabilidad general contra la fractura hidráulica. Típicamente, estas directrices requieren que la presión hidrostática máxima deba ser menor que la tensión principal mínima de la roca, reducida por un factor de seguridad definido. Esto significa que una cubierta adecuada de roca/recubrimiento siempre debe estar disponible en el emplazamiento del túnel/tapón para garantizar que no ocurra una fractura hidráulica hacia la superficie.

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Esto puede estimarse usando un criterio desarrollado en Noruega que es ideal para topografía inclinada (Bergh-Christensen, 1988). La práctica anterior sugiere un Factor de Seguridad mínimo de 1.3 contra este tipo de propagación de fractura.

El criterio noruego de fractura hidráulica puede expresarse de la siguiente manera:

βγγ

cosr

swRM

FShC = (3.10)

donde

CRM = Cubierta mínima de roca medida desde el túnel en sentido oblicuo al punto más cercano en la superficie del terreno (i.e., distancia mínima con la superficie) (m)

hs = Presión hidrostática de diseño (m) γw = Peso unitario del agua (MN/m3) γr = Peso unitario de la roca (MN/m3) β = Angulo de pendiente promedio de la ladera (varía con la pendiente) FS = Factor de seguridad, debe aplicarse un mínimo de 1.3.

Figura 3-4 Representación Esquemática del Criterio Noruego para Confinamiento (según Bergh-Christensen, 1988)

Este criterio es válido para pendientes de valles hasta de 60°. En el caso de pendientes más empinadas, se requieren mediciones de los esfuerzos in situ (Benson 1989, Lang, 1989). La aplicación de este criterio para un túnel o pique no revestido requiere que se cumplan los cinco criterios que se mencionan a continuación:

• Baja permeabilidad del material rocoso (e.g., conductividad hidráulica < 10-7 m/s a 10-8 m/s, i.e., por lo general, una masa rocosa masiva o con diaclasamiento escaso). (Nota: Es necesario comprender las condiciones geológicas y la variación de la permeabilidad de la roca en las inmediaciones del emplazamiento del tapón y en el área del macizo rocoso superpuesto).

• Baja permeabilidad de las juntas y fracturas. Puede aplicarse inyecciones al atravesar una zona de fallas o zona rellena de arcilla (o veta de arcilla) para evitar eliminar el relleno. (Nota: Es importante tener un conocimiento general de las características hidrogeológicas del macizo rocoso para evitar vías de filtración que eludan el sistema de inyecciones).

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• Los esfuerzos in situ e inducidos deberán ser suficientemente altos para evitar la deformación y abertura de las juntas (levantamiento hidráulico). El tapón debe ser lo suficientemente “profundo” para garantizar que haya suficiente presión de roca para soportar la presión hidráulica aplicada.

• Debe existir un macizo rocoso duradero (roca que generalmente es dura y con alta rigidez). A menos que sea inevitable, los tapones no deben estar ubicados en rocas calcáreas en las que puedan presentarse fenómenos kársticos).

• El emplazamiento del macizo rocoso debe ser ideal para la construcción del tapón (e.g., RMR > 60, y usualmente con rocas silíceas cristalinas, tales como granito, gneis, peridotita, arenisca cuarzosa, esquistos de hornblenda o similares).

Estos requisitos pueden usarse como referencia al diseñar un tapón, por ejemplo cerca al área del portal de un túnel o la rampa de acceso.

En aquellos casos en que la condición geológica en los que puede haber levantamiento hidráulico lateral a lo largo de fracturas verticales abiertas que permitan filtraciones excesivas hacia la superficie, colocar el tapón usando este criterio de cobertura puede resultar inseguro. Una vez más, resulta fundamental conocer los esfuerzos existentes en el campo, el módulo de la roca y cualesquier variaciones en la permeabilidad de la roca, así como datos sobre la posición de la napa freática (Benson, 1989)

Consideraciones para tapones que contienen relaves

Cuando se va a colocar un tapón debajo de un reservorio o depósito de relaves lleno, entonces la presión contribuyente del agua o del lodo debe tenerse en cuenta en forma adicional a la presión de la roca (coberturas) para estimar el posible levantamiento hidráulico. Esta presión adicional debe añadirse al numerador del criterio noruego, según se ilustra más adelante. Nota: (Este enfoque ha sido aplicado en los proyectos mineros de Antamina y Caribou).

FS = Relación de la presión efectiva del material de cobertura para la cobertura mínima, en este caso la cobertura de roca más el peso flotante del relleno de rocas de la presa

( ) [ ]( )( )sw

wDDrRM

hhCFS

γγγβγ −+

= 0cos (3.11)

donde:

CRM = Cobertura mínima de roca medida desde el túnel en forma oblicua al punto más cercano sobre la superficie del terreno (i.e., la distancia mínima hasta la superficie) (m)

hs = Presión hidrostática de diseño (m), para este caso puede asumirse para toda la presión hidrostática del reservorio lleno

γw = Peso unitario del agua (MN/m3) γr = Peso unitario de la roca (MN/m3) β = Ángulo promedio de pendiente de la ladera (varía según el relieve) hD = Altura del relleno o relaves de la presa sobre la superficie del lecho rocoso γD = Densidad del relleno de la presa o de los relaves

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Enfoque para estimar la Presión de Desintegración de la Formación

Debido a que el criterio noruego anteriormente mencionado también ha sido criticado por no considerar en forma explícita la resistencia de la roca, el enfoque formulado por Einarson & Abel 1990, que se basa en ensayos de fractura hidráulica, es recomendado para verificar su efecto sobre la resistencia de la roca, básicamente al haberse observado que en la fractura hidráulica la presión de desintegración de la formación depende no sólo de la cobertura de roca, sino también de su resistencia a la tracción.

Puede realizarse una evaluación de la presión de desintegración de la formación (Bo) a fin de evaluar la influencia de la resistencia de la roca. La presión de la formación puede estimarse a partir de:

fSo PSSTB −−−= maxmin3 (3.12)

donde:

Ts = resistencia a la tracción (MPa) Smin = esfuerzo mínimo perpendicular al taladro (MPa) Smax = esfuerzo máximo perpendicular al taladro (MPa) y Pf = presión intersticial en la formación (MPa)

Para una verificación rápida y simple, en aquellos casos en que no se dispone de datos sobre ensayos de fractura hidráulica, es posible simplificar la ecuación de presión a:

vo 2σB = (3.13)

donde:

σv = esfuerzo del material de cobertura (MPa)

La aplicación de esta verificación puede hacerse mediante los siguientes supuestos simplificados:

a) existe un estado in situ de esfuerzos hidrostáticos (Smax = Smin);

b) el esfuerzo in situ es igual al esfuerzo de la cobertura (Smax = Smin = σV);

c) la formación está seca o drenada (Pf = 0) y

d) la resistencia a la tracción del macizo rocoso es cero (considerando que la roca adyacente a la galería presenta juntas y ha sido dañada por voladura).

Aunque este enfoque simplista no puede ser aplicado para pendientes o valles, puede usarse para hacer un estimado preliminar de la presión máxima que debe aplicarse para la cortina de inyecciones, según se indica en la Sección 2.9.1.

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3.3.5 Falla por Filtración Excesiva (bajo gradientes hidráulicas adversamente altas)

Para que un diseño de tapón específico sea aceptable desde una perspectiva que limite las filtraciones, el proponente debe demostrar que la filtración potencial en virtud de las gradientes hidráulicas aplicadas no tendrá consecuencias estructurales ni ambientales para la integridad del tapón respecto a los fines para los que fue diseñado (Figura 3-5).

Figura 3-5 Posible Mecanismo de Falla por Gradiente Excesiva

En los documentos presentados por el proponente debe indicarse mediante cálculos apropiados que la gradiente hidráulica máxima de diseño (HGmax) (según se define como la relación entre la máxima presión hidráulica aplicada, incluyendo presiones de impacto, y la longitud del tapón entre los extremos aguas arriba y aguas abajo) no excede los valores recomendados en la Tabla 2-1 (según Benson, 1987). Esta equivalencia mostrada en la Tabla 2-1 para las diferentes calidades de macizo rocoso puede calcularse en forma aproximada mediante la expresión

HGmax (kPa/m) ≅ 2 * (RMR-5).

Al cumplirse este criterio se garantizará que la posibilidad de filtración a través de la roca alrededor del tapón se minimice en la medida en que el potencial de erosión de los materiales de relleno se mitigue y se reduzca la inestabilidad subsiguiente como resultado de la erosión.

En base a la experiencia obtenida de evaluar la filtración alrededor de los tapones de túneles de aducción, se ha establecido que la magnitud de la filtración que puede desarrollarse alrededor de un tapón varía en función de: (i) la gradiente hidráulica a través del tapón; (ii) la conductividad hidráulica del macizo rocoso; (iii) la competencia y resistencia a la erosión del material rocoso a lo largo del contacto; y (iv) la medida en que se usen inyecciones o revestimientos aguas arriba.

Aunque se han publicado diversas relaciones de gradientes hidráulicas (tales como las de Benson, 1987) para evaluar las filtraciones de tapones, no se ha aceptado ningún criterio de filtración similar como norma práctica para tapones para cierre permanente de minas. Las prácticas mineras actuales, tal como la aplicada en Sudáfrica, por

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ejemplo, ha sido estipular una velocidad de filtración aceptable a largo plazo para infiltraciones que salen aguas abajo de un tapón (que según se presume migran a través del macizo rocoso en las inmediaciones de un tapón). Garrett y Campbell-Pitt (1961), por ejemplo, sugirieron que una velocidad de filtración aceptable se encontraba dentro del rango de 0.25 L/s a 1 L/s.

Asumiendo una conductividad hidráulica de 1 x 10-7 m/s en 10 metros de roca inyectada alrededor de un tapón, esto sería igual a alcanzar una gradiente hidráulica máxima no mayor de 15. Considerado en términos de dicha gradiente hidráulica, de manera similar al enfoque de Benson, esto equivaldría a un tapón de 12 m de longitud bajo una presión hidráulica aplicada de 200 m con un macizo rocoso de calidad que se asume es relativamente alta (RMR-80). Obviamente, para aplicaciones mineras en las que puede haber impacto ambiental potencial debido a una filtración que sale de la zona del tapón (e.g., para tapones construidos para controlar drenaje ácido de mina, es decir, tapones ARD), pueden necesitarse requerimientos más exigentes (menor conductividad hidráulica) y la aplicación de un criterio de menor filtración.

Filtración Permisible

El factor más importante que controla la filtración es la permeabilidad natural del macizo rocoso que rodea el tapón. Cuando la conductividad hidráulica del macizo rocoso es menor de 10-7 m/s, normalmente pueden construirse tapones para alcanzar velocidades de filtración menores de 1 L/s (Lang 1989). En los macizos rocosos de mayor conductividad hidráulica la cortina de inyecciones y las inyecciones de consolidación pueden resultar efectivos, pero hasta cierto grado simplemente alterarán la filtración de agua subterránea de tal manera que ingrese al túnel aguas abajo del tapón (Lang, 1999).

Una “regla empírica” comúnmente usada sugiere que la inyección sólo es efectiva para una conductividad hidráulica mayor que un Lugeon o 1 x 10-7 m/s, pero ésta generalmente es una permeabilidad suficientemente baja, de tal modo que la filtración puede ser controlada alrededor del tapón y no se observará filtración significativa desde la interfase roca/concreto. Además, la filtración 1-2 m aguas abajo del tapón debe limitarse a goteos ocasionales. Para referencia general, una filtración permisible máxima de 1 L/s que ocurre 20 m aguas abajo de los tapones ARD puede usarse como criterio general para tapones de cierre permanente, siempre y cuando no haya otros criterios más exigentes que deben cumplirse desde una perspectiva ambiental.

Gradiente hidráulica empírica/Verificación de filtraciones

También pueden hacerse verificaciones de los criterios permisibles de filtración y gradiente que pueden evaluarse en forma empírica a partir de instalaciones de tapón existentes en diversas condiciones del macizo rocoso y en base a técnicas de modelación numérica.

La práctica sudafricana requiere que se realicen verificaciones sobre la longitud del tapón para garantizar que la gradiente de presión (P/L) a través del tapón no exceda los siguientes criterios:

P/L ≤ 470 kPa/m; cuando el contacto entre el tapón y la roca no esta inyectado, o

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≤ 3660 kPa/m; cuando la presión de la inyección aplicada dentro del macizo rocoso alrededor del tapón es por lo menos dos veces la presión hidrostática de diseño.

donde:

P = presión hidráulica del líquido según diseño (o presión) (kPa)

L = longitud del tapón (m)

Garrett y Campbell-Pitt (1958) recomiendan que un Factor de Seguridad mínimo de 4 se aplique en la construcción de tapones sobre roca de buena calidad que tengan una presión máxima recomendada de un poco más de 118 kPa/m o 915 kPa/m para interfaces de concreto/roca sin inyección o con inyección de lechada de cemento, respectivamente. En el caso de masas rocosas de calidad mala a regular, Garrett y Campbell-Pitt (1958) recomiendan un Factor de Seguridad de filtración de 10 en algunos casos, dependiendo de las condiciones de fractura, la concentración de los esfuerzos inducidos, la porosidad de la roca y la aceptación de lechada de cemento por el macizo rocoso. Según las condiciones locales efectivamente inferidas, el proponente puede tener que cumplir con este criterio posterior que es más exigente.

Con la finalidad de incrementar la resistencia de la gradiente hidráulica entre el tapón y la roca y para disminuir la longitud del tapón, usualmente se recomienda inyectar lechada de cemento al contacto concreto/roca. Sin embargo, para aplicaciones especiales, tales como tapones cercanos a la superficie, el inyectado de alta presión por lo general no es una opción. Para estos casos, seguirá usándose inyecciones de baja presión, aunque las presiones de inyección deberán mantenerse por debajo de la presión de desintegración de la formación para evitar la fractura hidráulica de la roca alrededor de la galería (Einarson & Abel, 1990).

En el caso impactos y/o huaycos, se recomienda usar factores de seguridad mínimos de 2.5 y 1.5 según se presenta en la Tabla 2-2 (Puntos 4b y 4c).

Directivas Empíricas de Benson (1989)

En la Tabla 2-1, se presentaron las directivas empíricas para gradientes hidráulicas permisibles para tapones de túneles, según propuso Benson (1989). Estas directivas empíricas sugieren que las gradientes hidráulicas máximas no deberían ser mayores de 5 para roca pobre, pero podrían ser tan altas como 30 para tipos de roca con juntas amplias, sólidas y masivas (Dahlø et al., 1992). Aunque estas directrices, desarrolladas en base a la experiencia obtenida de proyectos hidroeléctricos subterráneos, son muy conservadoras al compararse con los tapones usados en la minería, incorporan un Factor de Seguridad de 3 (Lang, 1999). No obstante, estas directrices deben prevalecer en caso de que el control de la filtración sea más importante que la estabilidad estructural.

Directivas de Ingeniería de Minas y de EE UU (Chekan 1985, Lofbourow, 1973)

De conformidad con las directivas de EE UU, Chekan (1985) recomienda una gradiente de presión máxima de aprox. 565 kPa/m. Esto es compatible con el rango de valores de la experiencia sudafricana y se encuentra dentro del mismo.

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Asimismo, en el Manual de Ingeniería de Minas (Lofbourow, 1973) se recomiendan gradientes de presión que también son compatibles con las recomendaciones sudafricanas, no mayores de 566 kPa/m ni 905 kPa/m para un contacto concreto/roca sin o con inyección respectivamente. Estas recomendaciones corresponden a gradientes hidráulicas de 30 y 16, respectivamente.

Resumen de las gradientes de presión y tasas de filtración aceptables

Para fines de referencia, en la Tabla 2-4 se resumen los valores permisibles disponibles publicados en la literatura técnica.

Tabla 3-2 Resumen de Gradientes de Presión y Tasas de Filtración Máximas Recomendadas

Gradientes de Presión Máximas

Propuestas por Interfase concreto/roca sin inyección (kPa/m)

Interfase concreto/roca con inyección (kPa/m)

Tasa de Filtración aceptable (L/s)

Garrett & Campbell-Pitt (1961) - - 0.25 a 1

Lang (1999) - - 1 (e.g., 1L/s a 20 m corriente abajo de

tapones ARD

Benson (1989)

2 * (RMR-5)

(no mayor de 5 para roca POBRE y hasta 30 para masas rocosas con juntas amplias, sólidas y

masivas)

-

S. African – Garrett & Campbell-Pitt (1958)

470 (o 118 para un factor de seguridad de

4)

3660 (915, para a F.S. de 4) -

Directrices de EEUU (1985) 565 -

Manual de ingeniería de minas (1973) 565 905 -

Dahlø et al. (1992) – experiencia noruega 200 a 500

3.3.6 Mecanismos Químicos/Físicos a Largo Plazo

En esta subsección, se presentan comentarios adicionales a la Sección 2.5.5.

Debido a que el ataque de las sustancias químicas con el tiempo puede reducir la integridad del concreto de cualquier tapón propuesto, el proponente debe presentar detalles de la composición química del agua retenida propuesta y evaluar su potencial de ataque químico (i) sobre el concreto del tapón; (ii) sobre la lechada de cemento propuesta para consolidar el terreno alrededor del tapón; y (iii) sobre el macizo rocoso y/o cualesquier discontinuidades o rellenos de hendiduras identificados que se consideren de importancia para al estabilidad del tapón.

El proponente presentará la documentación en la que se describan los cambios previstos en la calidad del agua que puedan tener lugar después de concluidas las operaciones mineras, lo que podría cambiar, por ejemplo, la concentración de los

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metales disueltos y el valor del pH. El proponente también presentará una evaluación de cualquier riesgo para la integridad estructural del concreto y la lechada de cemento del tapón que pueda desarrollarse.

Con el fin de garantizar la integridad del tapón y de las inyecciones de lechada de cemento, el proponente presentará detalles completos de las lechadas de cemento, los aditivos y los concretos propuestos previstos para los trabajos, y demostrará su aceptabilidad química para cuando queden expuestos al agua contenida contemplada.

En la norma ASTM C94, se indican los límites químicos para el agua de mezcla, los cuales se resumen en la Tabla 2-5.

Tabla 3-3 Límites Químicos del Agua de Mezcla (según ASTM C94)

Sustancias Químicas Concentración Máxima*(mg/L) Método de Ensayo**

Cloruro, como Cl

Concreto pretensado

Otro concreto armado en ambientes húmedos o que contengan aluminio u otros metales o piezas de metal galvanizado

500a

1,000a

CSA A23.3-5B

Sulfato, como SO4 3,000 ASTM D516

Álcalis, como (Na2O + 0.658 K2O) 600

Sólidos totales 50,000 AASHTO T26

* El agua de lavado que se reusa como agua de mezcla para el concreto puede exceder las concentraciones indicadas de cloruro y sulfato si se comprueba que la concentración calculada en el agua de mezcla total, incluyendo el agua de mezcla de los agregados y otras fuentes no excede los límites impuestos.

** Pueden usarse otros métodos de ensayo que se haya demostrado arrojan resultados comparables. a Para condiciones que permitan el uso del acelerador CaCl2 como aditivo, el propietario puede ignorar el límite de

cloruro.

Los límites presentados en la Tabla 2-4 deben considerarse como recomendaciones aceptables, a menos que se tomen precauciones especiales. Por lo general, si las condiciones a las que debe quedar expuesto el tapón cumplen con uno o más de los siguientes criterios, el medio debe ser considerado agresivo:

• Un valor de pH menor de 4.5; • Una resistividad menor de 2000 ohm-cm; • Presencia de sulfuros o sulfatos; • Presencia de corrientes extrañas; y • Antecedentes de ataque químico a estructuras de concreto previas.

Son de importancia crítica los altos contenidos de cloruro en el agua de mezcla, debido al posible efecto adverso de los iones de cloruro sobre la corrosión del refuerzo de acero. Los problemas que acarrea el alto contenido de sulfatos en el agua de mezcla o en el agua de subsuelo contenida se relacionan principalmente con la protección del tapón frente a posibles reacciones expansivas y/o el deterioro por causa del ataque del sulfato.

Para tales condiciones, será fundamental usar cemento resistente al sulfato y adoptar otras medidas de precaución, debiendo considerarse concreto protector en el frente

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del tapón si el agua contenida es químicamente inadecuada para la estabilidad a largo plazo del concreto del tapón.

Será de vital importancia ir verificando la agresividad de las aguas empozadas y las aguas de mezcla. A menudo, es factible usar aguas con bajo pH en la mezcla aun con concentraciones de ácidos tan altas como 10,000 mg/L, ya que estos tipos de agua no tiene efecto adverso sobre la resistencia del concreto siempre que estén libres de otras sustancias nocivas. No obstante, las aguas ácidas con valores de pH menores de 3.0 pueden crear problemas de manipuleo y deben evitarse en la medida de lo posible. Asimismo, plantean un problema para cualesquier tubos que se instalen a través del tapón de concreto. Si se prevén aguas ácidas, el proponente deberá presentar documentación en la que se hable sobre las velocidades de corrosión potencial y también examinar la vida probable resultante de cualquier tubería, incluyendo la revisión de diferentes aceros inoxidables y espesores de tubo para estimar en qué momento la resistencia de la tubería corroída de acero inoxidable caerá por debajo de la presión hidráulica máxima (Einarson & Abel, 1970).

3.4 PELIGRO SÍSMICO

En adición a los detalles presentados en la Sección 2.4.3, en los casos en que sea necesario considerar el peligro de sismo para el diseño del tapón, usualmente éste sólo se aplicará donde se desarrollen cargas aplicadas incrementadas debido a, por ejemplo, una licuefacción sísmicamente inducida de materiales susceptibles (e.g., relaves u otros tipos de material de recubrimiento limonítico, etc.). En tales casos, el proponente debe considerar:

• Evaluar la susceptibilidad de cualquier material de cobertura (o relaves contenidos aguas arriba de un tapón) a licuefacción durante un movimiento sísmico, sobre todo en el caso de limo y arenas sueltas (véase el Anexo A).

• Evaluar el potencial de flujo (huayco) en la galería ubicada aguas arriba de un tapón permanente que podría crear una sobrepresión de impacto significativo. Esto sería de importancia particular para cualquier documento presentado que proponga tapones que específicamente deban colocarse para proteger las aberturas o infraestructura subterráneas de cualesquier condiciones posibles de ingreso de material de cobertura que podrían tener como resultado una falla inesperada del pilar de corona.

• Tomar en cuenta el potencial de impacto dinámico que afecta la estabilidad del tapón. Tales fuerzas dinámicas de impacto pueden desarrollarse como resultado de efectos de impacto de ariete hidráulico o de un huayco sobre el tapón. Este tipo de sobrecarga normalmente es analizado como un incremento efectivo y considerable en la presión en comparación con el estado de nivel de agua inicialmente considerado estático.

El nivel de evaluación de peligro sísmico que sea necesario presentar en otros casos debería bastar para (i) evaluar el potencial del área para sufrir eventos sísmicos y (ii) permitir la definición correcta de los parámetros de aceleración sísmica según diseño de uso para verificar la estabilidad de cualquier otro componente importante para clausurar la mina.

3.5 CARGAS DINÁMICAS

Los documentos a presentar para los tapones que deban construirse en regiones en las que los sismos constituyen un problema o para protección contra huaycos, deben considerar las cargas dinámicas de impactos de ariete hidráulico e impactos dinámicos.

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En vista de que estas condiciones son pasajeras, puede aceptarse un Factor de Seguridad más bajo que el aplicable para el caso estático (véase la Tabla 2-2).

3.5.1 Ariete Hidráulico debido a Carga de Movimiento Sísmico

El ariete hidráulico es definido como la onda de choque causada por un movimiento sísmico que podría propagarse por toda la longitud del túnel e incrementar considerablemente las presiones aplicadas sobre el tapón. El efecto de ariete hidráulico es modelado como un pistón que se desliza en un cilindro lleno con un líquido en reposo. La presión adicional (PH) (según Westergaard, 1931) necesaria para poner el líquido en movimiento a la velocidad (v) puede estimarse mediante:

ρ)(vcPH = (3.14) donde:

c = la velocidad acústica del agua (1437 m/s) v = la velocidad del terreno (m/s) ρ = la densidad del agua (kg/m3)

Normalmente, como las estadísticas para el movimiento sísmico según diseño para un sitio son indicadas en términos de aceleraciones creíbles, deben usarse relaciones entre la velocidad del terreno, vmax, y la aceleración máxima del sismo, amax, según indican en forma aproximada Seed e Idriss (1983) como:

gscmav //55

max

max = (para roca) (3.15)

Ejemplo:

Hay que construir un tapón en un túnel largo en el que el sismo máximo creíble tiene una aceleración de 0.3 g. La presión adicional sobre el tapón que puede ocurrir como resultado del sismo puede calcularse como sigue:

La velocidad del terreno vmax = 55 cm/s/g x (0.3 g) = 16 cm/s, lo que da como resultado la presión excesiva

kPaPamkgsmsmPH 230229920)000,1)(/16.0)(/1437( 3 ===

que debería añadirse a la presión del líquido estático. Téngase en cuenta que esta presión excesiva, usada en el ejemplo, sería equivalente a una 230 m adicionales de presión de agua.

3.5.2 Flujo de Líquidos contra los Tapones

Se han aplicado ecuaciones de impulso – movimiento para estimar la carga temporal sobre un tapón debido al impacto de lodo fluidizado o un flujo de relaves. Esta fuerza sobre el tapón se genera debido a que la masa se desacelera de su velocidad de flujo completa a cero.

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Ejemplo:

Una columna de agua, roca y relaves de 25 m está suspendida en una chimenea vertical de 3 m x 3 m y repentinamente se suelta y choca contra un tapón construido en la chimenea unos 5 m debajo del material. Para hallar la carga adicional sobre el tapón, aplíquese:

gZv 2= (3.16)

para Z = 5 m, la velocidad del líquido será 9.9 m/s

Asumiendo una densidad bruta de material de 1,900 kg/m3 y que el material pierde su velocidad en dos segundos

( )A

tvMAFP == (3.17)

Por lo tanto, la presión adicional sería kPaP 235)3)(3(

)2/()9.9)(1900)(25)(3)(3(==

Nótese que la presión hidráulica estática ya es 25 m x 1900 kg/m3 x 9.8 m/s2 = 465 kPa. En consecuencia, el impacto dinámico contra el que tendría que hacerse un diseño para este ejemplo sería comparable a aumentar una carga “estática” de 50% al tapón.

3.5.3 Otras Consideraciones de Diseño respecto a la Evaluación del Efecto de Huaycos sobre los Tapones

La falla de los pilares de corona delgada con material de suelo superficial podría eventualmente inducir huaycos que pueden impactar sobre los tapones colocados en áreas de labores subterráneas existentes para aislar las labores subterráneas con acceso actual de aquellas áreas que podrían sufrir inundación debido a huaycos.

Requerimientos de Presión Estática de Diseño

Para cualquier tapón que deba ser diseñado para ser estable bajo la presión hidrostática total del lodo, el diseño debe considerar que la condición estática “del peor escenario” equivale a una columna continua de lodo desde la superficie hasta la profundidad del tapón. El lodo líquido tiene una densidad desconocida que debe ser estimada. Como máximo, la gravedad específica puede variar de 1.8 a 2 según la porosidad del material. Sin embargo, cuando cae un huayco, el contenido de agua del lodo líquido en movimiento tiene que ser un poco más alto lo que a su vez reduciría la gravedad específica del flujo a 1.5.

Nota: La gravedad específica es el peso unitario dividido por el peso unitario del agua. Se considera que el peso unitario del agua es 1000 kg/m3 (ó 0.01 MN/m3).

48



Requerimientos de Presión Dinámica de Diseño

Debido a que los huaycos son eventos dinámicos, es importante que el diseño de todos los tapones potenciales sujetos a huaycos incluya una evaluación de la presión dinámica ejercida sobre el tapón por la masa de lodo en movimiento. En un ambiente cerrado en el que el lodo no puede escapar por galerías, laboreos o chimeneas periféricas, las presiones de impacto pueden ser significativas debido a la velocidad y la masa de la columna del lodo en movimiento. No obstante, en la práctica la velocidad de la columna de lodo dependerá de detalles sobre la tortuosidad y las variaciones en el área transversal de los corredores que conducen al tapón, así como de las propiedades (viscosidad y densidad del líquido) del lodo mismo. Estos parámetros juntos tienden a limitar la velocidad del lodo, tal como lo haría el aire atrapado entre el tapón y la columna de lodo en movimiento.

En un ambiente en el que hay muchas aberturas para disipar los tipos de presión de ariete hidráulico, las presiones de impacto dinámico creadas por el huayco en movimiento, aunque apreciables, no serán tan grandes como las creadas en un ambiente totalmente cerrado.

Aunque no puede esperarse una disipación completa de los efectos de impacto en una mina subterránea, cualquier huayco, para llegar a las secciones inferiores de la mina y la localización del tapón, probablemente tendría que viajar por corredores muy tortuosos que comprenden numerosos piques y chimeneas con muchas aberturas que crean oportunidad para disipar las presiones de impacto. Por lo tanto, en el caso de tapones profundos lejos de la fuente de lodo potencial, es de esperarse que el sistema total pueda funcionar casi del mismo modo que los controles para tuberías de carga de una planta hidroeléctrica en la que se usan cámaras de compensación para reducir al mínimo tales efectos de sobrepresión. Aunque se reconoce esta influencia mitigadora de la disipación de presión, es difícil calcular su eficacia.

En el caso de tapones construidos cerca de un pilar de corona potencialmente inestable con un material de recubrimiento débil, cualquier huayco eventual podría ejercer un impacto directo sobre el tapón.

En base a datos disponibles de registros de casos y a la evaluación de la práctica en el diseño de minas profundas en Sudáfrica, estudios previos han llegado a una carga de impacto igual al 100% de la presión estática. Se reconoce que este valor es conservador y que pueden usarse métodos más precisos para estimar de mejor manera un valor más preciso del aumento adicional posible debido al impacto de un huayco.

Aunque puede aplicarse una sofisticación significativa para abordar este tema, para los documentos a ser presentados por el proponente en los que los tapones sean diseñados para resistencia a la presión de impacto del lodo, se recomienda verificar que el diseño reúna ambas condiciones (1) la presión hidrostática completa del lodo en profundidad (es decir, la gravedad específica de 2.0 o 2 x hidrostática) y (2) la presión de impacto del lodo sobre el tapón al 100% de la presión hidrostática del lodo (efecto de ariete hidráulico), es decir

Ptotal = Plodo + Pimpacto

Que por lo general da por resultado

49



Ptotal = 4 Phidrostática

Sin embargo, reconociendo que ésta es una condición de carga extrema, es usual que un factor de carga se aplique para el caso de carga en vivo (o indirectamente el Factor de Seguridad se reduzca a αL = 1.1.).

3.6 INYECCIONES

Para cualquier tapón (i.e., una estructura permanente), usualmente se requiere inyecciones para:

• Reducir la conductividad hidráulica del macizo rocoso creando una zona hermética alrededor del tapón, lo que también incrementa la ruta del agua.

• Consolidar la roca y reforzar el contacto concreto – roca sellando la interface del tapón.

En forma adicional a las directrices presentadas en la Sección 2.8.1, debido a que la inyección a presión es una técnica altamente especializada que requiere experiencia y buen criterio de ingeniería, es fundamental que el proponente proponga personal técnico calificado. A fin de asegurar el cumplimiento de la esencia de estas directrices, antes de que se apruebe la construcción de cualquier tapón, el proponente deberá presentar especificaciones completas para todos los trabajos de inyecciones propuestos que el proponente estime necesarios para reducir al mínimo la cantidad de fuga desde la interfase de concreto/roca.

Hay muchos factores que considerar al planificar un programa de inyecciones, tales como el número, el espaciado y la profundidad de los agujeros, la selección correcta de los materiales y equipos de inyección, el control de los volúmenes de lechada de cemento y la presión de inyección, así como un buen conocimiento de los estratos a ser inyectados.

Inyecciones de lechadas de cemento microfinas a base de escorias y aditivos de sílice pueden brindar una mejor resistencia a aguas subterráneas agresivas que las inyecciones con lechadas de cemento Pórtland normal. En el caso de inyecciones de contacto, el cemento microfino con sílice y un agente superplastificador mejorará la penetración en las fracturas finas, mejorando así el “sello”. Los documentos presentados por el proponente deben abordar todos estos temas y, como guía para la revisión de sus presentaciones, debe hacerse referencia al documento USBM (Chekan, 1985) que constituye una buena fuente de información sobre materiales para inyecciones (e.g., cemento Pórtland, asfalto y lechada de cemento química) y métodos (cortina de inyecciones y contacto).

3.7 MONITOREO

En forma adicional a los comentarios presentados en la Sección 2.10, debe quedar bien claro en los documentos presentados por el proponente que éste reconoce la necesidad de presentar informes regulares de monitoreo al MEM junto con un cronograma a ser acordado con el MEM. Por ejemplo, informes mensuales el primer año e informes anuales a partir de entonces durante tres años después de la construcción. Luego, el MEM decidirá si se necesitan más informes en base al rendimiento de los tapones, e.g., en los tres primeros años.

51


Referencias

4. REFERENCIAS

Las siguientes referencias tienen relevancia para el diseño de tapones de mina:

Código de Materiales

ACI (1972) - Building Code Requirements for Structural Plain Concrete. Prepared by American Concrete Institute, ACI 322-72.

ACI (1995) - Building Code Requirements for Structural Concrete. Prepared by American Concrete Institute, ACI 318-95.

Canadian Standards Association (1994). CSA International, A23.1-00/A23.2-00. Concrete Materials and Methods of Concrete Construction/Methods of Test for Concrete. September.

Diseño de Tapones de Concreto

Auld, F.A. (1983). Design of Underground Plugs. International Journal of Mining Engineering, Vol. 1, pp. 189 – 228.

Benson, R.P. (1989). Design of Unlined and Lined Pressure Tunnels. Tunneling and Underground Space Technology, Vol. 4 # 2, pp. 155-170.

Chekan, G.I. (1985). Design of Bulkheads for Controlling Water in Underground Mines USBM Inf. Circ. 9020, 36 pp.

Dahlø, T.S., Bergh-Christensen, J. and Broch, E. (1992). A Review of Norwegian High Pressure Concrete Plugs. Proc. Hydropower’92, Broch & Lysne (eds), Balkema, pp. 61 - 68.

Djahanguiri, F.D. and Abel, J.F. (1997). Design and Construction of a Bulkhead for a Simulated Underground Leaching Stope. Mining Engineering, January.

Einarson, D.S. and Abel, J.F. (1990). Tunnel Bulkhead for Acid Mine Drainage. Proc. Symp. on Unique Underground Structures, Vol. 2, pp.71-1 to 71-20.

EPRI (1987). Design Guidelines for Pressure Tunnels and Shafts. Report # AP-5273 submitted to Electric Power Research Institute, EPRI, and prepared by University of Berkeley.

Garrett, W.S., and Campbell Pitt, L.T. (1958). Tests on an Experimental Underground Bulkhead for High Pressures. J. S. African Inst. Min. and Metall., Oct. pp. 123-143.

Garrett, W.S., and Campbell Pitt, L.T. (1961). Design and Construction of Underground Bulkhead and Water Barriers. Transactions 7th Commonwealth Mining and Metall. Congress S. African Inst. Min. and Metall., Vol. 3, pp. 1283-1302.

Golder Associates, Cours Sur La Conception des Barricades dans les Mines Souterraines, Montréal, May 2004.

52


Referencias

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Loofbourow, R.L. (1973). Underground Bulkheads and Plugs. Mining Engineering Handbook. Section 26.7.1. Ground Water and Ground Water Control. Ch. 26, I.A. Given. ed., SME., pp. 26-46 to 26-48.

Morrison Hershfield Burgess & Higgins Ltd. (1978). Bulkheads and Dams for Mines.

Morrison Hershfield Ltd. (1988). Bulkhead Design for Various Drifts on the 150 ft. and 275 ft. levels and the shaft. Report # 188-0329 prepared the McWatters Mine, Quebec.

Ontario Ministry of Labour (1978 and update 1995 version). Bulkhead and Dams for Underground Mines - Design Guidelines.

Palmstrøm, A. (1987). Norwegian Design and Experience of Unlined Pressure Shafts and Tunnels. Underground Hydropower Plants. Oslo June 1987, pp. 87-99.

Seed, H.B., Idriss, I.M. and Arango, I. (1983). Evaluation of Liquefaction Potential Using Field Performance Data. Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, Vol. 109, No. 3, pp. 458-482.

Westergaard, H.M. (1931). Water Pressure on Dams During Earthquakes. Trans. American Society of Civil Engineers. Paper No. 1835.

Mecánica de Rocas

Barton, N.R., Lien, R., and Lunde, J. (1974). "Engineering Classification of Rock Masses for the Design of Tunnel Support". Rock Mechanics, Vol. 6, No. 4, pp. 189-263.

Bieniawski, 1976, Rock Mass Classification in Rock Engineering. Exploration for Rock Engineering, ed. Z.T.Bieniawski, A.A. Balkema, Johannesburg, pp. 97-106.

Carter, T.G. (1995). Rock anchors. A review of Rock-Related Factors Controlling Capacity. Seminar on Anchoring in Rock and Soil, University of Toronto.

Hoek, E. & Brown, E.T. (1988). The Hoek-Brown Failure Criterion - a 1988 update. Proc. 15th Canadian Rock Mechanics, Univ. of Toronto: 31-38.

Hoek, E. and Brown, E.T. (1988). The Hoek-Brown Failure Criterion - a 1998 update. In Rock Engineering for Underground Excavations, Proc. 15th Canadian Rock Mech. Symp. pp. 31-38, Toronto: Dept. Civil Engineering, U. of Toronto.

Hoek, E., Kaiser, P.K. and Bawden W.F. (1995). Support of Underground Excavations in Hard Rock. Rotterdam, Balkema.

Hoek, E., Carranza-Torres, C., Corkum, B. (2002). Hoek-Brown failure criterion - 2002 edition. Proc. Narms-Tac 2002, Editors Hammah et al., University of Toronto, pp. 267 - 273.

Ministerio de Energía y Minas (MEM). Guía para el Análisis de la Estabilidad de los Pilares Corona. Lima, setiembre de 2007.

53

Anexo A


Anexo A

Caracterización de Suelos

55

Anexo A


Sección.................................................................................................................Página A1. Introducción....................................................................................................... 57 A2. Pruebas de índices de clasificación................................................................ 57

A2.1 Distribución del Tamaño de Partículas................................................. 57 A2.2 Contenidos de Agua y Límites de Atterberg ........................................ 59 A2.3 Densidad y Relaciones de Fase............................................................. 60

A3. Investigación del sitio....................................................................................... 61 A3.1 Ensayo de Penetración Estándar .......................................................... 61 A3.2 Prueba de Corte de Veleta...................................................................... 62 A3.3 Identificación de Campo......................................................................... 63

A3.3.1 Suelos no cohesivos................................................................................. 63 A3.3.2 Suelos Cohesivos..................................................................................... 64

A4. Prueba de Resistencia al Corte en Laboratorio.............................................. 64 A5. Principios de Mecánica de Suelos................................................................... 65

A5.1 Esfuerzo Efectivo .................................................................................... 65 A5.2 Resistencia al Corte................................................................................ 66 A5.3 Sensibilidad de las Arcillas.................................................................... 66

A6. Licuefacción y Arcillas Sensitivas................................................................... 67 A6.1 Licuefacción de Suelos No Cohesivos ................................................. 67 A6.2 Licuefacción de Suelos Cohesivos ....................................................... 68 A6.3 Arcilla Sensitivas .................................................................................... 68

A7. Compactación.................................................................................................... 70 A7.1 Control de la Humedad........................................................................... 70 A7.2 Control de la compactación ................................................................... 71

A8. Referencias ........................................................................................................ 72 LISTA DE TABLAS Tabla A1 Definición de los Componentes del Suelo (Golder 1993) .......................... 58 Tabla A2 Derivación Simple de las Relaciones de Fase Básica ............................... 60 Tabla A3 Densidad Relativa de los Suelos sin Cohesión (Golder 1993) .................. 63 Tabla A4 Consistencia de Suelos Cohesivos (Golder 1993)..................................... 64 LISTA DE FIGURAS Figura A1 Diagrama de Plasticidad de Acuerdo con los Límites Líquido y

Plástico de los Suelos de Grano Fino (ASTM D-4318).............................. 60 Figura A2 Recomendaciones del NCEER Respecto a los Tipos de Suelo

Cohesivo Potencialmente Licuables (Seed 2003) ..................................... 69

57

Anexo A


A1. INTRODUCCIÓN

Este anexo trata sobre la caracterización del suelo o de la roca degradada como suelo de cobertura. También se analiza el concepto de suelos licuables y arcillas sensitivas. Asimismo, en este documento se presentan los criterios para identificar estos materiales.

El proponente del diseño del pilar corona y/o del tapón debe conocer las características del suelo de la mina que se encuentra en investigación y recopilar información suficiente para sustentar el análisis de estabilidad.

La caracterización del suelo debe cumplir con los siguientes estándares, o equivalentes, aceptados por la Dirección General de Asuntos Ambientales Mineros (DGAAM):

ASTM D 1586-84 Método estándar para el ensayo de penetración estándar y muestreo de suelos con caña partida

ASTM D 2488-90 Prácticas estándar para la descripción e identificación de suelos

ASTM D 2487-90 Método estándar para la clasificación de suelos con fines de ingeniería

ASTM D 2573-72 Método de prueba estándar para el ensayo de campo de corte de veleta

Para el diseño del pilar corona y el tapón construidos para controlar el potencial flujo de lodo originado por la falla del pilar corona, el proponente debe proporcionar información sobre el material de cobertura presentado en la Sección 2-4 (apartado 2) del texto principal de esta guía.

A2. PRUEBAS DE ÍNDICES DE CLASIFICACIÓN

Las pruebas de índices de clasificación se llevan a cabo de manera rutinaria para caracterizar los materiales del suelo. Estas pruebas comprenden lo siguiente:

• Distribución del tamaño de partículas • Límites de Atterberg para definir la plasticidad • Contenido de humedad • Densidad

A2.1 DISTRIBUCIÓN DEL TAMAÑO DE PARTÍCULAS

El análisis del tamaño de partícula de un suelo consiste en determinar el porcentaje de partículas por masa en diferentes rangos de tamaño. Estos rangos establecen los distintos componentes de un suelo, entre los cuales se pueden encontrar (de mayor a menor) bloques, boleos, grava, arena, limo y arcilla. Los componentes variables de suelo en relación con el tamaño de grano están caracterizados por el Sistema

58

Anexo A


Unificado de Clasificación de Suelos (ASTM 2488-90). En la Tabla A1 se presenta un resumen de los componentes constituyentes del suelo y su tamaño.

El análisis de distribución del tamaño de partículas se realiza pasando el material por tamices de diferentes tamaños. Para el material de grano muy fino (< 75 µm), se requieren pruebas hidrométricas para caracterizar los componentes finos como limo o arcilla.

Un suelo de grano grueso se considera bien graduado si no hay exceso de partículas en ningún rango de tamaño. Esto reduce la cantidad de espacios vacíos entre partículas y permite un incremento de densidad, mayor potencial de compactación y menor permeabilidad del suelo. Un suelo mal graduado contiene partículas de tamaño excesivamente grande o pequeño, o una combinación de ambos. El resultado es un contenido con alto número de vacíos, lo que origina una baja densidad, compactación pobre y alta permeabilidad. La pendiente y forma generales de la distribución del tamaño de partícula se pueden describir por el coeficiente de uniformidad (Cu) según la siguiente relación:

10

60

DDCu = (A1)

donde D60 se refiere al tamaño de la partícula tal que el 60% del total de partículas son más pequeñas que dicho tamaño, y D10 se refiere al tamaño tal que el 10% del total de partículas son más pequeñas que dicho tamaño.

La grava bien graduada tiene un Cu mayor que 4, y la arena bien graduada tiene un Cu mayor que 6.

Tabla A1 Definición de los Componentes del Suelo (Golder 1993)

Grupo de Suelos Componente Plasticidad Rango de Tamaños de Partícula (mm)

Bloques No plástico > 300 Boleos - 300 - 75 Grava Gruesa - 75 - 19 Grava Fina - 19 - 4,75 Arena Gruesa - 4,75 - 2,00 Arena Mediana - 2,00 - 0,425 Arena Fina - 0,425 - 0,075

No cohesivos

Limo No plástico 0,075 - 0,002

Limo Arcilloso o Limo

El índice de plasticidad se ubica bajo la Linea2 ‘A’; límite líquido menor que 30 aprox.

< 0,075*

Arcilla Limosa El índice de plasticidad se ubica sobre la Linea2 ‘A’; límite líquido menor que 50

< 0,075* Cohesivos

Arcilla El índice de plasticidad se ubica sobre la Linea2 ‘A’; límite líquido mayor que 50

< 0,002*

1 Los rangos del tamaño de grano están basados en los límites del Sistema de Clasificación Unificado de Suelos, según lo establecido en ASTM D 2488-90.

2 Véase la Figura A1. * Los tamaños de partícula obtenidos mediante la distribución del tamaño de grano indican el elemento constituyente

del suelo. Si el material se comporta como arcilla, arcilla limosa, limo arcilloso o limo, esto depende de la plasticidad obtenida por medio de los límites de Atterberg.

59

Anexo A


A2.2 CONTENIDOS DE AGUA Y LÍMITES DE ATTERBERG

El suelo existe en tres estados: sólido/semi-sólido, plástico o líquido. La plasticidad es la capacidad que tienen los suelos de grano fino para sufrir una deformación no recuperable a un volumen constante sin agrietarse o desmoronarse. La plasticidad está controlada principalmente por el contenido natural de agua (w) del suelo, que se define de la siguiente manera:

s

w

MMw = (A2)

donde Mw es la masa total de agua en la muestra, y Ms es la masa de sólidos secos en la muestra.

Entre los contenidos habituales de agua saturada de los suelos se encuentran (Golder 2004):

Arena: w = 2 a 15 %

Limo: w = 10 a 30 %

Arcilla: w = 20 a 100 %

El contenido de agua en el cual el suelo pasa de comportamiento sólido a plástico es el límite plástico (wP) y el contenido de agua en el cual el suelo pasa de comportamiento plástico a líquido se denomina límite líquido (wL). El rango de plasticidad del contenido de agua se denomina índice de plasticidad (IP) según el cual:

PLP wwI −=(%) (A3)

El contenido de agua natural del suelo en relación con los límites líquido y plástico se puede representar por el índice de liquidez (IL):

P

PL I

wwI

−=(%) (A4)

Los límites plástico y líquido se conocen como límites de Atterberg, y la prueba apropiada está definida por la norma ASTM D-4318.

El índice de plasticidad se traza en función del límite líquido para los suelos de grano fino en relación con la Línea-A y el límite líquido (wL) de 50%, según se describe en la Figura A1, para definir el grado de plasticidad.

60

Anexo A


Figura A1 Diagrama de Plasticidad de Acuerdo con los Límites Líquido y Plástico de los Suelos de Grano Fino (ASTM D-4318)

A2.3 DENSIDAD Y RELACIONES DE FASE

Un espacio vacío de suelo puede incluir aire, agua (líquidos), o ambos. La combinación de estos elementos constituyentes se denomina la ‘fase’ del suelo. En la Tabla A2 se presentan varias fórmulas de relación de fase, las cuales se pueden utilizar para determinar la proporción de vacíos en el suelo, saturación, densidad seca y la densidad en masa con base en la masa, volumen y la gravedad específica de los elementos constituyentes del suelo.

Tabla A2 Derivación Simple de las Relaciones de Fase Básica

Supongamos que:

• Volumen de vacíos (Vv) • Volumen de sólidos (Vs) • Masa de agua (Mw) = SrVvρw • Masa de sólidos (Ms) = VsGsρw

Donde Sr = grado de saturación

ρw = densidad del agua (kg/m3)

Gs = gravedad específica de sólidos

Grado de saturación (vol. agua/vol. vacíos) v

wr V

VS = (Sr = 1 para suelos saturados)

Voids, e

Solid Particles, s

Vt

Vs

Vv Voids, e

Solid Particles, s

Vt

Vs

Vv Vacíos

Partículas sólidas (s)

61

Anexo A


Relación de vacíos (vol.vacíos/vol.sólidos) s

v

VV

e = ó swGe = si Sr = 1

Porosidad (vol. vacíos/ vol.total) t

v

VV

n = ó t

w

VV

n = , si Sr = 1

Densidad seca (masa de sólidos/ vol.total) w

s

t

sd e

GVM

ρρ+

==1

Densidad total (masa total/vol. total) wrs

ws

t

tt e

eSGewG

VM

ρρρ++

=++

==11

)1(

Peso unitario seco total (peso sólid./vol.total) ws

dd eG

g γργ+

==1

Peso unitario total (peso total/ vol.total) wrs

ws

tt eeSG

ewG

g γγργ++

=++

==11

)1(

A3. INVESTIGACIÓN DEL SITIO

Existen dos métodos estándar que son particularmente útiles para recopilar información in situ sobre las propiedades de resistencia del suelo durante la investigación del sitio. Entre ellos se encuentran:

• Prueba de penetración estándar • Prueba de corte de veleta

Estas pruebas deben cumplir con los siguientes procedimientos estándar ASTM, o equivalentes reconocidos por la DGAAM:

ASTM D 1586-84 Método estándar para el ensayo de penetración estándar y muestreo de suelos con caña partida

ASTM D 2573-72 Método de prueba estándar para el ensayo de corte de veleta en suelos cohesivos

A3.1 ENSAYO DE PENETRACIÓN ESTÁNDAR

El Ensayo de Penetración Estándar (SPT, siglas en inglés) se utiliza para evaluar la densidad relativa de un depósito de suelo. Utilizando un aparato de muestreo de caña partida de 35 mm de diámetro interior colocado en un depósito de suelo no disturbado, el muestreador se introduce 45 cm en el suelo mediante golpes, y se registra el número de golpes (realizados con un martillo de pistón de 63.5 kg, 760 mm) requeridos para introducir los 30 cm finales como un valor ‘N’ de resistencia de penetración estándar.

62

Anexo A


Usualmente se aplican correcciones al valor N medido para representar las variaciones en los niveles de esfuerzo del material de cobertura (así como otros factores, tales como proporción de energía, diámetro de la perforación, el método de muestreo y la longitud de la varilla); sin embargo, se considera que la más importante es la corrección del nivel de esfuerzos del material de cobertura. La siguiente fórmula se utiliza como una correlación aproximada de la presión del material de cobertura cuando se desarrolla la prueba a una profundidad bajo la superficie del suelo (McCarthy 1998, Seed et al. 1983):

VNC

σ1

= (A5)

donde CN se refiere al factor de corrección, y Vσ es la esfuerzo vertical efectivo del suelo de cobertura en toneladas/ft2 (1 tonelada/ft2 = 95.76 kPa).

El factor de corrección (CN) se aplica para el valor N medido en el campo, como sigue, para obtener Ncorregido:

campoNcorregido NCN = (A6)

La correlación empírica de los valores N del ensayo de SPT con densidad y resistencia son más confiables cuando el depósito de suelo es predominante de material no cohesivo (i.e., arena). Los suelos cohesivos (i.e., arcillas) pueden producir sesgos significativos en los valores-N debido a la estructura de grano fino, originando variaciones en la presión del agua intersticial (presión de poros); como tal, las correlaciones con la resistencia son menos confiables en estos tipos de suelos.

A3.2 PRUEBA DE CORTE DE VELETA

Esta prueba se utiliza para la estimación in situ de la resistencia no drenada de la arcilla intacta, completamente saturada, y no es apropiada para otros tipos de suelos, especialmente si la arcilla contiene arena o laminaciones de limo.

El aparato de la prueba de corte de veleta consiste en una veleta de acero inoxidable de cuatro paletas rectangulares delgadas colocadas en el extremo de una varilla de acero. La altura de la veleta (h) es igual al doble de su ancho total (d). La veleta y la varilla se introducen en la arcilla en la base de una perforación o de la calicata de prueba, a una profundidad mínima igual al triple del diámetro de la perforación. Se aplica torsión lentamente a la varilla hasta que la arcilla sea cortada por la rotación de la veleta. La resistencia al corte de la arcilla (no disturbada-no drenada) cu(und) se calcula con la expresión:

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛+⋅=

62

32 dhdcT uπ (A7)

donde T es la torsión en la falla, cu es la resistencia al corte no drenada, d y h representan el diámetro y la altura de la veleta, respectivamente.

63

Anexo A


Después de la falla inicial por corte debido a la rotación de la veleta, el suelo es normalmente remoldeado (rotando manualmente la varilla 6 revoluciones completas como mínimo y luego permitiendo que la veleta se siente por un minuto como máximo) y después se puede volver a aplicar la torsión a la varilla suavemente. La torsión requerida para iniciar una segunda falla por corte en la arcilla puede ser aplicada a la Ecuación A7 para estimar la resistencia al corte no drenada-remoldeada (cu(rem)) de la arcilla.

Luego, la sensibilidad del suelo arcilloso (St) se calcula por medio de la siguiente expresión:

)(

)(

remu

natut c

cS = (A8)

A3.3 IDENTIFICACIÓN DE CAMPO

A continuación se analizan los criterios que se pueden aplicar para identificar la resistencia y densidad relativa de los suelos cohesivos y sin cohesión. Se espera que estos criterios se utilicen junto con los resultados de las pruebas de índices de clasificación tales como distribución del tamaño de grano, límites de Atterberg, contenidos de agua y densidad, para la caracterización del suelo.

Los criterios de identificación de campo comprenden resultados del ensayo de SPT y del ensayo de corte de veleta que se utilizarán como índice de correlación para resistencia/consistencia y densidad. Estas correlaciones se deberán evaluar con más precisión mediante una prueba de laboratorio.

A3.3.1 Suelos no cohesivos

Estos suelos no muestran comportamiento plástico, cualquiera sea su contenido de agua, y sus elementos constituyentes pueden ser de grano grueso o fino. Como se vio en la Tabla A1, los constituyentes de grano grueso, tales como bloques, boleos, grava y arena, son lo suficientemente grandes a simple vista (>0,075 mm), y el constituyente no cohesivo de grano fino (limo) está compuesto de partículas no plásticas menores de 0,075 mm. Se puede evaluar la densidad relativa de los suelos no cohesivos en el campo de acuerdo al criterio presentado en la Tabla A3. Este criterio está basado en la experiencia práctica y debe ser utilizado sólo como referencia.

Tabla A3 Densidad Relativa de los Suelos sin Cohesión (Golder 1993)

Densidad Relativa Identificación de Campo Valor1 N

Muy suelto Fácilmente penetrable con pala manual. 0 – 4

Suelto Fácilmente penetrable con una barra de 12 mm presionada manualmente. Fácilmente excavable con pala manual.

4 – 10

Compacto Fácilmente penetrable con una barra de 12 mm golpeada con un martillo de 2.25 kg. Difícil de excavar con pala de mano.

10 – 30

64

Anexo A


Denso Penetrable 30 cm con barra mediante golpes. Antes de excavar debe aflojarse con un pico. 30 – 50

Muy denso Penetrable sólo unos cuantos centímetros con barra mediante golpes. Muy difícil de excavar aún con un pico.

> 50

Nota: El número de golpes N sólo se debe usar como una aproximación.

A3.3.2 Suelos Cohesivos

Estos suelos muestran un comportamiento plástico, según lo definido por la prueba de límites de Atterberg, en un rango razonablemente amplio de contenido de agua. La plasticidad es controlada por la presencia y tipo de minerales de arcilla dentro del suelo. Los suelos cohesivos se clasifican como suelos de grano fino, tales como limo arcilloso, arcilla limosa o arcilla, principalmente de acuerdo a su grado de plasticidad. Se puede describir la consistencia del suelo cohesivo cualitativamente según las mediciones de la resistencia al corte no drenada (prueba de corte de veleta), valores de SPT medidos o el comportamiento del material. Los términos utilizados para describir la consistencia de los suelos cohesivos y su definición según la resistencia no drenada y las mediciones de campo se presentan en la Tabla A4. Este criterio está basado en la experiencia práctica y debe utilizarse sólo como referencia.

Tabla A4 Consistencia de Suelos Cohesivos (Golder 1993)

Consistencia Identificación de Campo Resistencia al Corte No Drenado2 - kPa Valor1 N

Muy suave Se escurre entre los dedos al apretarlo. < 12 0 – 2

Suave Se moldea con una suave presión de los dedos. 12 – 25 2 – 4

Firme Se moldea con una fuerte presión de los dedos. 25 – 50 4 – 8

Consistente Se marca con el pulgar. 50 – 100 8 – 15

Muy consistente Se marca con la uña del pulgar. 100 – 200 15 – 30

Duro Difícil de marcar con la uña del pulgar. >200 >30

Notas: 1. Los valores N del SPT no constituyen un método confiable para estimar la resistencia/consistencia de las

arcillas. 2. La relación entre la resistencia al corte no drenado, el valor N y la consistencia son sólo aproximaciones.

A4. PRUEBA DE RESISTENCIA AL CORTE EN LABORATORIO

La prueba de resistencia al corte en laboratorio se puede realizar en muestras representativas de suelo no disturbado para obtener parámetros relacionados con las características de resistencia al corte del suelo. Es importante que la alteración de las muestras de suelo sea minimizada durante el muestreo a fin de obtener resultados que sean representativos de las condiciones in situ. Habitualmente se realizan las siguientes pruebas de resistencia en laboratorio:

65

Anexo A


• Ensayo de corte directo. • Ensayos triaxiales.

Los ensayos anteriores deben cumplir con los siguientes estándares ASTM, o equivalentes reconocidos por la DGAAM:

• ASTM 3080-04 Ensayo de corte directo de suelos bajo condiciones consolidada drenada.

• ASTM 2850-03 Ensayo de compresión triaxial no consolidada no drenada para suelos cohesivos.

• ASTM D4767-04 Ensayo de compresión triaxial consolidada no drenada para suelos cohesivos.

A5. PRINCIPIOS DE MECÁNICA DE SUELOS

A continuación se presenta una breve revisión de los principios relacionados con la mecánica de suelos correspondiente al esfuerzo y resistencia del suelo. La teoría de la mecánica de suelos presentada es sólo una parte de lo que actualmente existe. Esta sección y la siguiente (Licuefación y Arcillas Sensibles) constituyen sólo una introducción a los conceptos de ingeniería de mecánica de suelos. Para mayores detalles el lector deberá remitirse a cualquier texto de mecánica de suelos, tal como Badillo & Rodriguez (2000), Craig (1997), Lambe & Whitman (1969) o McCarthy (1998).

A5.1 ESFUERZO EFECTIVO

Los esfuerzos verticales transmitidos a las partículas del suelo a una profundidad (d) son proporcionales al peso del suelo sobre dicha superficie, de acuerdo con la siguiente relación:

γσ dv = (A9)

donde vσ es el esfuerzo vertical que se experimenta en la profundidad d, y γ es el peso unitario promedio total del suelo sobre dicha profundidad.

Si existe una napa freática a la profundidad (z) bajo la superficie del suelo pero sobre la profundidad (d) de la partícula del suelo en cuestión, la napa freática transmite un efecto flotante dentro de las partículas del suelo denominado presión intersticial1 (u). El esfuerzo que experimentan las partículas de suelo bajo la influencia de la presión intersticial se denomina esfuerzo vertical efectivo ( '

vσ ), y se puede calcular de acuerdo a lo siguiente:

wvv zdu γγσσ −=−=' (A10)

donde wγ se refiere al peso unitario del agua (9,81 kN/m3).

1 También llamada presión de poros.

66

Anexo A


A5.2 RESISTENCIA AL CORTE

La resistencia al corte (τ ) de un suelo se puede expresar mediante el criterio de falla de Mohr-Coulomb, dada la siguiente expresión:

''' tanφστ nc += (A11)

donde 'c , y 'φ , se refieren a la cohesión efectiva y al ángulo de fricción efectivo, respectivamente. El esfuerzo normal efectivo '

nσ , es el esfuerzo que actúa perpendicularmente al plano de corte.

El ángulo de fricción máximo es el componente de la resistencia a la fricción cuando se aplica el esfuerzo, pero al inicio del corte (cuando las deformaciones son pequeñas), y el ángulo de fricción final es el componente de resistencia a la fricción una vez que se produce el corte o la deformación (cuando las deformaciones son mayores). A continuación se presentan algunos valores típicos de ángulos de fricción:

Ángulo φ (°) Tipo de Suelo

Final Máximo

Mezcla de arena y grava 33 - 36 40 - 50

Arena bien gradada 32 - 35 40 - 50

Arena fina a media 29 - 32 32 - 35

Arena limonítica 27 - 32 30 - 33

Limo (no plástico) 26 - 30 30 - 35

(Fuente: McCarthy 1998).

A5.3 SENSIBILIDAD DE LAS ARCILLAS

Sensibilidad (St) es el término utilizado para describir la susceptibilidad de las arcillas a la reducción de su resistencia con la deformación, y puede ser calculada en base a su resistencia no alterada–no drenada comparada con su resistencia remoldeada–no drenada, como se ve a continuación:

)(

)(

remu

natut c

cS = (A12)

donde cu(nat) y cu(rem) son las resistencias no drenadas, no alteradas y remoldeadas respectivamente.

La resistencia al corte no drenado puede ser mejor estimada in situ utilizando el ensayo de corte de veleta, según se discutió previamente en la Sección A3-2.

67

Anexo A


A6. LICUEFACCIÓN Y ARCILLAS SENSITIVAS

La licuefacción se refiere a la reducción de la resistencia y rigidez de los suelos debido al aumento de la presión del agua intersticial, la cual reduce las fuerzas de contacto intergranular y reduce el esfuerzo efectivo en el suelo. El contacto entre partículas proporciona resistencia y rigidez al suelo en forma de cohesión y fricción.

El exceso de las presión de poros combinado con una fuerza disturbadora (e.g., eventos sísmicos) actúa para eliminar o al menos reducir la interacción entre partículas. La disturbación inicial causa un cambio menor y una nueva disposición de las partículas del suelo, lo que da como resultado una pérdida del volumen de la masa total de suelo. La pérdida del volumen trae como resultado un exceso de presiones de agua intersticial, lo que hace que las partículas queden momentáneamente en suspensión (i.e., los esfuerzos efectivos pueden aproximarse a cero). Cuando las partículas están en suspensión el suelo se comporta más bien como un líquido, de allí el término “liquefacción”.

Existen dos tipos de licuefacción: licuefacción por carga cíclica y licuefacción por deformación-ablandamiento (flujo). Ambos fenómenos están muy relacionados, pero son intrínsecamente diferentes.

La licuefacción por carga cíclica se refiere a la reducción de la rigidez y de la resistencia al corte debido al incremento cíclico de las presiones del agua intersticial. Este incremento puede ocurrir la mayoría de las veces debido a la propagación de la velocidad de la onda sísmica en el suelo u otras vibraciones basadas en estímulos, tales como voladura o carga dinámica con maquinaria pesada.

La deformación-ablandamiento, también conocida como licuefacción de flujo o “arcillas sensitivas” es la pérdida de la resistencia y rigidez debido al corte y remoldeo unidireccional de las partículas del suelo, habitualmente como resultado de un evento mayor de corte unidireccional producido por un terremoto, rebote isostático o pérdida del esfuerzo efectivo.

A6.1 LICUEFACCIÓN DE SUELOS NO COHESIVOS

Las siguientes “reglas prácticas” se aplican a las arenas y arenas limosas sueltas y no cohesivas, las cuales probablemente tengan potencial de licuefacción: (Golder 2004)

• Saturación (Sr) ≈ 100 %, y; • Tamaño de partícula: Coeficiente de uniformidad (Cu) ≤ 15, y; • Tamaño de partícula: 0,05 ≤ D50 ≤ 1,5 mm, y; • Esfuerzos verticales efectivos: σν' ≤ 200 - 200 kPa

Si se cumplen los criterios anteriores para un suelo sin cohesión suelto o muy suelto, es necesario realizar mayores investigaciones y pruebas para evaluar el potencial de licuefacción.

La evidencia empírica proveniente de estudios realizados en China sugiere que la vulnerabilidad de los depósitos arenosos a los eventos de licuefacción se puede correlacionar razonablemente bien con la resistencia a la penetración del ensayo de SPT corregida para una profundidad (N1=Ncorregido). El valor N corregido se puede

68

Anexo A


comparar después con el valor N crítico (Ncrítico) para la evaluación del potencial de licuefacción de acuerdo a la siguiente relación (Seed et al 1983, McCarthy 1998):

( ) ( ) ( )[ ]arcilladdNN wscrítico %07.0205.03125.01 −−−−+= (A13)

donde ds y dw se refieren a la profundidad de la capa de arena y a la napa freática, respectivamente (en metros). La expresión N es una función de la intensidad sísmica pronosticada para el área de acuerdo a la intensidad de Mercalli Modificada, presentada de la siguiente forma:

Intensidad de Mercalli Modificada N (en golpes por pie) ≈ VII 6

≈ VIII 10

≈ IX 16

Nuevamente, los criterios anteriores servirán de base para determinar si se deberán realizar estudios más detallados, los cuales pueden requerir mayor investigación y pruebas de campo.

A6.2 LICUEFACCIÓN DE SUELOS COHESIVOS

Generalmente se utilizan los Criterios Chinos Modificados (Wang 1979) para estimar el potencial de licuefacción de suelos cohesivos. Estos criterios comprenden lo siguiente:

• Arcillas que se ubican sobre la Línea A (Carta de plasticidad, Figura A1), y; • Menos del 15 % de finos que pasan por un tamiz de 0,005 mm (D15 ≥ 5 µm), y; • Límite líquido: wL ≤ 35 %, y; • Contenido de agua: w ≥ 0,9 wL.

Recientes investigaciones señalan que los Criterios Chinos Modificados quizá no sean lo suficientemente conservativos para evaluar suelos cohesivos potencialmente licuables. Mediante retroanálisis de eventos de licuefacción actuales, el Centro Nacional de Investigación de Ingeniería de Terremotos (NCEER, siglas en inglés) ha propuesto criterios actualizados para la evaluación de suelos cohesivos potencialmente licuables. Estos criterios se grafican en la carta de plasticidad modificada de la Figura A2.

Si se observa que un suelo cohesivo tiene propiedades que lo hacen potencialmente susceptible a eventos de licuefacción, se deberán realizar mayores investigaciones, pruebas y análisis.

A6.3 ARCILLA SENSITIVAS

Las arcillas altamente sensitivas se derivan habitualmente de los sedimentos de grano fino depositados originalmente en ambientes marinos y salinos y posteriormente sometidos a lixiviación con agua fresca. Los sedimentos depositados en estas condiciones tienen partículas que son floculadas e inestables con una proporción alta

69

Anexo A


de vacíos, lo que las hace susceptibles a la contracción y licuefacción en casos de alteración. Esta sensibilidad habitualmente se debe a la desalinización de la arcilla por lixiviación. A medida que la arcilla pierde salinidad, los lazos entre partículas se debilitan y las partículas se hacen más susceptibles al colapso.

Figura A2 Recomendaciones del NCEER Respecto a los Tipos de Suelo Cohesivo Potencialmente Licuables (Seed 2003)

Esta sensibilidad al colapso se puede calificar utilizando la relación de resistencia a la sensibilidad (St) presentada en la Sección 5.3, la cual relaciona la resistencia no alterada con la resistencia remoldeada de la arcilla. La sensibilidad de las arcillas en términos de la relación de sensibilidad es como sigue: (McCarthy 1998)

No sensible: St ≤ 2

Moderadamente sensible: 2 ≤ St ≤ 4

Sensible: 4 ≤ St ≤ 8

Muy sensible: 8 ≤ St ≤ 16

Movediza: St ≥ 16

Las arcillas de mayor preocupación son aquellas muy sensibles (St > 8).

Un resumen de las propiedades de sensibilidad de arcillas, analizada a partir del retro análisis de flujo de deslizamientos, ha proporcionado criterios adicionales. Como se ha podido ver en estos casos, las arcillas sensibles tienen habitualmente las siguientes características (Mitchell et al 1973):

• baja plasticidad; • consistencia suave a firme antes del remoldeo, muy blanda después del remoldeo; • índice de liquidez mayor que 1,0; y

70

Anexo A


• valores St de 10 a 200.

Una baja resistencia residual (remoldeado) es habitual en las arcillas sensibles. Lerouil et al (1996) sugiere que para que ocurra deslizamiento de flujo, Su(rem) es menor que 1 kPa ó IL es mayor que 1,2 %. También se utiliza como estimación una salinidad baja en el agua de poros < 3 de gr/litro debido a pérdida de salinidad por lixiviación (Tavenas 1984).

A7. COMPACTACIÓN

A7.1 CONTROL DE LA HUMEDAD

Como se puede revisar en la literatura técnica, la influencia de la humedad del suelo en el proceso de compactación es importante, de esta manera es imprescindible la presentación del control del contenido de humedad de la capa granular objeto de la compactación en un diseño de pilar corona.

Si esto no se realizase, las variaciones de humedad que se producen después de la construcción, al provocar cambios de volumen con determinados tipos de suelos, pueden producir deformaciones del relleno. La humedad de referencia que se suele tomar es la óptima que se obtiene en el ensayo Proctor Normal. Esta humedad, en la mayor parte de las capas granulares, suele ser similar a la que tendría dicha capa pasado un cierto tiempo después de su construcción. Por lo tanto si la construcción se realizase con esta humedad se evitarían cambios de humedad importantes desde la construcción hasta que la capa granular alcance su humedad de equilibrio final.

En relación a la humedad de la capa granular antes de la compactación y a la humedad óptima, cabe indicar lo siguiente:

• Existen problemas cuando el material de la capa granular, llega al lugar donde será dispuesto con poca humedad. Se debe de determinar cuál es la humedad que tenía antes en el terreno o en el acopio, ya que puede suceder que durante las fases de extracción, transporte y colocación, el suelo pierda demasiada humedad. Si esto es así, un nuevo estudio de laboratorio de estas operaciones puede reducir o eliminar el problema.

• Como última opción, el añadir agua se debe hacer cuanto antes en la cadena de extracción o formación, acopio y colocación del relleno. Esta medida se realiza sobre el material extendido y debe de efectuarse con un equipo adecuado que distribuya el agua uniformemente en toda la capa de material de relleno utilizando maquinaria apropiada.

Los problemas que pueden surgir por no corregir la humedad son los siguientes:

• Materiales con curvas de compactación (relación humedad de compactación-densidad seca) con máximos muy pronunciados, y por lo tanto muy sensibles en los resultados obtenidos a la humedad utilizada.

• Los suelos expansivos en especial son muy sensibles a las variaciones de humedad. • El efecto de compactación del lado seco no garantiza la uniformidad en el fondo de la

capa.

71

Anexo A


• Al colocar capas secas y con no excesiva densidad se corre el riesgo de que se produzcan asentamientos de consideración con lluvias importantes, infiltraciones o con inundaciones.

A7.2 CONTROL DE LA COMPACTACIÓN

Brevemente, el control de la compactación se puede realizar de tres formas diferentes:

• Control del proceso de ejecución Este tipo de control consiste en controlar la forma en que se va a ejecutar la compactación fijando, según las características del suelo y del tipo de maquinaria a emplear, el espesor de capa y número de pasadas que se deben efectuar hasta dar por terminada la compactación.

• Control del producto terminado En este caso se establecen las condiciones que debe cumplir el material que compone el relleno una vez colocado. En general se utiliza la densidad seca del material colocado como un porcentaje de la densidad máxima obtenida en el laboratorio según el Proctor normal o Proctor modificado.

Más preciso es calcular directamente los módulos de elasticidad de las capas mediante los ensayos de la placa de carga o del deflectómetro de impacto.

• Control a posteriori Es un tipo de control no recomendable pero que a veces es necesario realizar correctamente porque existe alguna duda del resultado final de la compactación o por no haberse realizado previamente ninguno de los controles indicados anteriormente.

Para este proceso se pueden realizar calicatas que permiten analizar la compactación obtenida, aunque luego es preciso rellenarlas y compactarlas a niveles similares al resto de la capa. También es posible utilizar cualquier ensayo similar a los que se realizan para analizar capacidad portante de terrenos para cimentaciones, como el penetrómetro dinámico (DPL).

72

Anexo A


A8. REFERENCIAS

Badillo, J. & Rodriguez R. (2000). Mecánica de Suelos – Tomo 2 Teoría y Aplicaciones de la Mecánica de Suelos, Limusa Noriega Editores, México DF, México, 702 p.

Craig, R.F., 1997, Soil Mechanics – Sixth Addition, Spon Press Taylor & Francis Group, New York. pp 113-115.

Golder Associates, 1993, Field Procedures Manual, Golder Associates Ltd., Mississauga pp 108, A3-A11.

Golder Associates, Cours Sur La Conception des Barricades dans les Mines Souterraines, Montreal, May 2004.

Lambe, W. & Whitman, J. (1969). Soil Mechanics, John Wiley & Sons Inc Ed., Massachusetts, USA, 547 p.

Lerouiel, S. et al, 1996, “Geotechnical Characterisation of Slope Movements”. Proceedings on the Seventh International Symposium on Landslides, Trondheim, Norway, Bolkema Rotterdam, Vol 1, pp 53-74.

McCarthy David F., 1998, Essentials of Soil Mechanics and Foundation-Fifth Edition. Prentice-Hall Inc. Upper Saddle River, NJ, pp 147-149.

Mitchell, R.J. & Markell, A.R., 1973, "Flowsliding in Sensitive Soils", Canadian Geotechnical Journal, 11, 1994, pp 11-31.

Seed et al. 2003, “Recent Advances in Soil Liquefaction Engineering: A Unified and Consistent Framework”, 26th Annual ASCE Los Angelas Geotechnical Spring Seminar, Long Beach California.

Seed, H.B., Idriss, I.M., Arango, I. 1983, “Evaluation of Liquefaction Performance Using Field Performance Data”, Journal of Geotechnical Engineering, ASCE 109(3), pp. 458-481.

Tavenas, F.1984, “Landslides in Canadian Sensitive Soils”, Proceedings on the Fourth International Symposium on Landslides, Toronto, Vol 1.,pp. 141-153.

Wang, W. 1979, “Some Findings in Soil Liquefaction”, Research Report, Water Conservancy and Hydroelectric Power Scientific Institute, Beijing, August.

73

Anexo B


Anexo B

Clasificación del Macizo Rocoso

75

Anexo B


Sección Página B1. Introducción....................................................................................................... 77 B2. Recolección de Datos Geotécnicos................................................................. 77

B2.1 Definición de un Macizo Rocoso ........................................................... 77 B2.2 Investigación del Sitio ............................................................................ 78

B2.2.1 RQD Obtenido del Registro de Testigo.................................................... 78 B2.2.2 RQD Obtenido del Mapeo de Paredes..................................................... 81 B2.2.3 Resistencia y Meteorización..................................................................... 82

B2.2.3.1 Índice de Dureza ISRM.............................................................. 83 B2.2.3.2 Índice de Resistencia de Carga Puntual.................................... 84 B2.2.3.3 Índices de Meteorización y/o Alteración .................................... 85

B2.2.4 Datos de Discontinuidad .......................................................................... 86 B2.2.4.1 Frecuencia de Fracturas y Espaciamiento................................. 87 B2.2.4.2 Orientación de las Discontinuidades.......................................... 87 B2.2.4.3 Condición de la Superficie a lo largo de las Discontinuidades .. 87

B3. CLASIFICACIÓN DEL MACIZO ROCOSO........................................................ 90 B3.1.1 Sistema RMR de Bieniawski .................................................................... 91 B3.1.2 Ejemplo: Aplicación del RMR en la Evaluación del Macizo Rocoso........ 91 B3.1.3 Índice Q del Sistema de Barton................................................................ 93 B3.1.4 Ejemplo: Aplicación del Sistema Q en la evaluación del Macizo

Rocoso 96 B3.1.5 Correlación RMR & Sistema Q................................................................. 97

B4. APLICACIONES DE LA CLASIFICACIÓN DEL MACIZO ROCOSO ................ 97 B4.1.1 Criterios de Diseño Empírico.................................................................... 98 B4.1.2 Uso del Sistema RMR de Bieniawski para el Diseño............................... 98 B4.1.3 Uso del Sistema Q de Barton para el Diseño .......................................... 98

B4.2 Derivación de Parámetros del Macizo Rocoso..................................... 99 B4.2.1 Propiedades Elásticas............................................................................ 100 B4.2.2 Criterio de Falla Generalizado de Hoek-Brown (Hoek 2002)................. 100 B4.2.3 Criterio de Falla de Mohr-Coulomb ........................................................ 103

B5. REFERENCIAS................................................................................................. 105 LISTA DE TABLAS

Tabla B1 Datos de Resistencia para la Roca Intacta (Bieniawski, 1973).................. 83 Tabla B2 Estimación en Campo de la Dureza de la Roca que Representa la

Resistencia de la Roca Intacta (ISRM, 1981) ............................................ 84 Tabla B3 Clasificación de la Meteorización de la Roca (ISRM 1981) ....................... 86 Tabla B4 Valores para la Condición de las Discontinuidades (Bienawski 1976) ...... 88 Tabla B5 Guía para la Clasificación de Discontinuidades (Bieniawski 1976/1989

RMR).......................................................................................................... 88 Tabla B6 Parámetros de Discontinuidad del Sistema Q, Descripciones y Valores

Asignados (Barton et al. 1974)................................................................... 90 Tabla B7 Sistema de Valoración del Macizo Rocoso RMR76 (Bieniawski 1976)....... 92 Tabla B8 Índice del Sistema Q (Barton et al. 1974) .................................................. 94 Tabla B9 Valores Típicos para mi para el Criterio de Hoek y Brown (1988) ........... 101 Tabla B10 Cálculo de Constantes mb/mi, s y a para el Criterio de Hoek & Brown

(1988) (Hoek et al., 1995) ........................................................................ 104 Tabla B11 Guías para el Cálculo del Factor D de Disurbación para Excavaciones

Subterráneas (Hoek et al., 2002) ............................................................. 105

76

Anexo B


LISTA DE FIGURAS

Figura B1 Ejemplo de una hoja de Registro de Testigos ........................................... 79 Figura B2 Ejemplo de una Hoja de Mapeo Geotécnico.............................................. 80 Figura B3 Procedimientos RQD de Registro de Testigos .......................................... 81 Figura B4 Estimación del RQD Equivalente (RQDW) de una Cara Expuesta de la

Roca (Hutchinson & Diederichs, 1996) ...................................................... 82 Figura B5 Representación Ilustrativa de Rugosidad de las Juntas (Barton, 1987) ... 89 Figura B6 Relación entre Tiempo de Autosoporte, Espaciamiento del Techo y

RMR (Bieniawski, 1989)............................................................................. 99

77

Anexo B


B1. INTRODUCCIÓN

Como parte del proceso de diseño del tapón y evaluación de la estabilidad del pilar corona, es necesario el uso de un esquema de clasificación del macizo rocoso.

Para el diseño del tapón o para evaluar la competencia del pilar corona, se debe caracterizar el macizo rocoso para proveer de una base para el estimado de la resistencia y propiedades de deformación del macizo rocoso. También es de mucha utilidad una completa clasificación del macizo rocoso ya que el procedimiento sirve como una lista de verificación para asegurar que se haya considerado toda la información relevante durante el proceso de evaluación del diseño.

Con el fin de obtener datos reales de relevancia para la clasificación del macizo rocoso, se requiere una evaluación del sitio para caracterizar el macizo rocoso. El tipo de investigación apropiado dependerá del macizo rocoso, su ubicación y la facilidad de acceso para inspeccionar la zona adecuadamente. Si el acceso es difícil, entonces los datos se deberán obtener a través de testigos de perforación, de lo contrario sólo será suficiente un mapeo de inspección de campo. Los datos a recolectar podrían incluir ensayos de laboratorio de resistencia y deformación y ensayos de permeabilidad en campo.

Los dos esquemas de clasificación del macizo rocoso más comúnmente utilizados son el sistema de Valoración del Macizo Rocoso (RMR, siglas en inglés) de Bieniawski (Bieniawski 1976) y el sistema del Indice Q de Barton (Barton et al. 1974). Ambos son sistemas con base empírica que requieren datos geotécnicos similares para producir interpretaciones similares del comportamiento del macizo rocoso. Por lo tanto, estos sistemas pueden ser aplicados como guía para el diseño empírico, así como para obtener estimaciones de los parámetros de resistencia del macizo rocoso.

B2. RECOLECCIÓN DE DATOS GEOTÉCNICOS

La finalidad de una investigación geotécnica del sitio es determinar las características del macizo rocoso en cuanto a sus propiedades. Los aspectos necesarios para realizar una adecuada investigación geotécnica del sitio se presentan a continuación.

B2.1 DEFINICIÓN DE UN MACIZO ROCOSO

Un macizo rocoso es el resultado de bloques de roca intactos que se encuentran juntos en un macizo en forma de bloque. La resistencia y comportamiento de todo el macizo rocoso está controlado por el material de roca intacta en combinación con la frecuencia y características de los planos de debilidad.

Un macizo rocoso puede estar conformado por más de un dominio. Un dominio geotécnico es una zona dentro del macizo rocoso que contiene propiedades similares, y cada dominio tendrá una estructura geológica. Es necesario identificar la variedad de dominios y estructuras geotécnicas dentro de un macizo rocoso que pueda impactar el diseño del pilar corona o el tapón. Las características de un dominio geotécnico incluyen:

78

Anexo B


• Características geotécnicas similares de los planos de debilidad – particularmente orientación, espaciado y propiedades de resistencia cortante ;

• Grado de meteorización y/o alteración; • Resistencia a la compresión uniaxial de la roca intacta; • Módulo de deformación del macizo rocoso; • Esfuerzo de la roca en campo (pre-minado y esfuerzo inducido en campo); y • Permeabilidad del macizo rocoso.

De las anteriores propiedades, los planos de debilidad, el grado de meteorización/alteración, y la resistencia pueden ser evaluados en un grado razonable de confiabilidad a través de una investigación de campo estándar que involucra el registro de testigos o mapeo. Los ensayos de campo o laboratorio son necesarios para definir la resistencia, módulo de deformación, esfuerzo de la roca en campo y permeabilidad del macizo rocoso.

B2.2 INVESTIGACIÓN DEL SITIO

Los siguientes son procedimientos para la recolección de las propiedades relevantes del macizo rocoso relacionadas con la investigación del sitio.

En la Figura B1 se muestra un ejemplo de una hoja estándar de registro de testigos, y en la Figura B2 una hoja estándar de mapeo de paredes.

B2.2.1 RQD Obtenido del Registro de Testigo

La Designación de la Calidad de Roca (Rock Quality Designation - RQD) es un índice cuantitativo que se obtiene del testigo de perforación diamantina. Considera sólo las piezas de testigos de roca dura y sana de 100 mm o mayor longitud. Las de menor longitud son ignoradas (ver Figura B3 como ejemplo). El RQD se calcula de la siguiente manera:

testigodellongitud

másommdesegmentosdelongitudRQD 100100×= (%)

Se deben utilizar testigos de por lo menos 50 mm de diámetro. Si se utilizan testigos de menores o mayores diámetros, la longitud nominal de 100 mm deberá modificarse para que corresponda a dos veces el diámetro del testigo.

Es importante distinguir entre las fracturas mecánicas o naturales encontradas en el testigo. Una fractura mecánica causada por la manipulación no debe afectar adversamente el índice de RQD. Los tramos del testigo con fracturas mecánicas deberán aproximarse a una unidad sólida con el fin de llegar a un valor RQD que refleje la calidad del macizo rocoso in situ.

79

Anexo B


Figura B1 Ejemplo de una hoja de Registro de Testigos R

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Revestimiento y centro diámetro/profundidad (m)

Presencia de agua

Profundidad / Elevación (m)

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Notas / Comentarios / Marca de Profundidad / Tipo de Relleno y

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80

Anexo B


Figura B3Ejemplo de una Hoja de Mapeo Geotécnico

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81

Anexo B


Figura B5Procedimientos RQD de Registro de Testigos

B2.2.2 RQD Obtenido del Mapeo de Paredes

La medición del índice de RQD también puede ser adaptada para el mapeo de paredes de discontinuidades. Cuando se realice el mapeo lineal en las paredes de la labor subterránea, el RQD puede ser evaluado aproximadamente usando la siguiente ecuación:

RQD = 115 - 3.3 Jv (aprox.) (B1)

(RQD = 100; para JV < 4.5)

El conteo volumétrico de discontinuidades “Jv” está definido como la suma del número de discontinuidades por metro cúbico para todas las discontinuidades presentes. El número de discontinuidades de cada conjunto deberá estar contabilizado a distancias apropiadas (e.g., 5 m o 10 m a lo largo de una dirección perpendicular al rumbo del conjunto de discontinuidades.

De manera alternativa, se puede usar el inverso del espaciado verdadero representativo para cada conjunto, de la siguiente manera:

.etcJ3 ntoEspaciamie

J3dNo.J2 ntoEspaciamie

J2dNo.J1 ntoEspaciamie

J1dNo.Jv +++=juntasejuntasejuntase

(B2)

Hay que señalar que se deberá usar el espaciamiento verdadero y no el espaciamiento aparente producido por la intersección oblicua con la pared de roca. Esta medida es válida para macizos rocosos de 3 o más conjuntos de juntas bien desarrolladas.

82

Anexo B


Otro método simple para calcular el RQD consiste en usar una regla graduada de 2 m de largo colocada en la cara de una roca expuesta como se puede apreciar en la Figura B4 (Hutchinson & Diederichs, 1996). Hay que resaltar que se puede usar la misma cinta utilizada para el mapeo lineal. El RQD se calcularía añadiendo la longitud de todos los espacios entre juntas o entre planos de estratificación mayores a 10 cm y dividiéndola entre la longitud de la regla usada. Cuando se hace la estimación del RQD para un macizo rocoso no disturbado, se debe tener cuidado de considerar sólo discontinuidades in situ y no grietas de tensión inducidas y fracturas relacionadas con voladuras. Ignorar cualquier fractura que tenga menos de 0.5 m de longitud. El RQDw es un estimado de la calidad del macizo rocoso post excavación que podría ser un límite inferior para la calidad de la roca local cuando se compara con el RQD obtenido del registro de testigos.

Figura B6 Estimación del RQD Equivalente (RQDW) de una Cara Expuesta de la Roca (Hutchinson & Diederichs, 1996)

B2.2.3 Resistencia y Meteorización

Para los propósitos de la clasificación del macizo rocoso, la resistencia de la roca se registra durante la investigación del sitio en términos de su Resistencia a la Compresión Uniaxial o Resistencia a la Compresión No Confinada (Uniaxial Compression Strenght - UCS) en MPa.

La meteorización y alteración (química/hidrotermal) de la roca también deberá ser registrada durante la investigación de sitio, ya que típicamente proporciona un medio cualitativo de predicción de la resistencia en base a la degradación de la roca.

Existen diversos métodos directos e indirectos para obtener el UCS, incluyendo:

• Ensayos de Laboratorio de UCS de los testigos;

83

Anexo B


• Ensayos de Carga Puntual (Point Load Test - PLT) de los testigos o los fragmentos de roca; o

• Ensayos de índices de resistencia usando la escala de índice de dureza del ISRM (International Society of Rock Mechanic).

En la Tabla B1 se muestra un rango típico de los valores de UCS para los diversos tipos de roca como referencia.

Tabla B1 Datos de Resistencia para la Roca Intacta (Bieniawski, 1973)

Resistencia a la Compresión Uniaxial (MPa) Tipo de Roca Min. Max. Promedio

Tiza 1.1 1.8 1.5 Sal en roca 15 29 22.0

Carbón 13 41 31.6 Limolita 25 38 32.0 Esquisto 31 70 43.1 Pizarra 33 150 70.0 Lutita 36 172 95.6

Arenisca 40 179 95.9 Lodolita 52 152 99.3 Mármol 60 140 112.5 Caliza 69 180 121.8

Dolomía 83 165 126.3 Andesita 127 138 128.5 Granito 153 233 188.4 Gneiss 159 256 195.0 Basalto 168 359 252.7 Cuarcita 200 304 252.0 Onlerita 227 319 280.3 Gabro 290 326 298.0 Chert 587 683 635.0

B2.2.3.1 Índice de Dureza ISRM

La escala de dureza de la Tabla B2 debería ser utilizada para estimación de la resistencia de la roca en campo. Estos procedimientos básicos pueden aplicarse al registro de testigos o a investigaciones de mapeo de paredes. Las clasificaciones se basan en simples ensayos mecánicos que pueden realizarse fácilmente en campo. La dureza promedio ponderada de todo el intervalo del registro deberá tomarse a la mitad del intervalo más cercano, e.g., R2.5 (R2.5 sería de R2 a R3).

Los detalles de zonas fracturadas, deberán registrarse por separado en el Registro Gráfico y en la Descripción de Ingeniería. Siempre que sea posible, todo el rango de los ensayos deberá usarse para determinar la dureza, incluyendo el golpe del testigo con un martillo de geólogo, raspado y pelado con una cuchilla y rayaduras con la uña del dedo pulgar, según los procedimientos descritos en la tabla.

84

Anexo B


Tabla B2 Estimación en Campo de la Dureza de la Roca que Representa la Resistencia de la Roca Intacta (ISRM, 1981)

Grado Descripción Identificación en Campo

Rango Aprox. de Resistencia a la

Compresión Uniaxial

Mpa

R0 Roca

Extremadamente débil

La roca puede ser marcada con la uña del pulgar. 0.25 -1

R1 Roca muy débil

Se puede dar forma al material o escarbarse con la cuchilla de bolsillo. Se desintegra al golpe firme con la punta de la picota.

1.0 – 5.0

R2 Roca débil

La cuchilla corta el material pero es muy duro como para darle forma de especimenes triaxiales o el material puede escarbarse difícilmente con una cuchilla de bolsillo. Leves indentaciones (< 5mm) se pueden realizar con golpe firme con la punta de la picota.

5.0 - 25

R3 Roca

moderadamente dura

No puede rasparse o escarbarse con una cuchilla de bolsillo. Las muestras de mano pueden fracturarse con un solo golpe firme de picota.

25 - 50

R4 Roca dura Las muestras de mano requieren más de un golpe de picota para fracturarse.

50 - 100

R5 Roca muy dura La muestra requiere muchos golpes de picota para romper los especimenes de roca intacta (o para fracturarla).

100 - 250

R6 Roca

extremadamente dura

Los repetidos golpes de picota solo obtienen esquirlas. > 250

Nota: 1. Las muestras de mano deberán tener una altura ≅ 2 veces su diámetro. 2. Los materiales con resistencia a la comprensión uniaxial menor a 0.5 MPa y los materiales sin cohesión deberán

ser clasificados usando el sistema de clasificación de suelos. 3. Es probable que las rocas con resistencia a la compresión uniaxial por debajo de 25 MPa (i.e., menor que R2) den

resultados muy ambiguos en las pruebas de carga puntual.

Es muy importante observar que la cuchilla de bolsillo (o lapicero de dureza) y la picota son necesarios para esta tarea. Hasta la fecha, la experiencia muestra que esta simple observación proporciona una solución de bajo costo para la recolección de datos de resistencia de la roca intacta, siempre que las resistencias sean calibradas con ensayos de laboratorio.

B2.2.3.2 Índice de Resistencia de Carga Puntual

El ensayo de carga puntual (PLT) es un método cuantitativo para calcular la resistencia de la roca. El PLT tiene un menor costo y es más fácil de realizar que los ensayos de UCS, permitiendo una mayor frecuencia de ensayos. Estos ensayos pueden realizarse junto con el índice de resistencia ISRM para validar las estimaciones en campo.

Se deben tratar de ensayar todas las muestras representativas del macizo rocoso en lugar de concentrarse en aquellas que son más fáciles de ensayar. Deben llevarse a cabo tanto ensayos axiales como diametrales para obtener una medida de las

85

Anexo B


anisotropías. Podría requerirse una sierra de roca para facilitar la preparación de las muestras para los ensayos axiales.

La muestra no debe presentar discontinuidades, o debe ser ensayada en forma perpendicular a un plano de debilidad, donde la superficie de falla ocurre a través de la roca intacta. Si la muestra falla a lo largo de un plano de debilidad, el ensayo se anula. Una muestra con forma irregular puede ser ensayada, pero el diámetro nominal de la muestra debe ser mayor a 2.5 cm. Si la dureza promedio del intervalo registrado es menor o igual a R1.5 (resistencia ≤ 5MPa), entonces el material es demasiado frágil para obtener un resultado válido del ensayo. En otras palabras, no se debe ensayar ese intervalo. Una muestra que se deforma cerca de los puntos de carga antes de romperse también es demasiado suave y también debe anularse. La información que debe incluirse como parte de todos los ensayos de resistencia índice de carga puntual es la naturaleza de la falla y si esta ocurrió a través de la roca intacta o prematuramente a lo largo de la junta.

Los valores del Índice de Resistencia de Carga Puntual (Is50) corregidos para un espécimen de testigo de 50 mm de diámetro se obtienen usando la siguiente fórmula (ISRM, 1981):

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donde :

• De es el diámetro equivalente e igual al diámetro del espécimen (D) para los ensayos diametrales o 4AD/π para los ensayos axiales. (A = longitud de la muestra)

• Is50 es el índice de resistencia de carga puntual • P es la carga puntual aplicada a la falla.

El valor de Is50 puede correlacionarse con las resistencias UCS si los ensayos de UCS se realizan sobre muestras tomadas de los mismos tipos de roca, profundidades, resistencias, y alteraciones. Los factores de correlación pueden variar significativamente dependiendo del tipo de roca.

B2.2.3.3 Índices de Meteorización y/o Alteración

El grado de meteorización describe la descomposición de la roca por el proceso de erosión mientras que la alteración hidrotermal y/o supergénica describe la alteración y descomposición de la roca intacta por procesos químicos.

El proceso de meteorización tiende a penetrar desde la superficie hasta cierta profundidad en el macizo rocoso. Por otro lado, la alteración hidrotermal puede afectar la resistencia de la roca a una mayor profundidad (algunas veces creando el llamado “halo” de alteración).

El grado de meteorización, alteración hidrotermal, argilización u otras formas de alteración pueden causar una reducción en la resistencia y competencia de la roca. Por ello, es importante registrar el grado de meteorización o alteración representativa de las condiciones promedio por corrida, a menos que se presente dentro de la corrida

86

Anexo B


de perforación un tramo significativo de roca de diferente grado de meteorización. La Tabla B3 describe el grado de meteorización según el ISRM (1981). Éste proporciona una medida cualitativa del grado de meteorización para el material de roca original. La misma tabla puede adaptarse para definir el grado de alteración de la roca.

Tabla B3 Clasificación de la Meteorización de la Roca (ISRM 1981)

Término Símbolo Descripción Extensión de la Decoloración

Condición de la Fractura

Características

Superficiales Fresca (FW)

W1 Sin signos visibles de meteorización

Ninguna Cerrada o Decolorada

Sin cambios

Levemente Meteorizada

(SW) W2

La Decoloración indica meteorización de la roca en la superficie de las discontinuidades. Menos del 5% de alteración del macizo rocoso.

<20% del espaciamiento de la fractura en ambos lados de la fractura.

Decolorada, puede contener rellenos de poco espesor

Decoloración Parcial

Moderadamente Meteorizada

(MW) W3

Menos del 50% del material rocoso está descompuesto y/o desintegrado hasta el punto de parecer suelo. Roca fresca o descolorida está presente en forma discontinua o como núcleos.

>20% del espaciamiento de la fractura en ambos lados de la fractura.

Decolorada, puede contener rellenos de espesor significativo

Decoloración parcial a total, no disgregable excepto rocas pobremente cementadas

Muy Meteorizada

(HW) W4

Más del 50% del material rocoso está descompuesto y/o desintegrado hasta el punto de parecer suelo. Roca fresca o descolorida está presente en forma discontinua o como núcleos.

Completa Relleno con minerales de alteración

Disgregable y posiblemente con agujeros.

Completamente Meteorizada

(CW) W5

El 100% del material rocoso está descompuesto y/o desintegrado a suelo. La estructura original está aún mayoritariamente intacta.

Completa Relleno con minerales de alteración

Parece suelo

Suelo Residual W6

Toda la roca está convertida en suelo. La fábrica y estructura original de la roca está destruida. Hay gran cambio volumen, pero el suelo no ha sido significativamente transportado.

Completa N/A Parece suelo

B2.2.4 Datos de Discontinuidad

Las ubicaciones de las discontinuidades del macizo rocoso, espaciamiento y las propiedades de la superficie son un aspecto importante de la clasificación del macizo rocoso y se deberá registrar la mayor cantidad de datos posibles durante una investigación de sitio para reducir la parcialidad.

87

Anexo B


B2.2.4.1 Frecuencia de Fracturas y Espaciamiento

La Frecuencia de facturas se utiliza para determinar el espaciamiento entre fracturas dentro del macizo rocoso. El espaciamiento de la fractura tiene una influencia directa en la resistencia y comportamiento del macizo rocoso que podría afectar el diseño del tapón y del pilar corona.

El número de fracturas por metro en el intervalo de la muestra deberá registrarse hasta un valor máximo de aprox. 25 fracturas/m. Sin embargo, las secciones con zonas de fallas o testigos rotos deberán distinguirse en la muestra del sondaje con un valor arbitrario de aprox. 40 fracturas/m. Para la clasificación del macizo rocoso, la zona de falla o las zonas con testigos rotos podrían clasificarse separadamente del macizo rocoso adyacente sin fallas para evitar parcialidades indebidas de la clasificación del macizo de la roca fuente.

A pesar que la frecuencia de las fracturas proporciona una aproximación del espaciamiento entre las fracturas, también es útil medir el espaciamiento entre las discontinuidades de la misma familia o conjunto, lo cual sería representativo para ese intervalo de registro. Este espaciamiento podría compararse con el obtenido por la frecuencia de fractura y/o usado como espaciamiento de juntas en el sistema de clasificación del macizo rocoso de Bieniawski.

B2.2.4.2 Orientación de las Discontinuidades

La orientación de las discontinuidades es especialmente importante para el diseño del pilar corona. La dirección y el ángulo de buzamiento de las discontinuidades pueden ser registradas del registro de testigos orientados o del mapeo de paredes. Las orientaciones de discontinuidades pueden influenciar directamente en la estabilidad global del macizo rocoso dependiendo de la geometría del pilar corona o tapón que se esté diseñando. Los datos de orientación pueden ser ploteados estereográficamente a fin de identificar potenciales conjuntos de juntas para análisis cinemáticos.

B2.2.4.3 Condición de la Superficie a lo largo de las Discontinuidades

Las condiciones a lo largo de la superficie de una discontinuidad son registradas con el fin de evaluar la resistencia y comportamiento de la discontinuidad. Los dos sistemas de clasificación discutidos requieren una caracterización similar de las propiedades de discontinuidades.

Condición de Discontinuidades (Sistema RMR de Bieniawski)

Según el criterio de Bieniawski, se asigna un valor particular a la condición general de las discontinuidades o series de discontinuidades dentro de un intervalo registrado según su rugosidad, continuidad, abertura, alteración y relleno. Se asigna un valor de acuerdo a la Tabla B4.

Si existe la disponibilidad de una adecuada cantidad de información sobre discontinuidades, se puede utilizar la Tabla B5 para asignar valores a cada propiedad individual de discontinuidad.

88

Anexo B


Tabla B4 Valores para la Condición de las Discontinuidades (Bienawski 1976)

Condición de la Fractura RMR76

Superficies muy rugosas, fracturas discontinuas, sin separación, no meteorizadas. 25 Superficies ligeramente rugosas, separación < 1 mm, ligeramente meteorizadas 20 Superficies ligeramente rugosas, separación < 1 mm, muy meteorizadas. 12 Superficies pulidas ó relleno < 5 mm de ancho ó separación = 1 - 5 mm. Fracturas continuas 6

Relleno blando > 5 mm de ancho ó separación > 5 mm. Fracturas continuas. 0

Tabla B5 Guía para la Clasificación de Discontinuidades (Bieniawski 1976/1989 RMR)

Jn, Jr, Ja, y Jw (Barton et al. Sistema Q)

El sistema del Índice Q de clasificación del macizo rocoso agrupa las características de las discontinuidades en cuatro grandes categorías; Índice de Sistemas de Juntas (Jn); Índice de Rugosidad de las Juntas (Jr); Índice de Alteración de las Juntas (Ja); y Factor de Reducción de Agua de las Juntas (Jw). A continuación se presenta una breve descripción de cada parámetro y en la Tabla B6 se encuentran sus valores correspondientes.

Índice de Sistemas de Juntas (Jn)

La categorización según el índice de sistemas de juntas presentes se determina según la Tabla B6. El parámetro “Jn” a menudo se verá afectado por foliación, esquistosidad, clivaje o estratificación. Si se encuentran muy desarrolladas, estas “juntas” paralelas obviamente deberán ser consideradas como un conjunto completo de juntas. Sin embargo, si hay pocas “juntas” visibles, o sólo fracturas ocasionales en el testigo debido a esas características, entonces sería más apropiado contarlas como “juntas aisladas” cuando se evalúe “Jn”.

Índice de Rugosidad de las Juntas (Jr)

El índice de rugosidad promedio de juntas se determina según los valores en la Tabla B6. Cuando la rugosidad de las juntas varía, deberá utilizarse “el peor escenario” del principal conjunto de juntas. Varios valores de “Jr” se muestran en la Figura B3.

Z|Continuidad Abertura Rugosidad Relleno Meteorización

(m) ‘76 (mm) ‘76 Rugosidad ‘76 (mm) ‘76 Alteración ‘76

< 1 5 ninguna 5 Muy rugosa 5 Ninguno 5 Ninguna 5 1-3 4 <0.1 4 Rugosa 4 Duro<5 4 Ligeramente 4

3-10 3 0.1-1 3 Ligera 3 Duro>5 3 Moderadamente 3

10-20 1 1-5 1 Suave 1 Blando<5 2 Muy alterada 1

>20 0 >5 0 Resbaladiza 0 blando>5 0 Descompuesta 0

89

Anexo B


Figura B7 Representación Ilustrativa de Rugosidad de las Juntas (Barton, 1987)

Índice de Alteración de Juntas (Ja)

El índice de alteración de juntas se determina según el valor apropiado de la Tabla B6. Se considera tanto la separación entre las superficies de las juntas como el relleno de juntas. Una fractura sin relleno tiene una categorización más baja que una fractura llena y a medida que la alteración se incremente, el “Ja” también aumenta.

Factor de Reducción de Agua en la Juntas (Jw)

Durante el registro de testigos, se desconocen las condiciones de agua en las juntas a menos que se incorpore en el programa una cámara en el sondaje. Si la condición del agua de la junta no se puede determinar directamente, se signa un valor de Jw, como se muestra en la Tabla B6, a la clasificación del macizo rocoso en base a las condiciones calculadas en el subsuelo. Se pueden considerar otras opciones en base al influjo de agua esperada en la excavación. Si es posible, el mapeo subterráneo de las discontinuidades proporcionará una buena indicación in situ de las condiciones del agua en las juntas.

90

Anexo B


Tabla B6 Parámetros de Discontinuidad del Sistema Q, Descripciones y Valores Asignados (Barton et al. 1974)

Parámetro Ítem y Descripción Valor Índice de

Sistemas de Juntas (Jn)

Masiva Un sistema de fracturas Un sistema de fracturas más una aislada Dos sistemas de fracturas Dos sistemas de fracturas más una aislada Tres sistemas de fracturas Tres sistemas de fracturas más una aislada Cuatro o más sistemas de fracturas Roca triturada

0.5 2.0 3.0 4.0 6.0 9.0 12.0 15.0 20.0

Índice de Rugosidad

de las Juntas

(Jr)

Rugosa y ondulosa Suave y ondulosa Rugosa y plana Suave y plana, o rellena Resbaladiza y plana

3.0 2.0 1.5 1.0 0.5

Índice de Alteración de

las Juntas (Ja)

Fracturas sin relleno: Fracturas sanas Sólo manchas de superficie, sin alteración Paredes de la fractura ligeramente alteradas Recubrimiento limoso o arenoso Recubrimientos con arcilla Fracturas con relleno: Relleno de arena o roca triturada Rellenos arcillosos duro de menos de 5 mm de espesor Rellenos arcillosos blandos de menos de 5 mm de espesor Rellenos de arcillas expansivas de menos de 5 mm de espesor Rellenos arcillosos duro de más de 5 mm de espesor Rellenos arcillosos blandos de más de 5 mm de espesor Rellenos de arcillas expansivas de más de 5 mm de espesor

0.75 1.0 2.0 3.0 4.0

4.0 6.0 8.0 12.0 10.0 15.0 20.0

Factor de Redicción de Agua en las Juntas (Jw)

Excavación seca o flujo menor de < 5 l/m localmente Flujo o presión media, lavado ocasional del relleno de la junta Gran fuljo o alta presión en roca competente con juntas sin relleno Gran flujo o alta presión Flujo excepcionalmente alto o presión con voladura que se desintegra con el tiempo Flujo o presión altamente excepcional

1.0 0.66 0.50 0.33

0.2 – 0.1

0.1-0.05

B3. CLASIFICACIÓN DEL MACIZO ROCOSO

Los esquemas de clasificación del macizo rocoso comúnmente utilizados, que se aplican al diseño del pilar corona y tapón son el sistema de Valoración del Macizo Rocoso de Bieniawski (RMR) (Bieniawski 1976,1989), y el sistema de Indice Q de Barton (Barton et al. 1974). Ambos sistemas se basan en criterios empíricos desarrollados a través de casos estudiados, principalmente de estructuras civiles subterráneas. Los esquemas de clasificación requieren una caracterización del macizo rocoso según los procedimientos descritos en la Sección 2.0.

Se requiere de criterio cuando se apliquen los sistemas de clasificación del macizo rocoso. Los dominios geotécnicos y las regiones estructurales en los cuales se aplican los sistemas de valorización pueden variar significativamente de un área a otra, y esto puede tener un gran impacto en los valores obtenidos. Se requiere que el usuario aplique el sistema de valorización de manera apropiada.

91

Anexo B


Los dos sistemas de clasificación ponen diferente énfasis en los diferentes parámetros, y se recomienda que ambos métodos se usen para obtener una comparación.

B3.1.1 Sistema RMR de Bieniawski

Las guías para el sistema RMR de Bieniawski fueron publicadas por primera vez en 1976 y en la versión de 1989 del sistema de clasificación se hicieron cambios en los valores de varios parámetros. El sistema RMR ha ganado una amplia aceptación en el diseño de túneles, cámaras, minas, taludes y cimentaciones, y la aplicación del RMR para los diseños de pilares corona y tapones se considera factible. Ambas versiones, la de 1976 y la de 1989 del RMR incorporan los valores de los siguientes cinco parámetros:

1. Resistencia de la roca intacta; 2. RQD; 3. Espaciamiento de juntas; 4. Condición de las juntas; y

5. Agua subterránea.

El RMR se calcula como la suma de los cinco valores de la siguiente manera:

RMR = (1) + (2) + (3) + (4) + (5) – Ajuste por orientación de la junta (B4)

Las clasificaciones y valores de la versión de RMR de 1976 (RMR76) se muestran en la Tabla B7. Es importante reconocer cuál versión del sistema de clasificación se está usando ya que muchas de las aplicaciones empíricas en forma de pautas de diseño se refieren a una versión específica del sistema RMR. La versión RMR76 se presenta aquí correlacionada con el sistema Q.

B3.1.2 Ejemplo: Aplicación del RMR en la Evaluación del Macizo Rocoso

Se está llevando a cabo una investigación para el diseño de una galería cercana a la superficie a ser ubicada aproximadamente a 100 m debajo del terreno de superficie y actualmente no existe ninguna excavación.

El frente de avance planeado de la galería tiene una orientación hacia el noreste a través de un macizo de granito ligeramente meteorizado con un sistema dominante de juntas con dirección aproximada sudeste hacia el frente de avance y buzamiento de aproximadamente 70º hacia el suroeste. Los ensayos de resistencia a la compresión uniaxial de los testigos muestran una resistencia UCS promedio de 150 MPa, y en campo se registró un RQD promedio de 80%. Las juntas son ligeramente rugosas y alteradas con una separación de <1 mm, están espaciados cada 300 mm. En el momento en que se realizaron similares excavaciones mineras, las condiciones eran de húmedo a mojado.

92

Anexo B


Tabla B7 Sistema de Valoración del Macizo Rocoso RMR76 (Bieniawski 1976) A. PARÁMETROS DE CLASIFICACIÓN Y SUS CATEGORIZACIONES

PARÁMETRO RANGO DE VALORES

Índice Para este rango bajo

Resistencia de Carga >8 MPa 4-8 MPa 2-4 MPa 1-2 MPa es preferible el

1 del material Puntual ensayo UCS

de roca Resistencia a la

intacta Compresión >200 MPa 100-200 MPa 50-100 MPa 25-50 MPa 10-25 3-10 1-3

Uniaxial MPa MPa MPa

CATEGORIZACIÓN 15 12 7 4 2 1 0

2 Calidad del testigo de perforación - RQD 90-100% 75-90% 50-75% 25-50% <25%

CATEGORIZACIÓN 20 17 13 8 3

3 Espaciamiento de juntas >3m 1-3m 0.3-1m 50-300mm <50mm


Superficies muy rugosas Superficies ligeramente rugosas

Superficies ligeramente rugosas

Superficies pulidas Relleno suave >5mm

4 Condiciones Sin continuidad Separación <1mm Separación <1mm ó Relleno <5mm ó Juntas abiertas >5mm

de Juntas Sin separación Paredes con juntas apretada Paredes con juntas sueltas ó Juntas abiertas 1-5mm Juntas continuasParedes con juntas

apretadasJuntas continuas


flujo por túnel de Ninguno <25 L/min. 25-125 L/min. >125 L/min.

5 Agua 10 m de longitud

subterránea Condiciones Completamente Sólo húmedo Agua bajo presión Problemas severos de aguaGenerales (agua intersticial) moderada

CATEGORIZACIÓN 10 7 4 0

B. AJUSTES DE CATEGORIZACIÓN PARA ORIENTACIONES DE JUNTASOrientación de juntas Muy favorable Favorable Regular Desfavorable Muy desfavorable

Túneles 0 -2 -5 -10 -12

CATEGORIZACIÓN Cimentaciones 0 -2 -7 -15 -25

Taludes 0 -5 -25 -50 -60

C. CLASES DE MACIZO ROCOSO DETERMINADOS DE LAS CATEGORIZACIONES TOTALES CATEGORIZACIÓN 100-81 80-61 60-41 40-21 <20

Número de clases I II III IV V

Descripción Roca muy buena Roca buena Roca regular Roca pobre Roca muy pobre

D. SIGNIFICADO DE LAS CLASES DE MACIZO ROCOSONúmero de clases I II III IV V

Average stand-up time 10 años para tramo de 5m 6 mesos para tramo de 4m 1 sm para tramo de 3m 5 hrs para tramo de 1.5m 10 min para tramo de 0.5m

Cohesión del macizo rocoso >300 kPa 200-300 kPa 150-200 kPa 100-150 kPa <100 kPa

Ángulo de fricción del macizo rocoso >45° 40-45° 35-40° 30-35° <30°

E. EFECTO DE LAS ORIENTACIONES DE LAS JUNTAS EN LOS TÚNELESOrientación perpendicular para eje de túnel Orientación paralela al Inclinación 0-20°

Conducción con inclinación Conducción contra la inclinación eje del túnel sin considerar

Inclinación 45-90° Inclinación 20-45° Inclinación 45-90° Inclinación 20-45° Inclinación 45-90° Inclinación 20-45° la orientaciónMuy favorable Favorable Regular Desfavorable Muy desfavorable Regular Desfavorable

seco

Usando el índice RMR76, el valor RMR se calculó de la siguiente manera:

Índice de Tablas Ítem Valor Categoría

A.1 UCS 150 MPa 11 A.2 RQD 80 % 17 A.3 Espaciamiento de Discontinuidades 300 mm 15

Continuo < 1 mm Ligeramente rugoso Sin relleno Ligeramente meteorizado

0 3 3 5 4

A.4 Condición de discontinuidades1

Sub-Total 15 A.5 Agua subterránea Húmedo a mojado 6 B. Ajuste para orientación de junta2 Regular -5 Total 59

Nota: 1 Las categorías para la condición de las discontinuidades también se pueden generalizar en el Ítem A.4, o de lo

contrario se puede usar el Ítem E si hay más información disponible. En este ejemplo, se asume que las juntas son esencialmente continuas en la roca dura.

2 Se considera un ajuste de orientación de juntas para las orientaciones de juntas con buzamiento de 70˚ hacia la dirección propuesta de conducción. Para esta circunstancia se ha considerado un ajuste de categoría de ‘Regular’.

93

Anexo B


El valor RMR de 59 indica que el macizo rocoso es de ‘Regular’ a ‘Bueno’. La aplicación de esta categorización, ya sea para el tiempo de autosostenimiento del techo, remediación del soporte del terreno, o la determinación de las propiedades el macizo rocoso, requiere criterio de ingeniería. Otras aplicaciones del sistema RMR de Bieniawski pueden encontrarse en la Sección B4.0.

Cabe resaltar que para la evaluación de la calidad el macizo rocoso para propósitos del análisis del pilar corona, no se han hecho ajustes en términos de orientación de las juntas (ítem B en el ejemplo anterior).

B3.1.3 Índice Q del Sistema de Barton

Barton et al (1974) analizaron muchos datos relacionados con la calidad del macizo rocoso con los requerimientos de comportamiento y soporte de las excavaciones subterráneas. Con este sistema, la estructura del macizo rocoso, las características de fricción de las fracturas y las resistencias que rodean una abertura son evaluadas y combinadas para obtener el Índice de Calidad del Túnel (Índice Q). El sistema se basa en 212 registros de casos de excavación de rocas ígneas, metamórficas y sedimentarias. Los espacios de aberturas varían entre 5 – 30 m y las profundidades van desde muy superficial (<50 m) hasta 500 m.

El sistema Q tiene la siguiente fórmula:

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛=

SRFJ

JJ

JRQDQ w

a

r

n

** (B5)

donde:

• RQD = denota la Designación de la Calidad de la Roca • Jn = el índice de sistemas de juntas • Jr = el índice de rugosidad de las juntas • Ja = el índice de alteraciones de las juntas • Jw = el factor de reducción de agua de la junta • SRF = el factor de reducción de resistencia

Si el RQD es menor a 10%, para propósitos de cálculo se emplea un valor de 10. El sistema Q no incorpora la resistencia de la roca directamente en el sistema de clasificación. Sin embargo, la resistencia del macizo rocoso en términos de las condiciones de resistencia in situ es considerada en la estimación del SRF.

El valor de Q varía desde 0.001 para terreno descompuesto de calidad excepcionalmente pobre hasta 1,000 para roca de calidad excepcionalmente buena que prácticamente no tiene fracturas. En la Tabla B8 se muestran guías para la valoración en el sistema Q. Las clases de macizo rocoso se definen de la siguiente manera:

Valoración del Índice Q 0.0001-0.01 0.01-0.1 0.1-1 1-4 4-10 10-40 40-100 100-400 400-1000

Calidad del Macizo Rocoso

Excepcionalmente mala

Extremadamente mala

Muy mala Mala Regular Buena Muy

buena

Extremadamente buena

Excepcionalmente buena

94

Anexo B


Tabla B8 Índice del Sistema Q (Barton et al. 1974) DESCRIPCCION VALOR NOTAS

1. DESIGNACION DE LA CALIDAD DE LA ROCA RQD

A. Muy pobre 0 - 25 B. Pobre 25 - 50

1. Cuando RQD es reportado o medido como 10 (Incluyendo 0), un valor nominal de 10 es usado para evaluar Q.

C. Regular 50 - 75 D. Bueno 75 - 90 E. Excelente 90 - 100

2. Los intervalos RQD de 5,95, 90 y 100 son suficientemente precisos.

2. NÚMERO DE FAMILIAS DE DISCONTINUIDADES Jn

A. Macizo intacto 0.5 - 1.0 B. Una familia de discontinuidades 2 C. Una familia y discontinuidades aleatorias 3 D. Dos familias de discontinuidades 4 1. Para intersecciones usar (3.0 x Jn) E. Dos familias y discontinuidades aleatorias 6 F. Tres familias de discontinuidades 9 2. Para portales usar (2.0 x Jn) G. Tres familias y discontinuidades aleatorias 12 H. Cuatro o más familias, macizo altamente fracturado 15 J. Macizo fracturado o roca triturada 20

3. INDICAR NÚMERO DE RUGOSIDAD Jr

a. Contacto con pared de roca b. Contacto con pared de roca antes de 10cm de corte

originando desplazamientos A. Discontinuidades no persistentes 4 B. Paredes rugosas e irregulares, onduladas 3 C. Discontinuidades lisas y onduladas 2 D. Discontinuidades pulidas y onduladas 1.5 E. Discontinuidades rugosas pulidas y onduladas 1.5

1. Adicionar 1 si el espaciamiento promedio de la discontinuidad más representativa fuera mayor que 3m.

F. Discontinuidades planas 1 G. Discontinuidades pulidas y planas 0.5

c. Sin contacto entre paredes de discontinuidades con cizallamiento

2. Jr =0.5 puede ser usado en el caso de que las discontinuidades pulidas y planas estén orientadas en la dirección de la resistencia mínima

1 (nominal) H. Relleno que contiene arcilla y minerales gruesos suficiente para prevenir el contacto con pared de roca

1 (nominal) J. Arenoso, gravoso o aplastado, zona gruesa suficiente para prevenir el contacto con pared de roca

4. CONDICIÓN DE ALTERACION Ja φr (º)

a. Contacto con pared de roca A. Completamente curado, duro, no-blando, cubierta impermeable 0.75 B. Paredes inalteradas, superficie manchada 1 25 - 35 C. Paredes ligeramente alteradas, capa de minerales blandos,

partículas arenosas, roca desintegrada libre de arcillas, etc. 2 25 - 30

1. Los valores de φr, el ángulo de fricción residual, diseñado como una guía aproximada para las propiedades mineralógicas de la alteración de productos.

D. Limoso, capas arenosas-arcillosa, pequeña fracción de arcilla 3 20 - 25 E. Material con baja fracción de capas de arcilla y minerales,

caolinita, mica. También cloruro, talco, yeso y grafito, etc, y pequeñas cantidades de arcillas. (Capas discontinuas, 1-2mm o menos)

4 8 - 16

b. Contacto con paredes de roca (10cm) de fallar por corte F. Partículas de arena, libre de arcilla, roca desintegrada, etc. 4 25 - 30 G. Arcilla sobre consolidadas, cubierta de arcilla mineral no-blando

(continuo < 5mm de grosor) 6 16 - 24 H. Arcilla con mediana o baja consolidación, cubierta suave de

arcilla mineral (continuo < 5mm de grosor) 8 12 - 16 J. Cubiertas de arcilla, montmorillonita, (continuo < 5mm de

grosor). Valores de Ja depende en porcentaje de partículas de arcilla, y acceso a agua.

8 - 12 6 - 12

c. No hay contacto con pared de roca cuando hay corte K. Zonas de desintegración o trituración 6 L. Roca y arcilla (ver G, H y J por condiciones de arcilla) 8 M. Zonas limosas o arcilla-arenosa, pequeñas fracciones de arcilla 8 -12 N. Zonas continuas gruesas o bandas de arcilla (ver G, H y J por

condiciones de arcilla) 5 O. Zonas o bandas continuas gruesas de arcilla 10 - 13 P. & R. (ver G. H y J para las condiciones de arcilla) 6 - 24

6- 24

5. PRESENCIA DE AGUA EN EL MACIZO Jw Presión de agua aprox. (kPa) A. Excavación seca o menor afluencia < 5 l/m localmente 1 < 1 B. Mediana afluencia o presión alta, ocasionada por un depósito de

arena y/o grava de relleno 0.66 1 - 2.5 C. Larga afluencia o presión alta en una roca apta con rellenos 0.5 2.5 - 10 D. Larga afluencia o presión alta 0.33 2.5 - 11

1. Factores estimados ampliamente; aumenta Jw si se instala un drenaje.

E. Excepcionalmente una alta afluencia o presión de corriente, se debilita con el tiempo 0.2 – 0.1 > 10 2. Problemas especiales causados por una

formación de hielo no son considerados. F. Excepcionalmente una alta presión de afluencia 0.1- 0.05 > 10

95

Anexo B


Tabla B8 Índice del Sistema Q (Barton et al. 1974) (continuación) DESCRIPCCION VALOR NOTAS

6. FACTOR DE REDUCCION DE ESFUERZOS SRF

a. Las zonas débiles intersectan la excavación, lo que ocasiona pérdidas de rocas cuando el túnel es excavado

A. Múltiples situaciones de las zonas débiles que contienen arcillas o roca químicamente desintegrada, roca muy suelta en el entorno (a cualquier profundidad)

10 1. Reducir estos valores de SRF por 25 - 50% pero solo si las

zonas de influencia relevantes de corte no intersecte la excavación.

B. Zonas débiles con contenido de arcilla, o roca químicamente desintegrada (profundidad de la excavación < 50m) 5

C. Zonas débiles con contenido de arcilla, o roca químicamente desintegrada (profundidad de la excavación > 50m) 2.5

D. Múltiples zonas cizalladas con roca competente (arcilla suelta), roca suelta en el entorno (cualquier profundidad) 7.5

E. Zona de corte isoladas con roca competente (arcilla suelta). (profundidad de excavación < 50m) 5

F. Zona de corte con roca competente (arcilla suelta). (profundidad de excavación > 50m) 2.5

G. Discontinuidades abiertas, intensamente fracturadas, (cualquier profundidad) 5

b. Roca apta, problemas del esfuerzo en la roca

H. Esfuerzos bajos superficiales 2.5 σc/σ1 > 200

σt/σ1 >13

J. Esfuerzos moderados 1 200 - 10 13 – 0.66 K. Esfuerzos altos, estructura muy competente (usualmente

favorable para la estabilidad y quizás desfavorable para la estabilidad de la pared)

0.5 – 2 10 - 5 0.66 – 0.33

L. Estallido de roca moderado (macizo casi intacto) 5 – 10 5 – 2.5 0.33 – 0.16 M. Estallido de roca intenso

10 - 20 <2.5 <1.16

2. Para una fuerte anisotropía del esfuerzo plástico (si es medido): cuando 5≤σ1/σ3≤10, se reduce σc a 0.8σc y σt a 0.8σt. Cuando σ1/σ3 > 10, se reduce σc y σt a 0.8σc y 0.8σt, donde:

σc = esfuerzo compresivo σt = esfuerzo de tensión (carga puntual) σ3 es el esfuerzo principal máximo

y mínimo c. Roca exprimida, flujo plástico de roca de baja calidad

bajo influencia de una alta presión en roca N. Presión de roca leve 5 – 10 O. Alta presión de roca

10 – 20

3. Algunos casos disponibles donde la profundidad de la corona bajo la superficie es menor. Sugerencia el SRF aumenta de 2.5 a 5 para dichos casos (ver H).

d. Roca ampollosa, actividad química de formación de ampollas depende de presencia de agua

P. Presión de roca moderada 5 – 10 R. Alta presión de roca 10 - 15

NOTAS ADICIONALES EN EL USO DE ESTAS TABLAS Cuando se hacen estimaciones sobre la calidad de roca (Q) las siguientes indicaciones deben estar seguidas en suma en las tablas: 1. Cuando la perforación del testigo no es posible, el RQD puede ser estimado del número de juntas por unidad de volúmen, en el cual el número de uniones

por metro para cada junta son sumadas. Una simple relación puede ser usada para convertir este número a RQD para el caso de arcilla suelta en macizos rocosos: RQD = 115 - 3.3 Jv (aprox.), donde Jv =número total de uniones por m3 (0 < RQD < 100 a 35 > Jv >45).

2. El parámetro Jn representa el número de juntas afectadas por foliación, esquistosidad, pizarras, clivaje o estratificación etc. Si el esfuerzo es grande, estas

juntas paralelas deben de ser evidentemente incluidos como una sola discontinuidad. Sin embargo, si hay algunas juntas visibles, o si solo existen fracturas aleatorias en el testigo son debido a estos esfuerzos.

3. Los parámetros Jr y Ja (representan un esfuerzo cortante) deben ser relevantes a las juntas más visibles o a la discontinuidad con mayor cantidad de relleno

de arcilla en una zona determinada. Sin embargo, si la discontinuidad con un mínimo valor de Jr/Ja esta sería favorable para estabilidad. Luego, menos favorables son las discontinuidades mas significativas con un mayor valor de Jr/Ja, esto debe ser usado cuando Q es evaluado. El valor de Jr/Ja debe ser descrito en la superficie mas probable de falla de inicial.

4. Cuando el macizo rocoso contiene arcilla, el factor SRF apropiado para la pérdida de esfuerzos deben ser evaluado. En dichos casos el esfuerzo de la roca

intacta es de poco interés. Sin embargo, cuando las juntas son pocas y la arcilla es ausente, la estabilidad dependerá de la relación roca- esfuerzo/roca-resistencia. Los esfuerzos anisotrópicos son desfavorables para la estabilidad y es bruscamente determinado como en la nota 2 en la tabla de la evaluación del factor de reducción de esfuerzos.

5. Los esfuerzos compresión y tracción (σc y σt) de la roca intacta deben ser evaluados en condiciones saturadas si es apropiado para las condiciones in-situ

presentes y futuras. Debe hacerse un estimado muy conservador de los esfuerzos para aquellas rocas que se deterioran cuando son expuestas a condiciones de humedad o saturación.

96

Anexo B


B3.1.4 Ejemplo: Aplicación del Sistema Q en la evaluación del Macizo Rocoso

El mismo ejemplo que se presentó en el sistema RMR, Sección B3.1, será usado nuevamente para ilustrar la aplicación del procedimiento de clasificación del sistema Q.

El frente de avance propuesto a ser ubicado aproximadamente a 100 m debajo del terreno tiene una orientación noreste a través de granito ligeramente meteorizado con un sistema de juntas dominante con dirección aproximada hacia el sudeste hacia el frente de avance y con buzamiento aproximado de 70º hacia el suroeste. Los ensayos de resistencia a la compresión uniaxial de los testigos muestran una resistencia UCS promedio de 150 MPa, y en campo se registró un RQD promedio de 80%. Las juntas ligeramente rugosas y ligeramente alteradas con una separación de <1 mm, se encuentran espaciadas cada 300 mm. En el momento en que se realizaron similares excavaciones mineras, las condiciones eran de húmedo a mojado.

El RQD se aplica directamente al sistema RQD sin ajustes.

El número de conjunto de juntas (Jn) puede considerarse como un gran conjunto de juntas, pero en la mayoría de ambientes de macizos rocosos, un conjunto adicional de juntas menor o un conjunto de juntas discontinuas generalmente influye en el comportamiento. Por lo tanto, de manera conservadora, se considera un Jn de 3 para un conjunto de juntas más una aislada.

El número de rugosidades de la junta (Jr) puede ser considerado para una superficie de junta ligeramente rugosa. Ya que no existe una categorización para una superficie de junta ligeramente rugosa, se han considerado una Jr de 1.5 para una superficie rugosa y plana, y un Jr de 1.0 para una superficie suave y plana. Tomando una combinación de los dos criterios se obtiene un promedio de una Jr de 1.25 para una discontinuidad suave a rugosa plana.

El número de alteración de juntas (Ja) puede ser considerada para superficies de juntas ligeramente alteradas. Esta descripción puede aplicarse directamente a una Ja de 2.0 para paredes de juntas ligeramente alteradas.

La reducción de agua en la junta (Jw) puede considerarse para las condiciones de húmedo a mojado. Según esta descripción, y considerando una excavación de 100 m por debajo de la superficie con una napa freática hidrostática, un cálculo conservador podría considerar una excavación bajo un flujo o presión media con una Jw de 0.66.

Se tendrá que considerar el factor de reducción de resistencia (SRF) para la profundidad de la excavación de la mina. Si la excavación es de aproximadamente 100 m por debajo de la superficie, usando del SRF para un problema de resistencia de roca competente, podemos estimar que el frente de avance se encuentra por debajo de ambiente de resistencia media por medio del cual 200 < UCS/σ1 < 10. Según esto se obtiene un SRF de 1.0.

Los anteriores parámetros se aplican al sistema Q de la siguiente manera:

110.10.1

225.1

380

=⎟⎠⎞

⎜⎝⎛×⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛×⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛=Q

De los anteriores parámetros se obtiene un valor Q de 11. Esto sugiere una calidad ‘Buena’ de macizo rocoso para el pilar corona. Así como para el sistema RMR, las

97

Anexo B


determinaciones del sistema Q y sus aplicaciones requieren un criterio sólido y familiaridad con el macizo rocoso fuera de los parámetros dados. Gran parte de la selección de parámetros es subjetiva y la experiencia previa influenciará en la selección de parámetros.

B3.1.5 Correlación RMR & Sistema Q

Para una verificación adicional de la validación de los parámetros y criterios, se recomienda que se consulten ambos sistemas, el RMR y el Q, para asegurar la mayor cantidad de información relevante posible utilizada para la clasificación del macizo rocoso. Además, la categorización RMR para un macizo rocoso puede correlacionarse directamente con el valor Q. En base a 111 historias de casos en todo el mundo, se puede aplicar la siguiente relación (Bieniawski, 1976):

44ln976 += QRMR ó ⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −

=9

44exp RMRQ (B6)

Cabe resaltar que hay cierta dispersión en los datos. Es evidente que hay cierto grado de error inherente en el uso de estos sistemas, sin importar el cuidado con que se haya hecho la clasificación del macizo rocoso.

Si la anterior ecuación de correlación se aplica en el ejemplo de práctica discutido en la Sección B3.1 y B3.2, para un Q de 11, existe la siguiente correlación:

( ) 6.654411ln9 =+⋅=RMR

Al comparar el RMR calculado de 65.6 con el RMR de 59 indexado (Sección B3.1), es evidente que existe cierta distorsión en los datos. Una de las razones por las cuales sucede esto es el ajuste de la orientación de la junta que fue aplicado al índice RMR pero no que fue considerado para el sistema Q. Si no se aplica el ajuste de orientación de juntas al RMR, entonces se aplica un RMR de 64 al macizo rocoso logrando una mayor correlación con el sistema Q. En general, los esquemas de clasificación RMR y Q pueden proporcionar resultados consistentes con relación a la clasificación del macizo rocoso, y la aplicación de estos sistemas de categorización para la aplicación del anterior ejemplo se realizó razonablemente bien.

B4. APLICACIONES DE LA CLASIFICACIÓN DEL MACIZO ROCOSO

Los resultados de la clasificación del macizo rocoso pueden aplicarse directamente a las guías empíricas relacionadas con el tiempo de autosoporte de la excavación. También se pueden incorporar en los cálculos de resistencia y deformación del macizo rocoso utilizados para calcular las resistencias de corte. El siguiente texto presenta varias aplicaciones de los sistemas de clasificación RMR de Bieniawski y el índice Q de Barton anteriormente presentados en la Sección B3.0.

98

Anexo B


B4.1.1 Criterios de Diseño Empírico

Los sistemas de clasificación del macizo rocoso son utilizados como base para métodos de diseño empírico. Estos métodos fueron desarrollados para ser usados en excavaciones de ingeniería civil donde la geometría es generalmente mucho más simple que en las minas.

Es necesario resaltar que a pesar que el siguiente criterio de diseño se basa en sólida evidencia empírica, las recomendaciones de diseño sólo deben ser tomadas como guías. Es responsabilidad del usuario la aplicación de estas guías de manera justificable, y desarrollar cualquier análisis empírico con métodos de análisis más completos. Los criterios de análisis tanto para el RMR de Bieniawski como para el sistema Q de Barton son presentados en este documento.

B4.1.2 Uso del Sistema RMR de Bieniawski para el Diseño

Bieniawski (1989) ha relacionado el valor RMR para el tiempo de autosoporte de un espacio activo, sin soporte, tal como se muestra en la Figura B6.

Otros criterios empíricos de diseño relacionados con el soporte de techo y excavación se encuentran disponibles en los documentes de la referencia. (Bieniawski 1974, 1976, 1989)

B4.1.3 Uso del Sistema Q de Barton para el Diseño

En relación al sistema Q para requerimientos de estabilidad y soporte de las excavaciones subterráneas, Barton et al. (1974) entre otros, han desarrollado criterios empíricos de diseño para ser usados en aplicaciones prácticas.

Para las recomendaciones de instalación del soporte del techo en excavaciones subterráneas en base al valor del Índice Q, se utiliza la Relación de Soporte de Excavación (Excavation Support Ratio - ESR). El valor del ESR se relaciona con el uso que se dará a la excavación y el grado de seguridad requerido para mantener su estabilidad durante un periodo adecuado de tiempo. Barton et al (1974) han presentado los siguientes valores:

Categoría de Excavación ESR

A Aberturas mineras temporales. 3-5

B Aberturas mineras temporales, túneles de agua para hidroenergía (excluyendo tuberías de carga de alta presión), túneles piloto, socavones, y frentes de avance para grandes excavaciones.

1.6

C Cuartos de almacenamiento, plantas de tratamiento de agua, túneles pequeños de carreteras y líneas de tren, cámaras de compensación, túneles de acceso.

1.3

D Estaciones de energía, túneles grandes de carreteras y líneas de tren, cámaras de defensa civil, intersección de portales. 1.0

E Estaciones subterráneas de energía nuclear, estaciones ferroviarias, instalaciones deportivas y públicas, fábricas. 0.8

99

Anexo B


Figura B8 Relación entre Tiempo de Autosoporte, Espaciamiento del Techo y RMR (Bieniawski, 1989)

El espacio máximo sin soporte puede ser calculado por el ESR y Q de la siguiente manera (Barton et al 1980):

Espacio Máximo (sin soporte)= 2 ESR Q0.4 (B7)

En base al análisis de registros de casos, se ha estimado la siguiente correlación entre Q y la presión de soporte permanente del techo (Grimstad & Barton 1993):

r

nroof J

QJP

32 3/1−

= (B8)

Otros criterios empíricos de diseño relacionados con el soporte del techo y excavación se encuentran disponibles en los documentos de la referencia (Barton et al. 1974, 1976, 1980, 1992, Grimstad & Barton 1992, 1993)

B4.2 DERIVACIÓN DE PARÁMETROS DEL MACIZO ROCOSO

Los resultados de la clasificación del macizo rocoso puede ser utilizado para generar varios parámetros relacionados con sus propiedades elásticas y de resistencia, los que pueden ser aplicados para determinar su resistencia o para el modelamiento numérico del pilar corona o tapón. La derivación de los parámetros del macizo rocoso proporcionará un estimado más razonable de su resistencia y comportamiento como un todo, en lugar de usar resistencias y deformaciones de muestras de roca intacta de resultados de ensayos de laboratorio.

100

Anexo B


Las siguientes secciones introducen la teoría relacionada con los criterios de falla de Hoek-Brown y Mohr-Coulomb. Usando estos criterios de falla se pueden derivar estimados razonables de parámetros de macizo rocoso para ser utilizados en ecuaciones empíricas de diseño y modelamiento numérico.

B4.2.1 Propiedades Elásticas

El análisis numérico de resistencias inducidas para la minería requiere una estimado bastante exacto del módulo (Em) de deformación y relación de Poisson. El primer parámetro puede estimarse usando la categorización RMR para el macizo rocoso, de la siguiente manera (Bieniawski, 1989):

( )GPa10E 40

10−

=RMR

m (B9)

Varios investigadores han encontrado que esta ecuación proporciona un estimado razonable del modulo de deformación para una macizo rocoso que puede ser útil cuando se tiene muy poca información de campo.

Para materiales típicos de roca dura, la relación de Poisson varía entre 0.15 y 0.30 (Hoek y Brown, 1980). Para estudios de modelamiento, generalmente se asumen valores de 0.2 a 0.25.

B4.2.2 Criterio de Falla Generalizado de Hoek-Brown (Hoek 2002)

El criterio de falla empírico del macizo rocoso de Hoek-Brown originalmente propuesto por Hoek y Brown (1988) ha ganado amplia aceptación como un estimado razonable de la resistencia del macizo rocoso desde que fue propuesto por primera vez. El criterio general es el siguiente:

as

σσmσσσ

ci

'3

bci'3

'1 ⎟⎟

⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛++= (B10)

donde

mb = valor de la constante m para el macizo rocoso s, a = constantes que dependen de las características del macizo rocoso (s=1 para la

roca intacta) σ'c = resistencia a la compresión uniaxial de la roca intacta σ'1 = esfuerzo principal mayor en la falla

σ'3 = esfuerzo principal menor aplicado

Los valores de constantes de materiales mb, s y a pueden calcularse del RMR (Bieniawski’s versión 1976), asumiendo condiciones totalmente secas y una orientación favorable de las juntas.

El Índice de Resistencia Geológica (GSI) fue introducido para ayudar a definir las constantes de materiales, las cuales varían dependiendo del método de excavación y ubicación. Para calcular el GSI a partir del RMR, se deberán usar las siguientes relaciones.

101

Anexo B


Para RMR76 > 18, GSI = RMR76 (aplicar valoración de agua subterránea de 10);

Para RMR76 < 18, GSI = 9 ln(Q )+ 44;

Para RMR89 > 23, GSI = RMR89 - 5 (aplicar valoración de agua subterránea de 5); y

Para RMR89 < 23, GSI = 9 ln(Q) + 44

La Tabla B9 presenta valores de la constante mi para la roca intacta por grupo de roca. La relación entre mb/mi, s y GSI es de la siguiente manera (Hoek et al., 1995):

Para GSI > 25 (macizos rocosos no alterados)

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −

=28

100exp GSImm

i

b (B12)

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −

=9

100exp GSIs (B13)

a = 0.5

Para GSI < 25 (macizos rocosos no alterados)

s = 0

20065.0 GSIa −= (B14)

Tabla B9 Valores Típicos para mi para el Criterio de Hoek y Brown (1988)

Gruesa Media Fina Muy FinaConglomerado Arenisca Limolita Argilita

(22) 19 9 4

Brecha Caliza Dolomita(20) (10) 8

Gipsonita Anhidrita16 13

Mármol Hornfels Cuarcita9 (19) 24

Migmatita Anfibolita Milonita(30) 31 (6)

Gneiss Esquistos Filita Pizarra33 (10) (10) 9

Granito Riolita Obsidiana33 (16) (19)

Granodiorita Dacita(30) (17)

Diorita Andesita(28) 19

Gabro Dolerita Basalto27 (19) (17)

Norito22

Aglomerado Brecha Tufo(20) (18) (15)

* Estos valores son para especímenes de roca intacta con foliación ensayados normalmente. El valor puede variar si la ruptura ocurre a lo largo de la foliación (Hoek 1983)

Grauvaca(18)

Carbón(8-21)

Oscuras

Piroclásticas extrusivas

Orgánica

Carbonatadas

Químicas

Sedi

men

taria

Met

amór

fica

Igne

as

Clástica

No clástica

No foliadas

Foliadas*

Levemente foliadas

Claras

TexturaTipo de Roca Clase Grupo

102

Anexo B


En la Tabla B10 se presentan diferentes calidades de macizos rocosos, según Hoek et al. (1995).

Hoek et al. (2002) introdujo el factor D, el cual depende del grado de alteración al cual ha estado sujeto el macizo rocoso por daño de voladura y relajación del esfuerzo. D varía desde 0 para macizos rocosos in situ no disturbados hasta 1 para macizos rocosos muy disturbados. Los valores D sugeridos se encuentran en la Tabla B11.

El factor de disturbación se toma en cuanta usando las siguientes ecuaciones:

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛

−−

=D1428

100exp GSImm

i

b (B15)

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛

−−

=3D9100GSIexps (B16)

( )20/3GSI/15 ee61

21 −− −+=a (B17)

Para las propiedades del macizo rocoso, la resistencia a la compresión uniaxial se obtiene colocando σ'3 = 0 en la Ecuación 1, dando:

acic sσσ = (B18)

El esfuerzo de tensión del macizo rocoso es:

b

cit m

sσσ −= (B19)

El modulo de deformación del macizo rocoso, incluyendo el factor D, se expresa de la siguiente manera:

Para σci ≤ 100 MPa:

40)10(

101002

1)(−

×⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −=

GSIci

mDGPaE

σ

(B20)

Para σci > 100 MPa:

40)10(

102

1)(−

⋅⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −=

GSI

mDGPaE

(B21)

donde σci es la resistencia a la compresión uniaxial de la roca intacta.

103

Anexo B


B4.2.3 Criterio de Falla de Mohr-Coulomb

Muchos de los cálculos y análisis numéricos usados en el diseño geotécnico se apoyan en el criterio de Mohr-Coulomb y sus parámetros de resistencia al corte, cohesión efectiva (c’), ángulo de fricción efectivo (φ '), y resistencia al corte (τ ). La resistencia al corte se relaciona con los parámetros c’ del macizo rocoso y φ ' a través de la aplicación de resistencia normal σ, según la siguiente ecuación:

'' tanφστ += c (B22)

Los parámetros c' y φ ' puede derivarse de los parámetros del criterio de falla de Hoek-Brown mb, s, y a, según las siguientes ecuaciones que relacionan los criterios de falla de Hoek-Brown y Mohr-Coulomb:

( )( )( ) ( ) ⎥

⎥⎦

⎤

⎢⎢⎣

⎡

++++

+= −

−−

1'3

1'31'

62126sin a

nbb

anbb

msamaamsam

σσφ (B23)

( ) ( )[ ]( )( )( ) ( )( ) ( )( )( )aamsamaa

msmasaca

nbb

anbnbci

++++++

+−++=

−

−

21/6121

111'

3

1'3

'3'

σ

σσσ (B24)

donde cin σσσ /'max33 =

Para determinar el 'max3σ primero es necesario definir la ‘resistencia del macizo rocoso’

total que, tal como lo propusieron Hoek y Brown, podría calcularse de la siguiente relación:

'

'''

sin1cos2

φφσ

−=

ccm (B25)

con c' y φ ' determinados para el rango de resistencia 4/'3 cit σσσ << dando:

( )( )( )( )( )aa

smsmasm abbb

cicm +++−−+

⋅=−

2124/84 1

' σσ (B26)

De un grupo de estudios de túneles y taludes, se determinaron curvas características que relacionan a '

max3σ y 'cmσ para la resistencia efectiva in situ del macizo rocoso.

Las siguientes ecuaciones han sido ajustadas para estas curvas:

Para túneles:

94.0'

'

'max3 47.0

−

⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛=

Hcm

cm γσ

σσ

(B27)

104

Anexo B


donde el término Hγ se refiere al esfuerzo vertical efectivo, siendo γ el peso unitario del macizo rocoso, y H es la profundidad del túnel por debajo de la superficie. Si el esfuerzo horizontal efectivo es mayor que el esfuerzo vertical efectivo, el esfuerzo horizontal efectivo deberá usarse en lugar de Hγ .

Tabla B10 Cálculo de Constantes mb/mi, s y a para el Criterio de Hoek & Brown (1988) (Hoek et al., 1995)

mh / mf 0.6 0.4 0.26 0.16 0.08s 0.19 0.062 0.015 0.003 0.0004a 0.5 0.5 0.5 0.5 0.5

Em 75000 40000 20000 9000 3000v 0.2 0.2 0.25 0.25 0.25

GSI 85 75 62 48 34

mh / mf 0.4 0.29 0.16 0.11 0.07s 0.062 0.021 0.003 0.001 0a 0.5 0.5 0.5 0.5 0.53

Em 40000 24000 9000 5000 2500

v 0.2 0.25 0.25 0.25 0.3GSI 75 65 48 38 25

mh / mf 0.24 0.17 0.12 0.08 0.06s 0.012 0.004 0.001 0 0a 0.5 0.5 0.5 0.5 0.55

Em 18000 10000 6000 3000 2000v 0.25 0.25 0.25 0.3 0.3

GSI 60 50 40 30 20

mh / mf 0.17 0.12 0.08 0.06 0.04s 0.004 0.001 0 0 0a 0.5 0.5 0.5 0.55 0.6

Em 10000 6000 3000 2000 1000v 0.25 0.25 0.3 0.3 0.3

GSI 50 40 30 20 10

MU

Y B

UEN

O M

uy ru

goso

, sup

erfic

ie s

in a

ltera

ción

CO

ND

ICIO

NE

S S

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gera

men

te a

ltera

das,

man

chas

de

óxid

o de

hie

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ies

alta

men

te p

ulid

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de

sgas

tada

s po

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empe

rizac

ión

con

reve

stim

ient

o de

arc

illa b

land

a o

relle

nos

arci

lloso

s

PO

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s al

tam

ente

pul

idas

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stad

as

por i

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periz

ació

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vest

imie

ntos

com

pact

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lleno

s qu

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fragm

ento

s de

roca

ang

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EPT

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oder

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ente

resi

sten

te

a la

inte

mpe

rizac

ión

o su

perfi

cies

alte

rada

s

mb, s y a son constantes que dependen de la composición, estructura y condiciones superficiales de la masa de roca

ESTRUCTURA

CRITERIO GENERALIZADO DE HOEK-BROWN

σ1' = mayor esfuerzo principal efectivo en fallaσ3' = menor esfuerzo principal efectivo en fallaσc' = esfuerzo compresivo uniaxial de testigos de roca intacta

FRACTURADO- muy buena masa de roca no alterada que consiste en bloques cúbicos formados por una familia ortogonal de discontinuidades

MUY FRACTURADO- interconectado, el macizo rocoso se encuentra parcialmente alterado y disturbado con bloques multifacéticos angulares formados por cuatro o mas discontinuidades

FRACTURADO/FOLIADO- foliado y fallado con discontinuidades formadas por rocas angulares

TRITURADO- pobremente interconectado, macizo rocoso fuertemente disturbado con mezcla de bloques angulares y redondeados.

105

Anexo B


Tabla B11 Guías para el Cálculo del Factor D de Disurbación para Excavaciones Subterráneas (Hoek et al., 2002)

Descripción del Macizo Rocoso Valor Sugerido de D Voladura o excavación controlada de excelente

calidad a través de Máquina Perforadora de Túneles que da como resultado alteración mínima

disturbadora del macizo rocoso.

D = 0

Excavación mecánica o manual para macizos rocosos de calidad pobre que da como resultado

daño mínimo. D = 0

Problemas de compresión que dan como resultado el levantamiento del piso sin instalación de control del

terreno. D = 0.5

Voladura de calidad muy pobre en macizo rocoso duro dando como resultado daño severo local hasta

2 a 3 m en el macizo rocoso.. D = 0.8

B5. REFERENCIAS

Barton, N., Grimstad, E., Aas, G., Opsahl, O., Bakken, A., Johansen, E., 1992, "Norwegian Method of Tunnelling", World Tunnelling, June, pp. 231-238.

Barton, N., 1976, "Recent Experiences With the Q-System of Tunnel Support Design", Proc. Sym. on Exploration for Rock Engineering, Johannesburg.

Barton, N., Lien, R., Lunde, J., 1974, "Engineering Design of Tunnel Support", Rock Mech. Vol. 6, No. 4.

Barton, N., Loset, F., Lien, R., and Lunde, J., 1980, “Applications of the Q-System in Design Decisions”. In Subsurface Space, (ed. M. Bergman) 2, 553-561, New York: Pergamon.

Bieniawski, Z.T., 1974, “Geomechanics Classification of Rock Masses and its Application in Tunneling”, Proc. Third International Congress on Rock Mechanics, ISRM, Denver, Volume 11A, 1974, pp. 27-32.

Bieniawski, Z.T., 1976, “Rock Mass Classification in Rock Engineering”, Proc. Symposium on Exploration for Rock Engineering, Johannesburg, Volume 1, 1976, pp. 97-106.

Bieniawski, Z.T., 1989, "Engineering Rock Mass Classifications", John Wiley and Sons.

Brown, E.T., 1981, "Rock Characterization Testing and Monitoring - ISRM Suggested Methods", Pergamon Press, London, England, p. 32.

CIM, 1999. “Design and Construction of Túnel Plugs and Bulkheads” Seminar Presented at the CIM Annual General Meeting, Calgary, Alberta, May 2, 1999.

Chappell, B.A., 1987, "Structural Response and Rock Bolting of a Rock Mass", Mining Technology No. 4.

Golder, 2000. Rock Mass Classification. Internal document prepared by Golder Associates Ltd.

106

Anexo B


Grimstad, E., Barton, N., Lien, R., Lunde, J., Loset, F., 1986, "Classification of Rock Masses with Respect to tunnel Stability õ New Experiences with the Q System (in Norwegian)" Geotek nikk, 301.1 - 3.18, Tapir Press.

Grimstad, E., Barton, N., 1993, “Updating the Q System for NMT”, proc. inter. symp. on sprayed concrete – modern use of wet mix sprayed concrete for underground support, Fagernes (eds Kompson, Obsahl and Berg), Osslo: Norwegian Concrete Assn.

Hoek, E., Brown, E.T., 1980, "Underground Excavations in Rock", Institute of Mining and Metallurgy, London, England.

Hoek, E., Brown, E.T., 1988, "The Hoek-Brown Failure Criterion - A 1988 Update", Proc. 15th Canadian Rock Mechanics Symposium, Toronto, October.

Hoek, E., Kaiser, P.K. and Bawden, W.F. (1995). Support of Underground Excavations in Hard Rock. Rotterdam, Balkema.

Hoek, E., 2000, “Rock Mass Classification”, Practical Rock Engineering, www.rocscience.com/hoek/Practical RockEngineering.asp.

Hoek, E., Carranza-Torres, C. and Corkum, B. (2002). Hoek-Brown failure criterion – 2002 edition. Proc. Of the 5th North American Rock Mechanics Symposium and the 17th Tunneling Associateion of Canada Conference: NARMS – TAC 2002, Toronto. Univ. of Toronto Press, pp. 267 – 273.

Hutchinson, J., Diederichs, M.Sc., 1996, “Cabblebolting in Underground Mines”, BiTech Publishers Ltd., Richmond, B.C.

Kirsten, H.A.D., 1983, "The Combined Q-NATM System for the Design and Specification of Primary Tunnel Support", S. African Tunnelling, No. 6.

Laubscher, D.H., 1984, "Design Aspects and Effectiveness of Support Systems in Different Mining Conditions", Trans. Inst. Min. Metall. No. 93.

Laubscher, D.H., Page, C.H., 1990, "The Design of Rock Support in High Stress or Weak Rock Environments", presented at the 92nd Annual General Meeting of CIM, Ottawa, May.

Laubscher, D.H., 1990, "A Geomechanics Classification System for the Rating of Rock Mass in Mine Design", Journal of the South African Institute of Mining and Metallurgy, Volume 90, No. 10, October, pp. 257-273.

Milne et al., “Rock Mass Characterisation for Underground Hardrock Mines”. pp. 3-4. http://mining.ubc.ca/rock/publications/Rock%20Mass-can-tun98.fnl-3.PDF

MOSHAB, 1997 Geotechnical Considerations in Underground Mines”, Guideline – Department of Industry and Resources, Government of Western Australia.

Priest, S.D., Hudson, J.A., 1976, "Discontinuity Spacings in Rock", Int. Journal of Rock Mech. and Min. Sci. #13.

107

Anexo C


Anexo C

Especificaciones Técnicas para la Construcción de Tapones de Concreto

109

Anexo C


C1. INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 111 C1.1 Roles y Responsabilidades .............................................................. 111

C1.1.1 Postor ............................................................................................ 111 C1.1.2 Representante del Propietario ...................................................... 111 C1.1.3 Contratista ..................................................................................... 111 C1.1.4 Superintendente ............................................................................ 111 C1.1.5 Ingeniero Calificado ...................................................................... 111

C1.2 Notas Generales ................................................................................ 112 C1.3 Documentos a presentar .................................................................. 112

C1.3.1 Supervisión de las Obras .............................................................. 113 C1.4 Normas y Códigos............................................................................. 113

C2. Materiales de Concreto................................................................................... 114 C2.1 Mezcla de Concreto y Ensayos ........................................................ 115 C2.2 Preparación del Sitio......................................................................... 116 C2.3 Pasadores (dowels)........................................................................... 117 C2.4 Encofrado........................................................................................... 117 C2.5 Colocación del Concreto .................................................................. 118

C2.5.1 Vaciado de Concreto en Clima Frío.............................................. 119 C2.6 Inspección y Evaluación................................................................... 120 C2.7 Curado................................................................................................ 120 C2.8 Juntas................................................................................................. 121

C2.8.1 Juntas de Construcción................................................................. 121 C2.8.2 Juntas Frías................................................................................... 121

C2.9 Concreto Defectuoso ........................................................................ 122 C3. Refuerzo ........................................................................................................... 122

C3.1 Malla de Refuerzo .............................................................................. 123 C3.2 Ensayos.............................................................................................. 123 C3.3 Planos Detallados de los Refuerzos................................................ 123 C3.4 Colocación de los Refuerzos ........................................................... 123

C4. Inyecciones de Concreto................................................................................ 124 C5. Instrumentación .............................................................................................. 126

111


Anexo C

C1. INTRODUCCIÓN

En el presente Anexo se documenta el diseño básico y los procedimientos de construcción que deben implementarse para crear tapones de concreto adecuados para los requerimientos a largo plazo del cierre de las actividades mineras.

Durante la construcción de los tapones, deberá ejercerse un buen control de calidad para garantizar que la calidad del concreto del tapón final sea la adecuada. En este anexo se discuten los controles de velocidad de vaciado, compactación vibratoria y otros aspectos importantes de los contratistas y se describen procedimientos de control que son requeridos para todas las actividades de inyección y ensayos de agua, con la finalidad de garantizar que se cumplan los requerimientos de diseño.

C1.1 ROLES Y RESPONSABILIDADES

Para efectos del presente documento, se usarán las siguientes definiciones:

C1.1.1 Postor

Compañía minera que solicita al Ministerio de Energía y Minas autorización para la construcción de un tapón.

C1.1.2 Representante del Propietario

Representante(s) del Postor en el lugar de trabajo. Podría incluir un Ingeniero del equipo de diseño y un Gerente de Construcción para que dirija al Contratista.

C1.1.3 Contratista

La compañía contratada para ejecutar las actividades de construcción descritas en el Alcance del Trabajo, así como todos los subcontratistas contratados por el Contratista.

C1.1.4 Superintendente

Representante del Contratista responsable de planificar del trabajo, y de dirigir y supervisar las cuadrillas de trabajadores.

C1.1.5 Ingeniero Calificado

Ingeniero o grupo de ingenieros con experiencia en el diseño de tapones y en el desarrollo y la aplicación de especificaciones para concreto, encofrado, acero de refuerzo y/o inyecciones. Asimismo, se requiere personal experimentado para que realice la inspección geológica del lugar del tapón y garantizar la construcción correcta de los tapones para túneles. Deberá contarse con un ingeniero calificado designado durante toda la etapa de construcción de tapones. Por lo general, el Postor conservará a este ingeniero para que interactúe con el contratista a pedido específico.

112


Anexo C

C1.2 NOTAS GENERALES

El tapón deberá ser diseñado de conformidad con las normas que se enumeran en la Sección C1.2 o con las normas previamente aprobadas por el Representante del Propietario.

Los tapones no serán cargados hasta que se verifique que el concreto haya adquirido la resistencia de 28 días mediante ensayos de cilindro de conformidad con la norma CSA A23.

Antes de vaciar el concreto, el Contratista enviará los diseños de mezcla al Representante del Propietario para obtener su aprobación por escrito.

No se realizará construcción de tapones (vaciado de concreto) antes de haber recibido la aprobación por escrito de la mezcla de parte del Representante del Propietario.

La mezcla aprobada no deberá ser modificada sin aprobación escrita.

Un Ingeniero Calificado en métodos de construcción deberá revisar el trabajo de encofrado y refuerzo antes de iniciar el vaciado.

Deberá mantenerse un registro de todos los vaciados de concreto para consignar la fecha, la ubicación del vaciado, la cantidad, las temperaturas del aire (al vaciar el concreto). Deben tomarse muestras testigo y documentarse los resultados de dichas muestras testigo.

Un Ingeniero Calificado designado debe presentar una carta al concluir los tapones indicando que fueron construidos de conformidad con el diseño de ingeniería.

C1.3 DOCUMENTOS A PRESENTAR

El Contratista presentará los métodos de trabajo propuestos para vaciado de concreto para su aprobación por lo menos siete días antes de comenzar a vaciar el concreto. Para ser aceptada, dicha presentación deberá incluir la siguiente información:

1. Registros de los ensayos en los que se indique la fuente y la prueba de conformidad con las especificaciones del proyecto de todos los materiales de concreto, incluyendo: (a) Cemento Portland,

(b) Agregados,

(c) Agua para mezcla,

(d) Aditivos aereantes; y

(e) Aditivos químicos (reductores de agua, retardadores de fraguado y super plastificadores).

2. La fuente propuesta de concreto y el diseño propuesto de mezcla de concreto, incluyendo datos de los ensayos de experimentos previos con el diseño de mezcla, si estuvieran disponibles.

113


Anexo C

3. Diseño(s) propuesto(s) para la mezcla de concreto. Cuando mínimo, por cada diseño de mezcla deberá presentarse la información que se indica a continuación: (a) Designación, número o código de mezcla fácilmente identificable.

(b) Cantidades de lotes de agregados finos, agregados gruesos, cemento, demanda esperada de agua (incluyendo toda el agua de la humedad de los agregados, agua añadida en la planta de preparación de concreto e in situ), aditivos aereantes, aditivos químicos, y todos los demás ingredientes en kg/m3 o L/m3 en base a los agregados secos de superficie saturada.

(c) Fuente, gradación, densidad a granel relativa (gravedad específica) y absorción del agregado.

(d) Resistencia a la compresión a los 28 días de conformidad con CSA A23 (o ASTM C°39-96).

4. Detalles del equipo a usarse para dosificación, mezcla y transporte del concreto.

5. Detalles del equipo propuesto para vaciado del concreto.

6. Detalles del encofrado propuesto.

7. Detalles de los procedimientos propuestos de curado del concreto y protección a proporcionarse durante el curado.

C1.3.1 Supervisión de las Obras

El Contratista pondrá a la disposición un Superintendente para que planifique el trabajo, y dirija y supervise a las cuadrillas de trabajadores. Esta persona deberá estar completamente familiarizada con el moldeo, manipuleo y colocación del concreto en este entorno y deberá haber construido previamente tapones para túneles. Se entregará al Representante del Propietario un resumen sobre experiencia laboral relevante (CV) del Superintendente para su revisión y aprobación por lo menos 30 días antes del inicio de las obras. El Superintendente no será reemplazado sin el consentimiento por escrito del Propietario.

El Contratista también pondrá a la disposición una persona experimentada para que trabaje con el Superintendente. Esta persona con experiencia deberá estar familiarizada con el manipuleo, corte, flexión, colocación, atadura de acero de refuerzo, así como con la interpretación de los planos de acero de refuerzo y los programas de colocación de barras, así como haber construido previamente tapones para túneles. Se entregará al Representante del Propietario un resumen de experiencia laboral relevante (CV) de esta persona experimentada para su revisión y aprobación 15 días antes del inicio de cualquier trabajo relacionado con los tapones. Dicha persona experimentada no será reemplazada sin la aprobación previa por escrito del Propietario.

C1.4 NORMAS Y CÓDIGOS

Todos los trabajos de concreto y refuerzo de acero se realizarán de tal manera que cumplan o superen los estándares mínimos aceptados por el Ministerio de Energía y Minas. Son normas aceptables las siguientes:

114


Anexo C

Autoridad o Institución Norma No. Título

Canadian Standards Association (CSA) CSA A5 Cemento Portland CSA A23 Concreto y Concreto Armado CSA A23.1 (Materiales de Concreto y Métodos de Concreto) CSA A23.2 Métodos de Ensayo para Concreto CSA A23.3 Diseño de Estructuras de Concreto CSA A23.5 Materiales Cementantes Suplementarios CSA G30 Series Materiales de Refuerzo para Concreto CSA A179 Mortero y Lechada para la Albañilería CSA A266.1 Aditivos Aereantes CSA A266.2 Aditivos Químicos

Normas de la American Society for Testing and Materials (ASTM) ASTM C150-97a Especificación para Cemento Portland ASTM C33-97 Especificación Estándar para el Concreto ASTM C94-98 Especificación Estándar para la Mezcla Lista ASTM C260-97 Aditivos Aereantes para Concreto ASTM C494-98 Aditivos Químicos para Concreto ASTM C39-96 Método de Ensayo Estándar para Resistencia a la Compresión ASTM A318-95/318R-95 Requerimientos del Código de Construcción para Concreto

Estructural ASTM A315-92/315R-94 Práctica Estándar de Concreto Armado ASTM A615 & 617 Barras Deformadas de Acero de Tochos y Barras Puras para

Concreto Armado ASTM A706 Aleación para Concreto Armado ASTM A82-88 Alambre de Acero Puro para Concreto Armado ASTM A185-85 Tela de Alambre Puro de Acero Soldado para Concreto Armado

Normas de American Concrete Institute (ACI) ACI 301-96 Especificaciones para Concreto Estructural ACI 302-1R-96 Guía para Pisos y Losas de Concreto ACI 304R-89 Guía para Medir, Mezclar y Transportar Concreto ACI 305R-91 Especificación Estándar para Climas Cálidos ACI 306.1-90 Especificación Estándar para Climas Fríos ACI 308-92 Práctica Estándar para Curar Concreto ACI 309 Práctica Estándar para Consolidación de Concreto ACI 318-95 & 318R-95 Requerimientos Básicos de Construcción para Concreto

Estructural ACI 315-92/315R-94 Práctica Estándar para Concreto Armado ACI 347-R88 Guía para Encofrados de Concreto

Salvo que se citen fechas de publicación en particular, referirse a la última publicación de cada norma.

C2. MATERIALES DE CONCRETO

La mezcla de concreto deberá incluir lo siguiente:

• Cemento Portland: El cemento Portland deberá cumplir con los requerimientos de la Norma CSA A-5 (o ASTM C150) para cemento Portland Tipo I o Tipo I-P. Se recomienda cemento resistente al sulfato salvo que se haya predeterminado que la composición química tanto del agua retenida como del agua de subsuelo no es agresiva.

115


Anexo C

• Materiales cementantes suplementarios: Los materiales cementantes suplementarios deberán cumplir con los requerimientos de la Norma CSA A23.5.

• Agregados: Los agregados de concreto deberán cumplir con los requerimientos de la Norma CSA-A23.1 Materiales de Concreto y Métodos de Construcción de Concreto o ASTM C33.

• Agua: El agua usada para mezclar o curar el concreto deberá cumplir con los requerimientos de la Norma CSA A23.1.

• Aditivos Químicos: Deberán cumplir con los requerimientos de las Normas ASTM C260 & C494 o CSA-A23.1. Los aditivos deberán ser compatibles con el cemento y usarse solamente con la aprobación del Propietario.

• Retardador de Superficie de Concreto: Puede aplicarse a los moldes de concreto en los que van a moldearse juntas de construcción. El retardador aplicado a los moldes de concreto en el lugar de las juntas de construcción deberá ser aprobado antes de su aplicación.

C2.1 MEZCLA DE CONCRETO Y ENSAYOS

Las especificaciones exactas para el concreto deben ser preparadas por un Ingeniero Calificado idóneo y presentadas al Representante del Propietario para su aprobación. No obstante, se sugiere lo siguiente para el concreto propuesto para uso para cualquier tapón:

1. Todo el concreto usado debe tener una resistencia mínima a la comprensión de 28 días (f′c) del orden de 30 MPa.

2. Hay que diseñar y ensayar las mezclas de concreto de conformidad con la Norma CSA A23. Tener especial cuidado durante los meses invernales. La mezcla deberá ser diseñada para exposición de clase S-1.

3. Deben fundirse cilindros de concreto para cada vaciado.

4. El asentamiento deberá ser 75 mm ± 15 mm en el lugar del tapón.

5. Todo el concreto expuesto a ciclos de congelación – deshielo deberá contener un agente aireante. Todo el contenido de aire deberá ser según se especifica en la Norma CSA A23 para el tamaño o agregado en particular que se use.

6. El tamaño máximo del agregado grueso deberá ser 25 mm.

7. Se recomienda el uso de cemento resistente a sulfatos salvo que se haya determinado específicamente que la composición química del agua no es agresiva.

8. Puede usarse un aditivo puzolánico, tal como cenizas, para reducir el calor de hidratación y ayudar a evitar el agrietamiento por contracción durante el curado.

9. El concreto que no se coloque en el plazo de una hora después de su mezclado, deberá contener una cantidad suficiente de agentes retardadores para retrasar el fraguado inicial durante el tiempo necesario para colocar y compactar el concreto o deberá ser desechado no usándose en las obras.

116


Anexo C

10. Todos los aditivos del concreto, tales como el agente retardador, el agente reductor de agua y/o los agentes aereantes, deberán ser compatibles entre sí de conformidad con la Norma CSA A23. El cloruro de calcio o los productos que contienen cloruro de calcio no se usarán con tales aditivos.

11. La mezcla exacta de concreto será especificada por un ingeniero de diseño calificado en el diseño de mezclas de concreto. Las formulaciones del diseño de mezcla deben tomar en cuenta el asentamiento especificado, la disponibilidad de agregados y cualesquier requerimientos impuestos por los métodos de colocación de concreto.

12. El agua usada para la mezcla debe ser limpia y estar libre de sales, álcalis u otros minerales que puedan reaccionar de manera no deseada con el cemento (es decir, debe ser de calidad conveniente para beber). Algunas aguas procesadas de minas pueden no ser adecuadas.

13. Todos los agregados a usarse en la mezcla de concreto no deben ser reactivos a álcalis sílices.

14. En el diseño de concreto deben estipularse las evaluaciones necesarias para control de calidad del concreto, incluyendo el número de ensayos que deben realizarse, así como el intervalo de tiempo para los especimenes curados (por ejemplo, 3 días, 7 días y/o 28 días).

C2.2 PREPARACIÓN DEL SITIO

La idoneidad de la roca en el local del tapón deberá ser examinada y aprobada antes de la construcción por un geólogo/ingeniero especialista en mecánica de rocas debidamente calificado, a fin de garantizar que no esté presente ninguna estructura geológica adversa (e.g., fallas o zonas de deslizamiento.

No hay que subestimar la importancia de la preparación cuidadosa del sitio ya que un sello deficiente en la interfase de concreto/roca puede tener como resultado fugas. Las superficies de roca contra las que deberá vaciarse el concreto deben ser cuidadosamente desfragmentadas de toda roca suelta y limpiadas con inyección de aire/agua comprimida. Las superficies de roca deberán están completamente limpias y libres de escombros, roca suelta, fragmentos semiseparados e inestables, óxido, lodo, grasa y revestimientos cuestionables.

Las superficies limpiadas y preparadas deben ser aprobadas por el Supervisor de la construcción antes de vaciar el concreto.

El agua que fluya a través del túnel donde se coloque el tapón deberá ser completamente controlada antes de la limpieza definitiva del sitio y colocación del concreto, de tal modo que el agua no se mezcle con el concreto fresco durante el vaciado. Si fuera necesario, puede colocarse uno o varios tubos, cuyo número y diámetro dependerá del flujo a evacuarse, en un extremo de la toda la longitud del tapón e incrustarse en el concreto del tapón. Esta decisión se tomará al inicio de la construcción según las condiciones del lugar en particular. Al concluir la construcción del tapón, el tubo o los tubos deberán incrustarse completamente con concreto de igual resistencia a la compresión que el del tapón e inyectarse para no dejar espacios vacíos a lo largo del tubo.

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Anexo C

C2.3 PASADORES (DOWELS)

En caso de que se utilicen pasadores de roca en el tapón, éstos deberán cumplir los siguientes requerimientos:

• Todos los pasadores deben ser completamente rellenados (inyectados) usando lechada de cemento con una relación agua/cemento de 0.35 a 0.4.

• Deben usarse pasadores galvanizados o protegidos contra la corrosión en áreas en las que hay agua de subsuelo agresiva.

• El lechada de cemento para pasadores debe ser relleno premezclado, no metálico que compense la contracción colocado de conformidad con las especificaciones del fabricante.

• El agua empleada para mezclas de lechada de cemento debe estar limpia y libre de sustancias nocivas. El agua deberá filtrarse si fuera necesario para reducir los sólidos suspendidos a menos de 500 mg/L.

• Los cubos deben ser fundidos y sometidos a ensayos de purga según indique el Ingeniero para verificar el rendimiento de la lechada de cemento empleada para la instalación de los pasadores.

C2.4 ENCOFRADO

El encofrado del tapón debe ser construido con material de buena calidad y de tal manera que brinde un buen sello para contención del concreto y cualquier lechada de cemento que pueda ser inyectada. El diseño del encofrado debe ser suficiente para resistir la presión de líquidos del concreto y cualquier presión incrementada debido a la inyección (inyección de cemento) o el vaciado del concreto. El encofrado debe ser diseñado de conformidad con la Norma CSA A23 (o cualquier equivalente aprobado) y verificado por un Ingeniero Estructural calificado.

La colocación del encofrado no deberá realizarse hasta haber obtenido la aprobación del Representante del Propietario.

En algunos casos, puede usarse la construcción de paredes de shotcrete de buena calidad como encofrado para colocar los tapones. Se requerirá el diseño adecuado de moldes de shotcrete y la observancia de las velocidades de vaciado del concreto a fin de cumplir con la Norma ASTM 318-95 o una norma aprobada similar.

Hay que recubrir la superficie de los moldes con un aceite que no manche u otro material aprobado antes de usar y antes de colocar cualquier refuerzo de acero.

Antes de comenzar a vaciar concreto para un tapón, hay que limpiar bien la parte inferior, las paredes y la corona del túnel en el que se construirá el tapón para retirar cualesquier escombros o polvo de construcción. En el techo del tapón, a fin de garantizar un sello hermético, hay que descargar concreto tan alto como sea posible, de preferencia debiendo instalarse una tubería que alimente la corona, la misma que podrá retirarse cuando el relleno hasta el nivel marcado pase de un extremo del tapón al otro. También sería conveniente colocar tuberías de descarga de aire que posteriormente puedan usarse para la inyección de la zona de contacto.

Deben tomarse todas las precauciones necesarias para mantener la seguridad de la estructura antes y después de retirar los moldes. Hay que tener cuidado para sacar los moldes a fin de que el concreto no se despostille ni raje.

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Anexo C

C2.5 COLOCACIÓN DEL CONCRETO

El Representante del Propietario y el Superintendente deben supervisar la construcción del tapón. A continuación, se presentan comentarios básicos respecto a la construcción y vaciado del concreto.

1. Hay que tener especial cuidado de cerciorarse de que las barras de refuerzo de acero estén sostenidas de tal manera que no se desplacen durante el vaciado de concreto. Las barras deberán asegurarse usando alambre calibre 16 (u otro material equivalente aprobado).

2. Antes de vaciar el concreto, todo el equipo para mezcla y transporte de concreto deberá ser limpiado para retirar cualquier concreto solidificado o materiales extraños. En climas en los que haya nieve, todos los agregados, materiales de refuerzo y moldes deben ser descongelados. Todos los escombros deben ser retirados de los moldes y todos los moldes deben ser bien enjuagados con agua.

3. Los tubos de descarga deben instalarse conforme sea necesario en el techo más alto (o corona) del túnel o lugares altos antes de vaciar el concreto a fin de permitir que escape el aire atrapado. Estos tubos pueden usarse en operaciones de inyectado posteriores.

4. El concreto debe ser transportado desde la mezcladora hasta el lugar de vaciado final tan rápido como sea posible y en un período no mayor a una hora desde su mezcla, salvo que se utilice un agente retardador. Al vaciar el concreto, éste no deberá soltarse libremente desde el extremo de una rampa o manguera a una distancia mayor de 1.5 metros, para evitar que el concreto se segregue.

5. El vaciado de concreto, sobre todo para tapones monolíticos, deberá realizarse en forma continua hasta concluir el trabajo. No se permitirán interrupciones en los vaciados para evitar juntas frías horizontales entre cada vaciado. Es importante tener a la mano la totalidad de materiales y equipos necesarios y que los equipos estén en buen estado para garantizar un vaciado sin interrupciones.

6. Compactar bien todo el concreto con vibradores u otras herramientas compactadoras adecuadas durante la operación de vaciado. Trabajar con cuidado los ángulos de los moldes y las superficies rocosas y alrededor de los refuerzos. Debe ponerse cuidado especial para empujar bien el concreto dentro de los anclajes en las rocas.

7. El concreto debe vaciarse en capas que sean aproximadamente horizontales. La velocidad de vaciado deberá ser tal que cada carga sucesiva pueda ser vibrada en la carga anterior para obtener una unión adecuada, aunque la profundidad total del concreto plástico nunca deberá exceder el límite impuesto por el diseño de los moldes.

La temperatura del concreto durante el vaciado deberá ser cuando mínimo 10°C no debiendo superar los 25°C.

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Anexo C

Notas: Temperaturas Calientes

El concreto no deberá colocarse cuando su temperatura sobrepase los 25°C. Sin embargo, cuando la temperatura ambiente exceda de 30°C, deben tomarse precauciones para climas cálidos (de conformidad con la Norma ACI 305 R-91). El concreto deberá cumplir lo siguiente:

• Contener un retardador en una cantidad aplicada de conformidad con las instrucciones del fabricante; y

• No contener cemento de alta resistencia inicial.

Los moldes y equipos, incluido el equipo de mezcla y vaciado de concreto, deberán estar protegidos de la luz solar directa. Los moldes y equipos deberán enfriarse mediante humedecimiento u otros medios para mantener una temperatura que no exceda en más de 10°C a la temperatura ambiente y que no sea mayor de 38°C.

Inmediatamente antes de vaciar el concreto, los moldes y refuerzos, así como el área de los alrededores de la obra deben ser bien humedecidos.

El tiempo de mezcla debe mantenerse en un mínimo compatible con la producción de la calidad de concreto especificada y el concreto mezclado deberá vaciarse de inmediato.

Se colocará una valla, cortavientos, sombrilla, cubierta de plástico y/u otros materiales cuando la tasa de evaporación en el local de vaciado de concreto sea alta (como por ejemplo 1 kg/m2/hora o más estimado para el emplazamiento de la mina). De este modo, se protegerá el concreto de contracción plástica hasta que pueda aplicarse un agente endurecedor.

El curado continuo con agua deberá comenzar tan pronto como el concreto se haya endurecido lo suficiente para evitar el daño superficial.

C2.5.1 Vaciado de Concreto en Clima Frío

Se aplicarán las precauciones para climas fríos de conformidad con la Norma ACI 306 cada vez que la temperatura ambiente sea o se espere que sea menor de 5°C. La temperatura del concreto deberá mantenerse entre 10°C y 21°C durante un mínimo de 3 días para áreas que no estén sujetas a cargas o durante 6 días para áreas que reciban una carga parcial. Estos períodos pueden reducirse en 33% con el uso de cemento de alta resistencia inicial.

Dentro de los métodos empleados para mantener la temperatura del concreto, deberá proveerse acceso conveniente y bandejas de inspección removibles de tal modo que pueda medirse la temperatura del concreto y registrarse en cualquier momento. Las bandejas de inspección deberán colocarse de tal modo que se obtengan muestras representativas de lugares entre los que se incluyen ángulos y elementos más expuestos.

No vaciar concreto sobre una superficie cuya temperatura sea menor de 5 °C.

Cuando la Obra esté en un lugar cerrado o se usen calentadores para generar calor:

• Dejar una franja de acceso de cuando mínimo 1.5 metros de ancho entre la Obra y el calentador más próximo.

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Anexo C

• No descargar los tubos de escape de los calentadores directamente hacia la Obra. • Instalar un termómetro dentro del marco en un lugar aprobado por el diseñador. • Mantener la humedad en o sobre 40% e instalar un dispositivo de medida adecuado,

o emplear curado con agua 12 horas antes de la terminación del calentamiento.

C2.6 INSPECCIÓN Y EVALUACIÓN

Todas las pruebas deberán ser conducidas por el Contratista, de conformidad con la Norma CSA A23.2 o norma similar aprobada.

La inspección y evaluación de los trabajos con concreto se llevarán a cabo para confirmar la resistencia uniaxial a la compresión en diferentes momentos. La resistencia promedio a la compresión de todas las series de ensayos de resistencia consecutivos de los cilindros, realizados y ensayados de conformidad con las Normas CSA A23.3-3C y CSA A23.2-9C no deberá ser menor de la especificada por el diseñador para el concreto de 28 días. Ningún ensayo individual de resistencia deberá ser más de 3,5 MPa debajo de la resistencia especificada. Si un ensayo de resistencia cae por debajo de la resistencia especificada, el concreto será considerado defectuoso, debiendo retirarse la totalidad o parte del concreto previamente vaciado según se describe en la Sección C2.10.

El Contratista dispondrá que se realice un ensayo de asentamiento por cada carga de concreto. Además, se tomarán muestras de los agregados fino y grueso y se evaluarán para verificar su conformidad con las especificaciones y normas mencionadas.

La aceptación de cualquier proporción de mezcla de concreto o material no evitará su rechazo en el futuro si posteriormente se descubre que carece de uniformidad o que no cumple con los requerimientos especificados, o si su rendimiento en campo es insatisfactorio.

C2.7 CURADO

Tan pronto como sea posible, después de retirar el encofrado, toda la superficie de concreto deberá ser curada protegiéndola de la pérdida de humedad (por ejemplo, de un secado prematuro), cambio rápido de temperatura y daño mecánico de conformidad con lo requerido por la Norma CSA A23.1 (Requerimientos de Curado y Protección) y con lo siguiente:

• Todos los moldes deberán permanecer colocados durante un mínimo de tres días o según especifique el Representante del Propietario.

• El concreto deberá ser principalmente curado con agua; • La superficie expuesta del concreto deberá mantenerse continuamente húmeda

durante todo el período de curado o, en el caso de que se usen juntas de construcción, hasta que se coloque nuevo concreto encima; y

• El Contratista deberá contar con los equipos necesarios para un curado adecuado y listos para ser instalados antes de que comience el vaciado efectivo de concreto.

Puede usarse un aditivo puzolánico, tal como cenizas, para reducir el calor de la hidratación y ayudar a prevenir el agrietamiento por contracción durante el curado.

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Anexo C

Todo el concreto deberá mantenerse con una pérdida mínima de humedad a una temperatura relativamente constante durante el período necesario para la hidratación del cemento o endurecimiento del concreto. Todos los moldes deberán permanecer colocados por un período mínimo de tres días. Durante este lapso de tiempo, hay que mantener una temperatura mínima de 10°C.

Cuando haya clima cálido, el concreto deberá ser curado de conformidad con uno de los métodos descritos en la Norma ACI 305 R-91.

C2.8 JUNTAS

C2.8.1 Juntas de Construcción

No está permitido el uso de juntas de construcción horizontales o a lo largo de todo el tapón, a menos que haya sido especificado cuando se incluyen sellos de agua en el diseño aprobado

Las juntas de construcción verticales deberán ser tratadas entre secciones del tapón para garantizar que el efecto de esta discontinuidad de concreto se minimice y no se convierta en una junta fría.

Este tratamiento será realizado mediante procedimientos de corte en fresco, exponiendo el agregado de concreto con el que se unirá posteriormente el concreto vaciado. Las juntas de construcción deberán ser bien limpiadas de concreto suelto o defectuoso, revestimiento, arena, compuesto curador y cualquier otro material extraño sobre la superficie. Esto puede lograrse retirando la matriz de cemento cepillando con cepillos con alambre duro, usando un chorro de aire/agua de intensidad adecuada (0.7 MPa) o un percutor de aguja a fin e exponer el agregado. Un agente ligante (con una duración apropiada después de abierto) previamente aprobado por el Representante del Propietario será aplicado a la junta de construcción inmediatamente antes del vaciado de concreto.

C2.8.2 Juntas Frías

Una junta fría es una junta no prevista que se forma cuando una superficie de concreto se endurece antes de que se coloque el siguiente lote de concreto. En caso de que se malogre el equipo u ocurra una interrupción prolongada inevitable del vaciado continuo del concreto cuando parece que el concreto puede endurecerse hasta el extremo de formarse una junta fría, el Contratista deberá aplicar de inmediato un retardador sobre la superficie del concreto. Una vez que el lote de concreto se haya solidificado, la matriz de la superficie retardada puede retirarse para exponer el agregado con el que posteriormente se una el concreto vaciado. El Representante del Propietario determinará si esta superficie expuesta formará una junta fría que malogre la integridad estructural del tapón y si se necesita una acción / tratamiento adicional. Las reparaciones en algunos casos incluirán la remoción de la totalidad o parte del concreto previamente vaciado.

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Anexo C

C2.9 CONCRETO DEFECTUOSO

El concreto será considerado defectuoso si el ensayo de cilindro de concreto para cualquier parte de la Obra no cumple con la resistencia especificada. En tales casos, el concreto de esa sección puede ser revisado por el Representante del Propietario mediante especimenes testigos tomados y ensayados de conformidad con el Método de Ensayo CAN/CSA A23.2-14c.

Si algún espécimen testigo tiene una resistencia a la compresión menor que la resistencia especificada, el Representante del Propietario tendrá derecho a exigir el reemplazo o el refuerzo de la sección defectuosa de la estructura. Todos los costos, incluidos muestreo, ensayos, refuerzo, demolición y reemplazo, serán asumidos por el Contratista aun cuando una evaluación ulterior del diseño permita que la unidad sea clasificada como aceptable.

El concreto también será considerado defectuoso si es estructuralmente inseguro, no es hermético, presenta cangrejeras o está mal acabado, según determine el Representante del Propietario. La Sección C 2.9.2 se aplicará en el caso particular de una junta fría. El Representante del Propietario tendrá derecho a exigir el reemplazo, el refuerzo o la corrección de la sección defectuosa de la estructura y dichos trabajos se ejecutarán bajo las instrucciones del Propietario. Todos los costos resultantes de la demolición, refuerzo, subsanación y reemplazo serán asumidos por el Contratista.

C3. REFUERZO

Las especificaciones exactas para los refuerzos de acero serán preparadas por un Ingeniero debidamente calificado. No obstante, se sugieren las siguientes:

1. El refuerzo consistirá en barras nuevas, recién hechas y de refuerzo deformadas de conformidad con la Norma G30.12 (Grado 400 o ASTM A615 & A617 Grado 60). La resistencia de flujo de las barras de refuerzo deberá ser según se indica en los planos o notas generales.

2. Todas las barras de refuerzo de los tapones deberán tener una cobertura mínima de concreto de 75 mm ± 12 mm.

3. Todo el refuerzo deberá tener una resistencia mínima de fluencia de 400 MPa.

4. Limpiar los refuerzos de todo despostillado suelto, suciedad u otros recubrimientos que podrían destruir o reducir la unión. Rechazar las barras con torceduras o flexiones que no aparezcan en los planos. Limpiar bien todos los moldes antes de instalar cualquier refuerzo.

5. Deberán usarse barras de refuerzo recubiertas con material epóxico en las áreas en las que se haya comprobado la existencia de condiciones corrosivas.

6. Unir las barras de refuerzo cada cuatro intersecciones. La máxima longitud no unida de cada barra será de 1000 mm.

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Anexo C

7. La flexión del refuerzo de acero deberá ser de conformidad con la Norma CSA A23.1.

8. Los empalmes del refuerzo de acero deberá hacerse bajo la supervisión del Ingeniero.

C3.1 MALLA DE REFUERZO

En caso de usarse mallas de refuerzo deberá soldarse con cables de acero de conformidad con las disposiciones de ASTM A 82-88 y ASTM A 185-85 (o norma similar aprobada). El cable de acero deberá estar hecho de elementos de alta resistencia, laminados en caliente y estirados en frío, con una resistencia mínima a la tracción de 5,250 kg/cm2 comprobado en ensayos de laboratorio, conformando barras de diámetro estándar y espaciados según se indica en los planos de construcción.

C3.2 ENSAYOS

Las barras de refuerzo y mallas metálicas deberán ensayarse en la fábrica, de conformidad con los requerimientos de la última revisión de las Normas CSA o ASTM aplicables.

Cada embarque de acero que llegue al emplazamiento de la obra deberá estar acompañado del conocimiento de embarque del fabricante y certificados de ensayo en los que se proporcione detalles sobre la composición y propiedades físicas de los materiales. El Contratista entregará una copia de la información al Representante del Propietario.

Si el Contratista no entrega evidencia satisfactoria sobre el cumplimiento del refuerzo de acero respecto a las especificaciones, el Representante del Propietario realizará los ensayos debidos antes de aceptar dicho refuerzo, por cuenta y gasto del Contratista.

C3.3 PLANOS DETALLADOS DE LOS REFUERZOS

El Proponente entregará al Contratista un juego de planos detallados que muestren todos los requerimientos de refuerzos de acero para que el Contratista prepare, coloque y distribuya los refuerzos, así como las juntas de construcción que aparecen en los planos o según exija el Representante del Propietario. Dicho juego de documentos incluirá planos de colocación de barras, programas de flexión de las barras, listas de detalles sobre las barras y otros dibujos necesarios para la fabricación y colocación ordenadas de las barras de refuerzo.

C3.4 COLOCACIÓN DE LOS REFUERZOS

Las barras de refuerzo y mallas metálicas deberán colocarse con precisión de conformidad con los planos de construcción y asegurarse debidamente para evitar desplazamientos durante los procesos de vaciado y curado del concreto.

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Anexo C

Los refuerzos descansarán sobre bloques pequeños de concreto que tengan la misma resistencia de diseño f’c del concreto de 28 días a colocarse alrededor, sillas de acero, espaciadores, colgadores metálicos o cualquier otro soporte de acero aprobado por el Representante del Propietario. En las intersecciones deberán usarse alambres anillados de hierro para sujeción o sujetadores idóneos firmemente atados con un nudo que forme una figura de “8”. Sin embargo, cuando la distancia entre las barras sea menor de 30 cm en cada dirección, sólo se atarán intersecciones alternadas. El área de superposición de la malla metálica de acero soldado deberá atarse alternativamente con un alambre de hierro formando una figura de “8”. Ni los extremos del alambre empleado en las intersecciones ni los soportes de acero deberán dejarse al descubierto, sino que deberán protegerse por el grosor de concreto que se indica en los planos para las barras de refuerzo que son sustentadas por éstos.

Al momento de vaciar el concreto, las barras de refuerzo, la malla metálica de refuerzo y los soportes de acero deberán estar libres de óxido suelto, rebabas, aceite u otros revestimientos que alteren la ligación con el concreto, debiendo todos los refuerzos mantenerse limpios hasta que sean completamente cubiertos con concreto.

C4. INYECCIONES DE CONCRETO

Las operaciones de inyección de concreto (grouting) del Contratista se realizarán bajo la dirección técnica del Representante del Propietario. Por dirección técnica se entiende, entre otras cosas, la secuencia de las obras, las presiones y las velocidades del flujo de inyección, así como cambios al tipo y mezcla de inyección. Los aspectos operativos relacionados con la eficacia de las operaciones del Contratista serán responsabilidad exclusiva del Contratista.

Los perforadores y los operadores de inyección deberán tener un mínimo de tres años de experiencia en trabajos similares. Sus registros de experiencia laboral (CV) deberán ser presentados al Representante del Propietario. Una vez que hayan sido aceptados para el trabajo, no deberán ser reemplazados son la aprobación previa del Propietario.

Durante la construcción, el Contratista enviará al Propietario un registro diario por escrito sobre los trabajos ejecutados. En dicho registro diario se incluirá las horas de perforación e inyección, las cantidades de materiales empleadas, la identificación de los agujeros perforados e inyectados con cemento, etc., sin limitarse a ello.

Todos los tapones requieren cierto grado de inyección para minimizar la cantidad de fuga proveniente de la interfase cemento/roca. Dicha inyección debe aplicarse a lo largo de todo el tapón, después de haberse vaciado el concreto a fin de asegurarse de que la zona de roca de alta permeabilidad más dañada quede bien sellada, y que se optimice la unión / adhesión en la interfase. Es probable que haya fugas alrededor del tapón si la inyección de la interfase tapón/roca no se ejecuta con un estándar suficientemente alto.

La inyección se realizará en dos pasos principales:

• Agujeros para inyección de contacto (en el caso de vacíos en la zona de contacto, e.g., entre el concreto y la roca) – se usan para evitar fugas a través de los espacios dejados por contracción; y

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Anexo C

• Agujeros para la cortina de inyecciones (o consolidación) – se usan para garantizar que las discontinuidades de la roca sean adecuadamente rellenadas y selladas para reducir la permeabilidad de la masa rocosa en el área de las inmediaciones del tapón.

Los agujeros para inyecciones de contacto sirven para interceptar los vacíos en la corona del tapón y deben ser perforados y rellenados con lechada de cemento antes de realizar la perforación de la cortina de inyecciones. La inyección de contacto se aplica a baja presión (i.e., 0.2 MPa) y antes de que el concreto alcance la resistencia necesaria para la cortina de inyecciones. Aunque el concreto es vaciado sobre la roca excavada, la contracción durante el fraguado del concreto tendrá como resultado espacios vacíos, sobre todo en el techo del túnel, lo que requiere inyecciones de contacto de la interfase en toda la longitud del tapón para garantizar que éstos sean bien rellenados.

La cortina de inyecciones (o consolidación) deberá comenzar sólo cuando el concreto del tapón haya adquirido suficiente resistencia y se haya enfriado lo suficiente. La lechada de cemento deberá tener una resistencia mínima a la compresión de 35 MPa. El inicio de la cortina de inyecciones deberá ser determinado por el Representante del Propietario.

Los agujeros para la cortina de inyecciones se perforan alrededor de toda la circunferencia del tapón a la profundidad especificada en el diseño (e.g., 5 m a 10 m en la roca). Las presiones iniciales de inyección variarán, pero generalmente tendrán una presión que corresponda de 2 hasta 2.5 veces la presión que el tapón debe resistir conforme lo recomendado para el inyectado (Garrett y Campbell Pitt, 1961). Estas presiones se utilizan en las minas auríferas profundas de Sudáfrica donde por lo general se encuentran rocas resistentes y presiones de agua relativamente altas. Sin embargo, en el caso de que los tapones deban construirse en roca blanda a poca profundidad, estas presiones serían dañinas, por lo cual no se recomiendan. Bajo estas condiciones, la presión del inyectado debe corresponder a 1.25 veces la presión hidrostática, respecto al nivel superficial.

En lo que concierne a la secuencia de la inyección en toda la longitud del tapón, la inyección deberá comenzar en el extremo aguas abajo y proseguir al extremo aguas arriba. El Contratista inyectará la lechada de cemento a las presiones y con las proporciones de mezcla que se especifiquen en los documentos de diseño. Se considerará el rechazo de la lechada de cemento cuando el flujo sea menor de 3.0 L/min durante un período de 5 minutos.

El equipo de perforación para inyectado deberá estar en condiciones de perforar agujeros en cualquier ángulo perpendicular al eje del tapón en el concreto y la roca del emplazamiento. Los agujeros tendrán un diámetro mínimo de 64 mm para la inyección de cemento y de 76 mm para instrumentación. El equipo estará en condiciones de perforar agujeros a una longitud máxima de 15 m aproximadamente.

A continuación se presenta un ejemplo de directivas para inyecciones de contacto para la construcción de un tapón. Estas directivas se muestran únicamente como referencia y no deben ser replicadas en otra obra sin el diseñado y revisión de un ingeniero calificado.

• La parte posterior, ambas paredes y el piso deben ser rellenados con cemento para obtener un sello efectivo en toda la interfase tapón/roca (i.e., inyecciones de contacto).

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Anexo C

• Deben instalarse en el encofrado aproximadamente 12 a 16 tubos de inyección, que se extiendan desde el lado del túnel del tapón hasta la interfase tapón/roca.

• Los tubos de inyección deben intersectar la interfase tapón/roca en un ángulo de 45° o mayor.

• El inyectado no debe comenzar hasta que haya transcurrido cuando mínimo 28 días desde el vaciado de todo el concreto para el tapón.

• Cada segundo tubo de inyección debe ser perforado a aproximadamente 0.1 m más allá de la interfase tapón/roca e inyectado con cemento.

• El resto de los tubos de inyección debe ser perforado de manera similar (a aproximadamente 0.1 m más allá de la interfase tapón/roca) y también inyectado con cemento.

• Luego, deben repetirse los pasos anteriores de perforación e inyección de agujeros de inyección alternativos, extendiéndose los agujeros aproximadamente 2 m más allá de la interfase tapón/roca (i.e., para complementar la inyección de contacto y extenderse como cortina de inyecciones).

• Luego, la admisión de lechada de cemento para la extensión final de los agujeros de inyección debe ser evaluada por un ingeniero calificado, continuando con extensiones de 2 m si fuera necesario.

C5. INSTRUMENTACIÓN

Si se especifica monitoreo químico y/o manométrico, pueden instalarse tubo(s) de acero en uno o ambos lados del tapón. Tales tubos deben ser inyectados y pueden requerir ser tapados en una fecha posterior.

Pueden instalarse piezómetros de cuerda vibrante para medir la presión de agua en la masa rocosa que rodea el tapón. Los piezómetros deberán instalarse en agujeros perforados con un diámetro mínimo de 76 mm y un diámetro máximo de 152 mm en los lugares y a las elevaciones indicados en el diseño y las especificaciones del tapón.

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Anexo D


Anexo D

Ejemplo de Diseño de Tapones Indentados

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Anexo D


Sección Página

D1. INTRODUCCIÓN .............................................................................................. 131 D2. CAPACIDAD DE CARGA DE LA ROCA ......................................................... 131

D2.1 Roca Homogénea ............................................................................... 132 D2.2 Roca Fracturada ................................................................................. 132

D3. Consideraciones del Diseño .......................................................................... 133 D3.1 Requisitos de Diseño del Tapón....................................................... 133 D3.2 Criterios para el Diseño del Tapón ................................................... 134 D3.3 Diagrama Típico del Diseño del Tapón ............................................ 134 D3.4 Coeficientes y Nomenclatura Usados en Diseño ............................ 135

D4. Cálculos de diseño.......................................................................................... 138 D4.1 Condiciones Iniciales......................................................................... 138 D4.2 Coeficientes de Diseño...................................................................... 138 D4.3 Carga total ponderada, Wf................................................................. 139 D4.4 Resistencia al Corte Ponderada, Vc ................................................. 140 D4.5 Evaluación de la Formula (2):............................................................ 141 D4.6 Cargas de corte ponderadas, Vf ....................................................... 141 D4.7 Espesor Ponderado del Tapón, D..................................................... 141 D4.8 Momento Ponderado (Lado Corto), Mf ............................................. 142 D4.9 Área de Refuerzo de Acero para los Cálculos Preliminares (Lado

corto) ................................................................................................... 142 D4.10 Resistencia del Momento Ponderado (Lado Corto), Mr .................. 143 D4.11 Proporción del Refuerzo de Tensión (Lado Corto), ρ ..................... 143 D4.12 Momento Ponderado (Lado Largo), Mf............................................. 144 D4.13 Área de Acero de Refuerzo para los Cálculos Preliminares (Lado

Largo) .................................................................................................. 144 D4.14 Resistencia del Momento Ponderado (Lado Largo), Mr.................. 145 D4.15 Proporción de Refuerzo de Tensión (Lado Largo), ρ ...................... 145 D4.16 Espaciamiento de la Capa de Barras y Espesor de la Losa........... 146 D4.17 Anclaje en Roca.................................................................................. 146 D4.18 Carga en el Concreto ......................................................................... 147

D5. Referencias ...................................................................................................... 148

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Anexo D


LISTA DE FIGURAS

Figura D1 Diagrama general de un tapón indentado................................................ 131 Figura D2 Resultado de los cálculos para el diseño del tapón en una abertura de

3400 mm x 3700 mm. .............................................................................. 148

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Anexo D


D1. INTRODUCCIÓN

Este anexo presenta un ejemplo del diseño de un tipo de tapón indentado (i.e., una losa trabada en la roca). El enfoque presentado sigue los lineamientos del “Bulkhead & Dams for Underground Mines Design Guidelines” (Guía para el diseño de tapones y presas para minas subterráneas) publicados por la oficina de Salud y Seguridad Ocupacional del Ministerio de Trabajo de Ontario (Ontario Ministry of Labour 1995).

Un caso hipotético:

Una mina requiere construir un tapón indentado para cerrar el acceso al portal de carguío 130 (Elev. 130 m) como parte del plan general del cierre de la mina. El tapón necesitará retener agua después del cierre de la mina y el nivel estático del agua subterránea estaría a la Elev. 465 m. La Figura D1 muestra una sección transversal típica de un tapón indentado.

Figura D1 Diagrama general de un tapón indentado

El análisis químico del agua indicó que tenía un pH de aproximadamente 7 y que no contenía sólidos en suspensión. Cualquier filtración de agua del tapón no será usada para fines domésticos.

La galería mide 3.7 m de ancho y 3.4 m de alto en el lugar planeado para el tapón y el macizo rocoso de granito ha sido clasificada como de calidad moderada de acuerdo a la caracterización del macizo rocoso (según el Anexo B).

Se deberán usar las especificaciones para concreto y encofrados del Anexo C.

D2. CAPACIDAD DE CARGA DE LA ROCA

Los lineamientos para el diseño de tapones preparados por el Ministerio de Trabajo de Ontario (1995) incluyen el cálculo de la capacidad de carga de la roca, que se reproducen aquí en la Secciones D2.1 y D2.2. Estos lineamientos se utilizan para calcular la resistencia del macizo rocoso para su incorporación en los cálculos del diseño del tapón de la Sección D4.0.

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Anexo D


D2.1 ROCA HOMOGÉNEA

La capacidad de carga de la roca homogénea depende de la geometría de la superficie rocosa que va a soportar el peso, el peso unitario de la roca, la cohesión de la roca y el ángulo de fricción interna de la roca. Normalmente, la roca homogénea tiene una resistencia de compresión más alta que la del concreto. Por lo tanto, no es probable que el peso transferido a la roca homogénea en el área de indentado de un tapón de concreto sea mayor a su capacidad de carga.

Para una carga uniforme sobre el área de roca que tenga un ancho W, la capacidad de carga se expresa como:

Cb NcNWq += γγ21

donde:

γ = el peso unitario de la roca

c = la cohesión de la roca

y

Nγ y Nc son los factores de la capacidad de carga

Nc = (Nq - 1) cot φ

Nγ = 1.5 (Nq - 1) tan φ

Nq = e πtanφ tan2 (π/4 + φ / 2)

φ = el ángulo de fricción de la roca

Los valores de cohesión y del ángulo de fricción para los tipos de roca más comunes son:

Tipo de roca Cohesión (c) (KPa) Angulo de fricción (φ) (grados)

Roca ígnea granito basalto porfidos

35000 - 55000 35 - 45

Roca metamórfica Cuarcita

gneis pizarra

20000 - 40000 30 - 40

Roca sedimentaria caliza

dolomita arenisca

10000 - 30000 35 - 45

D2.2 ROCA FRACTURADA

La roca es rara vez homogénea en los ambientes mineros y por lo general se caracteriza por fracturas inducidas por las explosiones, y por características geológicas tales como grietas, planos de estratificación o fallas. La falta de

133

Anexo D


continuidad por lo general afecta negativamente la capacidad de carga de la roca. A pesar de su resistencia de compresión, la capacidad de carga del macizo rocoso fracturado puede ser considerablemente menor que la de un macizo rocoso homogéneo del mismo tipo de roca.

En rocas fracturadas, el mecanismo de falla potencial del esfuerzo de carga puede ser algo diferente a la que resulta de un exceso de esfuerzo de carga en la roca homogénea. El espaciado, la orientación y el tamaño de las aberturas en las fracturas de un macizo rocoso van a determinar como responderá a las presiones de carga. En macizos rocosos que tienen como características fracturas abiertas, que tienen espacios menores al ancho sobre las que se aplicará la carga de soporte y se orientan en forma sub paralela a la dirección de la carga aplicada, la carga se soporta esencialmente por las columnas no confinadas de la roca. La capacidad de carga de tales macizos rocosos es aproximadamente igual a la suma de las resistencias de las columnas rocosas individuales, siempre y cuando cada columna tenga la misma resistencia y rigidez.

Para las áreas de anclaje de tapones que se excavan en roca fracturada, es crucial que se realice un mapeo cuidadoso del macizo rocoso para evaluar cuál es la influencia de las discontinuidades del macizo rocoso en la capacidad de carga. El resultado del trabajo de mapeo podría revelar la necesidad de ajustar la capacidad de carga como se presentó anteriormente para la roca homogénea.

Para una explicación sobre la caracterización del macizo rocoso y la determinación de los parámetros de resistencia de la roca véase el Anexo B de esta Guía.

D3. CONSIDERACIONES DEL DISEÑO

La Guía para el Diseño de Tapones preparada por el Ministerio de Trabajo de Ontario (1995) incluye una sección con consideración sobre el diseño del tapón, como se presenta en las secciones D3.1 y D3.2. Esto esboza una base para los requisitos del diseño del tapón, los criterios de diseño que se han seguido, un diagrama típico de un tapón y los coeficientes usados para el diseño. Todos hacen referencia a los cálculos de diseño de la Sección D4.0.

D3.1 REQUISITOS DE DISEÑO DEL TAPÓN

El diseño del tapón debe tomar en cuenta las dimensiones de tapón, la profundidad a la cual el tapón será indentado (trabado) en la roca, así como los siguientes componentes relacionados con el diseño:

• Cargas ponderadas • Cargas de corte ponderadas • Momentos ponderados (y requisitos de refuerzo) • Separación de barras & espesor de la losa • Anclaje en la roca • Carga en el concreto

134

Anexo D


D3.2 CRITERIOS PARA EL DISEÑO DEL TAPÓN

Los lineamientos de Ontario consideran:

1. El tapón se diseña de acuerdo con los estándares CSA, CAN3-A23.3-M84, "Diseño de estructuras de concreto para edificaciones", que requieren que:

Resistencia ponderada ≥ Efecto de cargas ponderadas

2. Se considera que el tapón es una losa que está simplemente apoyada en cuatro lados.

3. No se toma en cuenta la presión tectónica.

4. No aplica el “análisis” de flexión de viga gruesa.

5. No se ha considerado el potencial de la fractura hidráulica dentro de la roca alrededor del tapón en el diseño de los lineamientos de Ontario.

6. El diseño del tapón se ha realizado para soportar la presión hidrostática estática con una gravedad específica igual a uno.

D3.3 DIAGRAMA TÍPICO DEL DISEÑO DEL TAPÓN

Este es un diagrama que ilustra un tapón típico a modo de ejemplo:

135

Anexo D


Notas: 1. La distancia de anclaje de h/2 se basa en un anclaje sobre roca sana con una presión de carga admisible

de 3800 kPa. Si la roca se fractura o si la presión de carga admisible es menor a 3800 kPa, sería necesario hacer los ajustes apropiados a la profundidad del anclaje.

2. Cubierta de concreto = 75 mm ± 12 mm.

3. Para tapones rectangulares, ponga el refuerzo de forma paralela a la dimensión corta (la) en la capa exterior.

4. Para tapones que pueden ser cargadas de ambos lados, ponga el refuerzo, como se indica en las tablas, en ambos lados.

5. Mínima separación de barras “s” = Diámetro Barras (db)+ el mayor de:

o 25 mm; ó o db; ó o 1.33 x tamaño máximo del agregado.

D3.4 COEFICIENTES Y NOMENCLATURA USADOS EN DISEÑO

La siguiente nomenclatura es utilizada en los cálculos de diseño de la Sección D4.0:

A Área de esfuerzos efectivos del concreto alrededor del refuerzo de los esfuerzos de flexión y que tiene el mismo centroide que tal refuerzo, dividido por el número de barras, mm2h

As Área del refuerzo de tensión, mm2

αD Factor de carga de la carga muerta (Cláusula 9.2.3)*

αL Factor de carga de la carga viva (ver Cláusula 9.2.3)*

αQ Factor de carga del viento o de terremotos (ver Cláusula 9.2.3)*

αT Factor de carga en carga-T (ver Cláusula 9.2.3)*

β Relación de la luz libre en la dirección de mayor longitud entre la de menor longitud de la losa

β1 Relación de la profundidad del bloque de compresión rectangular del eje neutral (ver Cláusula 10.2.7)*

βc Relación del lado largo al lado corto de la carga concentrada o el área de reacción

b Ancho de la cara a la compresión del elemento, mm

bo Perímetro de la sección crítica para losas y pisos, mm

bw Ancho de la red, mm

c Distancia desde la fibra en compresión extrema al eje neutral, mm

Cad,Cbd Coeficientes de momento para los momentos de carga muerta positivo en periodos cortos y largos, respectivamente.

Cal,Cbl Coeficientes de momento para los momentos de carga viva positivo en periodos cortos y

largos, respectivamente.

D Carga muerta, N

d Distancia desde la fibra a la compresión extrema al centroide del refuerzo de tensión, mm

db Diámetro nominal de barra, alambre o cable pretensado, mm

dc Espesor de la cubierta de concreto medida desde la fibra de tensión extrema hasta el centro de la barra longitudinal o alambre más cercano, mm

Es Modulo de elasticidad del refuerzo, MPa (ver Cláusula 8.5.2 ó 8.5.3)*

єs Deformación en el refuerzo

fs Esfuerzo calculado en el refuerzo con cargas especificadas, MPa

fy Resistencia a la fluencia especificada del refuerzo no pretensado, MPa

136

Anexo D


* NOTA: Los números de cláusulas se refieren al Estándar CAN-A23.3-M84

f’c Resistencia a la compresión especificada del concreto, MPa

cf ′ Raíz cuadrada de la resistencia a la compresión especificada del concreto, MPa

g Aceleración de la gravedad, 9.81 m/s2

H Presión hidrostática del agua en metros

h Espesor total del elemento, mm

hs Profundidad total de la losa, mm

L Carga vivas N

I Espaciamiento longitudinal en un sentido de la losa según se define en las Cláusulas 8.7.1 y 8.7.2;* mm

Ia Espacio libre en la dirección corta de la losa, mm

Ib Espacio libre en la dirección larga de la losa, mm

Ma Momento máximo de un elemento en estado de carga en el que la deflexión se computa, N mm

MadPos, MbdPOS Momentos de carga muerta positivos en espacios cortos y largos, respectivamente, N.mm/m

Mf Momento ponderado en la sección, N mm

Mr Resistencia del momento ponderado, calculado usando los supuestos en las Cláusulas 10.2 y 10.3,* y los factores de resistencia en la Cláusula 9.3,* N mm

m = la

lb Relación del espacio libre en la dirección corta y larga de la losa

ρ Proporción de refuerzo de tensión no pretensada = As/bd

Q Carga viva debido al viento o a un sismo, cualquiera que produzca el efecto más desfavorable.

s Separación entre las capas de refuerzo, mm

T Efectos acumulativos de temperatura, escurrimiento plástico, contracción y asentamiento diferencial.

Vc Resistencia al corte ponderada proporcionada por el esfuerzo a la tensión en el concreto, N

Vf Fuerza de corte ponderada en la sección, N

Vr Resistencia al corte ponderada, N

Vs Resistencia al corte ofrecida por el refuerzo de corte, N

Wdf Carga muerta ponderado por unidad de área, kPa

Wf Carga total ponderada por unidad de área,, kPa

Wlf Carga viva ponderada por unidad de área, kPa (kN/m2)


z Cantidad que limita la distribución del refuerzo a la flexión kN/mm (ver Cláusula 10.6)*

γ Factor de importancia (ver Cláusula 9.2.6)*

*Factor que toma en cuenta la baja densidad del concreto (C 11.2.3) ג

γc Densidad del concreto, kg/m3

φc Factor de resistencia del concreto (ver Cláusula 9.3.2)*

φs Factor de resistencia de las barras de refuerzo (ver Cláusula 9.3.3)*

χ Factor de combinación de carga (ver Cláusula 9.2.4)*


137

Anexo D


La Tabla E-2 de los Lineamientos de Ministerio de Trabajo de Ontario (1995) presentan los coeficientes para los momentos positivos de carga viva y carga muerta. Estos coeficientes se utilizarán en la Sección D4.0.

138

Anexo D


D4. CÁLCULOS DE DISEÑO

Esta sección ofrece detalles respecto al cálculo de las cargas ponderadas y los requerimientos últimos relativos al caso hipotético presentado en la sección D1.0. Estos cálculos se basan en la Guía del Diseño de Tapones del Ministerio de Trabajo de Ontario (1995). La Sección D3.4 ofrece una lista de nomenclatura detallada usada en los cálculos siguientes:

D4.1 CONDICIONES INICIALES

A continuación se presentan las condiciones iniciales relativas al ingreso de datos tales como geometrías, resistencia de materiales, etc.

Aberturas (lado largo x lado corto), la x lb = 3400 mm x 3700 mm

Presión hidrostática, H = 335 m (Elev. 465 m – Elev. 130 m)

Resistencia a la compresión del concreto, f’c = 30 MPa

Resistencia a la fluencia del refuerzo, fy = 400 MPa

Carga viva debido a la presión hidrostática, (w):

w = H x ρw x g = 3287 kN/m2 donde: g = 9.81 m/s2 ρw = 1000 kg/m3, (densidad del agua)

D4.2 COEFICIENTES DE DISEÑO

Los siguientes son los coeficientes de diseño relativos a los requerimientos geométricos del tapón y la configuración del diseño:

088.134003700

====a

bc l

lmenorladomayorladoβ

919.037003400

====b

a

ll

mayorladomenorladom

Coeficiente de momento, Cal (Ver Tabla E-2 – Caso 1) = 0.0431

Coeficiente de momento, Cbl (Ver Tabla E-2 – Caso 1) = 0.0305

139

Anexo D


D4.3 CARGA TOTAL PONDERADA, WF

La carga total ponderada (Wf) incorpora las diferentes cargas que actúan sobre el tapón incluyendo; carga muerta, carga viva, carga del viento y sismos, y temperatura.

Se aplica un factor a las cargas para poder ponderarlas como corresponde.

Carga total ponderada (Wf):

Wf = αDD + γχ(αLL + αQQ +αTT) (CSA 9.2.2)

donde, D = Carga muerta L = Carga viva Q = Viento, Sismo T = Temperatura

Factores de cargas ( α):

αD = 1.25; αL = 1.50; αQ = 1.50; αT = 1.25 (CSA 9.2.3)

Factor de combinación de cargas (χ):

χ = 1.0 uno de los factores L, Q y T

χ = 0.7 dos de los factores L, Q y T

χ = 0.6 los tres factores L, Q y T

Puesto que se considera solo una carga viva en este diseño, se considera que χ = 1.0.

Factor de importancia (γ):

γ = 1.0 (CSA 9.2.6)

Por lo tanto, la carga ponderada (Wf) se descompone en:

Wf = Wdf + Wlf

= 1.25D +1.50L

Para tapones verticales (con una carga que actúa horizontalmente a través del tapón), tal como la del caso hipotético que se analiza, D = 0.00. Para tapones horizontales (por ejemplo, construidas en pozos verticales, la carga actuaría verticalmente a través del tapón), la carga muerta se debería estimar sobre la base del volumen del tapón y la densidad del concreto. Para este ejemplo, D = 0.

∴Wf = 0 + 1.50 x 3287 kN/m2 = 4931 kN/m2

140

Anexo D


D4.4 RESISTENCIA AL CORTE PONDERADA, VC

La serie de ecuaciones a continuación considera la resistencia del tapón a la falla de corte.

Resistencia al corte ponderada (Vc):

Vc = (1 + 2 / βc) 0.2 λ φc (f’c)0.5 bo d Formula(1) (CSA 11.10.2.2)

Pero no mayor que,

Vc = 0.4 λ φc (f’c)0.5 bo d Formula (2) (CSA 11.10.1.3)

donde

bo = perímetro de la sección crítica d = profundidad efectiva, mm

bo = 2 (la + lb – 2d) = 2 (3400+3700-2d) = 14 200 – 4d (mm)

Factor de importancia (λ):

λ = 1.0 (CSA g.2.6)

Factor de resistencia (φc):

φc = 0.60 (CAN g.3.2)

Coeficiente de diseño (βc):

βc = 1.088 (Sección D4.2)

Resistencia del concreto (f’c):

(f’c)0.5 = (30)0.5 = 5.477

donde f’c se expresa en MPa

Al evaluar la Formula (1):

Vc = (1 + 2 / βc) 0.2 λ φc (f’c)0.5 bo d, = (1+2 / 1.088) 0.2 x 1.0 x 0.60 x 5.477 x bo d

= 1.8654 bo d La Formula (1) no puede ser mayor que la Formula (2).

141

Anexo D


D4.5 EVALUACIÓN DE LA FORMULA (2):

Vc = 0.4 λ φc (f’c)0.5 bo d = 0.4 x 1.0 x 0.6 x 5.477 bo d

= 1.3145 bo d

Que es menor que Vc en la Formula (1)

Por lo tanto, use Vc en la Formula (2) & substituya (14200 – 4d) por bo:

Vc = 1.3145 (14200 – 4d) d = 18665.9 d – 5.258 d2 (N) = 18.6659 d - 0.005258 d2 (kN) Formula (3)

D4.6 CARGAS DE CORTE PONDERADAS, VF

Las siguientes ecuaciones consideran las cargas de corte aplicadas al tapón:

Carga de corte ponderada (Vf):

Vf = Wf (la – d) (lb – d) = 4931 (3.400 – 0.001 d) (3.700 – 0.001 d) (kN) = 4931 (12.58 – 0.0034 d – 0.0037 d + 0.000001 d2) (kN) = 0.004931 d2 – 35.0101 d + 62031.98 (kN)

donde:

Wf = carga ponderada total = 4931 (kN) (Sección D4.3)

D4.7 ESPESOR PONDERADO DEL TAPÓN, D

Las siguientes ecuaciones consideran el espesor ponderado del tapón sobre la base de la resistencia al corte ponderado y la carga de corte ponderada.

Suponiendo que:

Resistencia al corte ponderada (Vc) = Carga de corte ponderada (Vf) 18.6588 d - 0.005256 d2 = 0.004931 d2 – 35.0101 d + 62031.98 0.010187 d2 – 53.6689 d + 62031.98 = 0

Al resolver la ecuación cuadrática para d:

ad2 + bd + c = 0

d = (-b 6 (b2 – 4ac)0.5) / (2a) = (53.6689 6 (2880.350827 – 2527.679121)0.5) / 0.020374 = (53.6689 6 18.77955554) / 0.020374 = 1713 mm

142

Anexo D


Usando d = 1800 mm

D4.8 MOMENTO PONDERADO (LADO CORTO), MF

La siguiente ecuación considera el momento que actúa a lo largo del lado corto del tapón.

Momento ponderado, lado corto, (Mf):

Mf = Mal + Mad (CSA E2.8)

Donde, el momento positivo de la carga viva, (Mal):

Mal = Cal Wlf la2 = 0.0431 x 4931 x (3.40)2

= 2457 kN.m por metro de ancho Y, el momento positivo de la carga muerta, (Mad):

Mad = Cad wdf la2 = 0 Por lo tanto, Mf = 2457 kN.m por metro de ancho

D4.9 ÁREA DE REFUERZO DE ACERO PARA LOS CÁLCULOS PRELIMINARES

(LADO CORTO)

Las siguientes formulas consideran el área de refuerzo de acero que se requiere para los cálculos preliminares con respecto a los requisitos de acero de refuerzo del tapón. Estas formulas se encuentran en el Manual de Diseño en Concreto de CPCA 2.9.

Área del acero, (As):

As = (Mf x 106) / (0.90 φs fy d) (CSA 9.3.3) Donde, Mf = 2457 kN.m por metro de ancho

d = 1800 mm Para φs = 0.85, fy = 400 MPa

Por lo tanto, As = (2457 x 106) / (306 x 1800)

= 4461 mm2 / m Considerando dos capas de acero de 30M @ 200 mm:

As = 2 [π (30/2)2] / 0.200 = 7068 mm2 / m

Proporción de refuerzo de tensión no pretensado, (ρ):

ρ = As / (b d)

143

Anexo D


Donde b = 1000 mm por unidad de ancho ∴ρ = 7068 / (1000 x 1800),

= 0.003927

D4.10 RESISTENCIA DEL MOMENTO PONDERADO (LADO CORTO), MR

Las siguientes formulas consideran el momento ponderado de la resistencia que actúa a lo largo del lado corto del tapón. Consulte el Manual de Diseño en Concreto de CPCA 2.7 y el Anexo CSA B3.

Resistencia del momento ponderado, (Mr):

Mr = ρ φs fy [1 – (ρ φs fy) / (1.7 φc f’c)] bd2 = 0.003927 x 0.85 x 400 [1 – (0.003927 x 0.85 x 400) / (1.7 x 0.60 x 30)] 1000 x 18002 = 4137 kN.m

Puesto que Mr ∃ Mf , OK

D4.11 PROPORCIÓN DEL REFUERZO DE TENSIÓN (LADO CORTO), ρ

Las siguientes formulas consideran la proporción del refuerzo de tensión de la mampara. Se deben cumplir tres criterios:

Preliminar:

ρ = 0.003927 (Sección D4.8)

1. Refuerzo de temperatura y contracción.

ρmin = 0.0020, Puesto que ρ > ρmin, OK 2. Proporción máxima de acero admisible ρmax

(para asegurar la falla dúctil)

ρmax = (φc / φs) [(0.85 x f’c x β1 x 600) / fy (600 + fy)] Donde, f’c = 30, β1 = 0.85

ρmax = (0.60 / 0.85) [(0.85 x 30 x 0.85 x 600) / 400 (600 + 400)] = 0.02295,

Puesto que ρ < ρmax, OK

3. Refuerzo mínimo para la flexión

ρmin = 1.4 / fy ó 1.33 x ρreq’d para la flexión (CSA 10.5) = 1.4 / 400 = 0.0035, Puesto que ρ > ρmin, OK

144

Anexo D


Por lo tanto la estimación inicial del área de acero (Sección D4.8) de dos capas de 30 M @ 200 mm es satisfactoria. (As = 7068 mm2 / m)

D4.12 MOMENTO PONDERADO (LADO LARGO), MF

Momento ponderado, lado largo, (Mf):

Mf = Mbl + Mbd (CSA E2.8)

Donde Mbd = 0 (carga muerta, D = 0) Mbl = Cbl Wlf lb2

= 0.0305 x 4931 x (3.70)2

= 2059 kN.m por metro de ancho ∴Mf = 2059 kN.m por metro de ancho

D4.13 ÁREA DE ACERO DE REFUERZO PARA LOS CÁLCULOS PRELIMINARES

(LADO LARGO)

La siguiente formula es la segunda iteración para considerar el área de refuerzo de acero que se requiere para los cálculos preliminares. Se consideran los requisitos de acero de refuerzo para los momentos que actúan a lo largo del lado largo del tapón. Estas formulas se encuentran en el Manual de Diseño en Concreto de CPCA 2.9.

Área de acero, (As):

As = (Mf x 106) / (0.90 φs fy d) (CSA 9.3.3)

Donde, Mf = 2059 kN.m por metro de ancho (lado largo)

d = 1800 mm

For φs = 0.85, fy = 400 MPa Por lo tanto, As = (2059x 106) / (306 x 1800)

= 3738 mm2 / m Considérese dos capas de acero de 30M @ 250 mm:

As = 2 [π (30/2)2] / 0.250

= 5655 mm2 / m Proporción de refuerzo de tensión no pretensado, (ρ):

ρ = As / (b d) Donde b = 1000 mm por unidad de ancho

∴ρ = 5655 / (1000 x 1800), = 0.00314

145

Anexo D


D4.14 RESISTENCIA DEL MOMENTO PONDERADO (LADO LARGO), MR

La siguiente formula considera la resistencia del momento ponderado que actúa a lo largo del lado largo del tapón. Consulte el Manual de Diseño en Concreto de CPCA 2.7 y el Anexo CSA B3.

Resistencia del momento ponderado, (Mr):

Mr = ρ φs fy [1 – (ρ φs fy) / (1.7 φc f’c)] bd2 = 0.002618 x 0.85 x 400 [1 – (0.002618 x 0.85 x 400) / (1.7 x 0.60 x 30)] 1000 x 18002 = 2800 kN.m Puesto que Mr ∃ Mf , OK

D4.15 PROPORCIÓN DE REFUERZO DE TENSIÓN (LADO LARGO), ρ

Las siguientes formulas consideran la proporción del refuerzo de tensión del tapón. Se deben cumplir tres criterios:

Preliminar:

ρ = 0.00314 (Sección D4.12)

1. Refuerzo de temperatura y contracción.

ρmin = 0.0020, Puesto que ρ > ρmin, OK 2. Proporción máxima de acero admisible ρmax

(para asegurar la falla dúctil)

ρmax = (φc / φs) [(0.85 x f’c x β1 x 600) / fy (600 + fy)] Donde, f’c = 30, β1 = 0.85

ρmax = (0.60 / 0.85) [(0.85 x 30 x 0.85 x 600) / 400 (600 + 400)] = 0.02295

Puesto que ρ < ρmax, OK

3. Refuerzo mínimo para la flexión

ρmin = 1.4 / fy ó 1.33 x ρreq’d para la flexión (CSA 10.5) = 1.33x As/(b x d) = 1.33 x 3738/(1000 x 1800) = 0.0028

Puesto que ρ > ρmin, OK

Por lo tanto la estimación inicial del área de acero de refuerzo (Sección D4.8) de dos capas de 30 M @ 250 mm es satisfactoria.(As = 5655 mm2 / m)

146

Anexo D


D4.16 ESPACIAMIENTO DE LA CAPA DE BARRAS Y ESPESOR DE LA LOSA

Las siguientes formulas consideran el espaciamiento de las capas de barras de acero, así como el espesor de la losa de concreto del tapón.

Espaciamiento de la capa de barras, (s):

s = db + 1.33 x 35 mm (tamaño máximo del agregado)

Donde, db = diámetro de la barra de refuerzo (30 mm)

s = 30 mm + 46.55 mm = 76.55 mm, usando 80 mm

Espesor de la losa, (h):

h = d + s / 2 + dc + db / 2 Donde, d = 1800 mm (profundidad efectiva)

dc = 75 mm (cubierta de concreto de la barra)

h = 1800 + 80 / 2 + 75 + 30 / 2 = 1930 mm

D4.17 ANCLAJE EN ROCA

La siguiente formula considera la profundidad del anclaje del tapón dentro de la roca sobre la base de la geometría del tapón y en la capacidad de carga admisible de la roca.

Área total del tapón, (A):

A = A2 – A1

Donde, A2 = área exterior del tapón (incluyendo anclaje en roca)

A1 = área interior del tapón (sin incluir anclaje en roca)

A = (la + h) (lb + h) – (la x lb) = lalb + lbh + lah + h2 – lalb = (h2 + lbh + lah)

A1A2 la

lb

h/2

147

Anexo D


Donde, h / 2 = Anclaje en roca Presión hidrostática = 3287 kN / m2

Presión de resistencia admisible = 3800 kN / m2

∴ 3287 A1 = 3800 A A1 / A = 3800 / 3287 = 1.156 lalb / (h2 + lbh + lah) = 1.156

Donde, la = 3.40 m lb = 3.70 m

(3.4 x 3.7) / (h2 + 3.7h + 3.4h) = 1.156 12.58 = 1.156 h2 + 8.2076 h h2 + 7.1 h – 10.8824 = 0

Al resolver la ecuación cuadrática:

ah2 + bh + c = 0 h = (-b 6 (b2 – 4ac)0.5) / (2a)

= (-7.1 6 (50.41 + 43.5296)0.5) / 2 = (-7.1 6 9.6922) / 2 = 1.30 m

Por lo tanto, el anclaje necesario será = h/2 = 1.30 / 2 = 0.65 m

Para un factor de seguridad adicional:

Anclaje necesario = h / 2, asumiendo h = d, 1800 / 2 = 900 mm = 0.90 m

D4.18 CARGA EN EL CONCRETO

Las siguientes formulas consideran la presión de carga admisible de la losa de concreto en comparación con la presión de carga de la carga viva.

En el apoyo:

Presión = 3800 kN / m2 x 1.5 (factor de carga viva) = 5700 kN / m2 = 5.70 MPa

Sobre la superficie = 3287 kN / m2 x 1.5

= 4931 kN / m2 = 4.93 MPa

Presión de carga admisible sobre el concreto:

= 0.85 φc f’c (CSA 10.15.1.1) = 0.85 x 0.60 x 30

148

Anexo D


= 15.3 MPa

Puesto que la presión de carga admisible sobre el concreto > la presión sobre la superficie (debido a la carga viva), OK

Ejemplo del diseño del tapón

Figura D2 Resultado de los cálculos para el diseño del tapón en una abertura

de 3400 mm x 3700 mm.

D5. REFERENCIAS

Ontario Ministry of Labour, 1995, “Bulkheads & Dams For Underground Mines Design Guidelines”(Mamparas y Diques en Minería Subterránea), Occupational Health & Safety Branch, Sudbury, Ontario.

CAN3-A23.3-M84. “Design of Concrete Structures for Buildings” (Diseño de Estucturas de Concreto para Edificaciones). Canadian Standards Association.

CAN3-A23.1-M77.“Concrete Materials and Methods of Concrete Construction” (Materiales de Concreto y Métodos para la Construcción en Concreto), Canadian Standards Association.

CPCA 1989, “Concrete Design Handbook – First Edition” (Manual de Diseño de Concreto – Primera Edición), Canadian Portland Cement Association, Ottawa.

149

Anexo E


Anexo E

Ejemplo de Diseño de Tapones de Lados Paralelos

151

Anexo E


Sección.................................................................................................................Página E1. Introducción..................................................................................................... 153 E2. Cálculos de Diseño ......................................................................................... 153

E2.1 Parámetros de Diseño .......................................................................... 154 E2.1.1 Diseño por Corte .................................................................................... 154

2.1.1.1 Longitud del Tapón Basada en la Resistencia al Corte en la Interfaz de Concreto/Roca ....................................................... 155

2.1.1.2 Longitud del Tapón Basado en la Resistencia de Soporte del Concreto y la Roca en el Interfaz............................................. 156

E2.1.2 Diseño por Fexión de Viga Gruesa ........................................................ 157 E2.1.3 Fracturación Hidráulica .......................................................................... 158 E2.1.4 Falla por Infiltración Excesiva (Bajo Gradientes Hidráulicas

Adversamente Altas) .............................................................................. 159 E2.1.5 Mecanismos Físico/Químicos de Largo Plazo ....................................... 160

E2.2 Peligro Sísmico ..................................................................................... 161 E2.3 Cargas Dinámicas ................................................................................. 162

E2.3.1 Ariete Hidráulico Debido a Carga Sísmica............................................. 162 E3. Análisis............................................................................................................. 162 LISTA DE TABLAS

Tabla E1 Diseño de Tapones por el Criterio de Viga Profunda para Tapones de Concreto No Reforzado ........................................................................... 157

Tabla E2 Límites para Sustancias Químicas en Agua de Mezcla (según ASTM C94) ......................................................................................................... 161

LISTA DE FIGURAS

Figura E1 Representación Esquemática del Criterio Noruego para el Confinamiento de Flujos de Agua Presurizadas sin Revestimiento (adaptado de Bergh-Christensen, 1988).................................................. 159

Figura E2 Posible Mecanismo de Falla por Gradiente Excesiva.............................. 159 Figura E3 Tapón Compuesto con una Sección Sólida Indentada y Galería de

Inyección Aguas Abajo - Permite Lograr una Resistencia Adecuada Contra el Esfuerzo y Falla de Corte; Asimismo, Presenta la Longitud Suficiente para Alcanzar una Óptima Resistencia a la Fuga ................... 163

153

Anexo E


E1. INTRODUCCIÓN

Este anexo presenta un ejemplo del diseño de un tapón de lados paralelos empleando las guías de diseño proporcionadas por Garrett & Campbell-Pitt (1958 y 1961), la Circular Informativa USBM 9020 – Diseño de Compuertas para el Control del Agua en Minas Subterráneas (Chekan, 1985) y la información proporcionada en el texto principal de la Guía para el Diseño de Tapones (Sección 2.5).

Este ejemplo solo se proporciona para efectos de referencia general y el Proponente no está obligado a seguir de manera normativa los procedimientos que se presentan.

Caso Hipotético

Aquí se presentará el mismo caso hipotético que se emplea en el Anexo D, esta vez para el diseño de un tapón de lados paralelos. No obstante, se han realizado cambios para incluir mayores detalles sobre la calidad del agua y el potencial sísmico.

En este ejemplo se asume que una mina desea construir un tapón indentado de lados paralelos para cerrar el acceso al portal de acarreo 130 (alt. 130 m) como parte del plan de cierre general de la mina. Se requerirá el tapón para retener el agua luego del cierre de la mina y se estima una altura de 465 m para el nivel estático del agua subterránea.

En la ubicación planificada del tapón, el espesor del material de cobertura es aproximadamente 10 m y el espesor de la roca alrededor de 150 m. El portal de acarreo se ubica cerca de la inclinación natural de alrededor de 35°.

El análisis químico del agua indicó que contiene un pH de aproximadamente 5, concentración de sulfato en el rango de 500 a 1000 mg/L, concentración de cloruro que varía entre 50 mg/L y 400 mg/L y no contiene sólidos en suspensión. Cualquier agua de pérdida del tapón debiera ingresar a los suministros de agua empleados para efectos de uso doméstico.

La galería tiene 3.7 m de ancho y 3.4 m de alto en la ubicación planificada para el tapón y el macizo rocoso de granito se ha clasificado como de “buena calidad” mediante la caracterización del macizo rocoso (según Anexo B).

La evaluación de peligro sísmico del sitio planificado para la mina indica el potencial de un sismo con aceleración máxima de 0.4 g.

Se emplearán las especificaciones para concreto y encofrado que se proporcionan en el Anexo C.

E2. CÁLCULOS DE DISEÑO

La siguiente sección proporciona los detalles relacionados con el cálculo de cargas ponderadas y los requerimientos finales para el diseño del tapón, empleando el caso hipotético antes presentado. Para efectos de referencia, la evaluación de la estabilidad de desarrollará siguiendo los modos potenciales de inestabilidad que se incluyen en una lista en la Sección 2.5 del informe principal; i.e.:

154

Anexo E


(1) La evaluación de estabilidad de la geometría del tapón en el lugar seleccionado la realizará un Ingeniero quien la certificará empleando enfoques autorizados por la industria para evaluar, como mínimo, los cinco posibles y principales modos de inestabilidad potencial, principalmente: (i) Falla por corte – definido como falla de corte a través del concreto, a lo largo

del contacto con la roca/concreto o a través del macizo rocoso;

(ii) Falla por flexión – generalmente ocurre como falla confinada solamente a través del material del tapón propiamente dicho.

(iii) Falla debido a filtración excesiva, que generalmente ocurre a partir de la falta de contacto de la interfase debido principalmente a los efectos de erosión bajo un gradiente hidráulico demasiado alta a lo largo del eje del tapón;

(iv) Falla debida a levantamiento hidráulico que ocurre a lo largo de la interfase roca/concreto del tapón o que ocurre en discontinuidades discretas en la roca que circunda el tapón; y/o

(v) Falla debida a la disgregación química/física a largo plazo del concreto del tapón, inyección, o de sello o inclusiones en la roca circundante.

La Tabla E2 (del texto principal) resume los Factores de Seguridad recomendados que se emplearán en el diseño del tapón que se presenta en este apéndice.

E2.1 PARÁMETROS DE DISEÑO

Para este ejemplo se han considerado los siguientes parámetros de diseño:

• El túnel tiene una forma rectangular de 3.7 m de ancho por 3.4 m de alto (área = 12.6 m2; perímetro = 14.2 m)

• La carga hidráulica máxima en la ubicación del tapón = 335 m (alt. 465 m – alt. 130 m)

• Espesor de la cobertura vertical = 10 m y espesor de roca = 150 m • Macizo rocoso de buena calidad (RMR > 60). Resistencia al corte de del macizo

rocoso = 1200 kPa, produciendo un esfuerzo de corte máximo permisible = 400 kPa (i.e., 1200 / 3 para un Factor de Seguridad = 3)

• Resistencia a la compresión uniaxial para el concreto = 30 MPa • Máximo gradiente hidráulico aceptable = 14 m/m (o 140 kPa/m) para un macizo

rocoso de buena calidad (Tabla 1 según Benson, 1989)

E2.1.1 Diseño por Corte

Para tapones paralelos, el enfoque de diseño asume que la carga inducida por presiones hidrostáticas se transmitiría desde el tapón de concreto a la roca como corte alrededor del perímetro del tapón y en su longitud.

La longitud de un tapón se diseñará, por lo tanto, para (i) ser suficiente para mantener el esfuerzo de corte desarrollado en el concreto del tapón por debajo de los límites ACI y (ii) ser suficiente de manera que el esfuerzo al corte en la roca adyacente se mantenga bastante por debajo de su resistencia al corte estimado. Como resultado de ello, la falla al corte en el concreto debe ser evaluada, en el contacto del concreto con la roca, y a través de del macizo rocoso.

155

Anexo E


Verificación de la Resistencia al Corte del Concreto

El esfuerzo de corte permisible (fs′) para el concreto sin refuerzo la determina el ACI (1972), del siguiente modo:

cs ff '1.166' = (E.1)

donde: fc′ está en MPa yt fs′ se proporciona en kPa

Para una resistencia a la compresión del concreto de 30 MPa, el esfuerzo de corte permisible del concreto, por consiguiente, se podría calcular en alrededor de 910 kPa. Nótese que este esfuerzo de corte permisible del concreto ya incluye un factor de seguridad de 3.

Verificación de la Resistencia al Corte del Macizo Rocoso

Para un macizo rocoso de buena calidad y empleando la resistencia al corte empírica que se proporciona en la Tabla 1 (texto principal), el esfuerzo de corte máximo permisible es de 300 kPa, considerando un factor de seguridad de 3.

Como resultado de ello, en este caso, la falla por corte estará controlada por el esfuerzo de corte permisible desarrollado en el concreto no en la roca.

Enfoque Sudafricano Empleado para el Diseño por Corte

El enfoque sudafricano para el diseño por corte se emplea comúnmente para la evaluación de la estabilidad del tapón. El enfoque sudafricano (e.g., Garett & Campbell-Pitt, 1961) o las guías USBM # 9020 (Chekan, 1985) asumen que tanto a) las cargas de presión hidrostática en el tapón en diseño resisten debido al corte alrededor del perímetro o b) resiste por soporte directo de los diversos planos inclinados de la roca alrededor del perímetro del tapón.

Longitud del Tapón Basada en la Resistencia al Corte en la Interfaz de Concreto/Roca

Tradicionalmente, la industria minera sudafricana ha diseñado tapones basados en la resistencia al corte de la interfaz de roca/concreto. Típicamente, la longitud de diseño de un tapón rectangular se calcula tomando como base la siguiente fórmula desarrollada por Garrett & Campbell-Pitt (1961).

donde:

Pf = presión de fluido aplicada (Pa) = ρ • g • H H = carga del fluido en el tapón (m) ρ = densidad del fluido (kg/m3) g = constante gravitacional (9.81 m/s2) A = área de la cara aguas arriba del tapón Pe = perímetro de sección transversal del tapón Para la sección rectangular, A = w • h y Pe = 2 (w + h)

(E.2)' PAPL

e

f

sf•

=

156

Anexo E


w = ancho del túnel o tapón (m) h = altura del túnel o tapón (m) L = longitud del tapón (m) f's = esfuerzo de corte permisible de la roca o concreto en la interfaz, la que sea menor (Pa)

De a) y b), el esfuerzo de corte permisible (fs′) del concreto = 910 kPa y de la roca = 400 kPa.

Sin embargo, la práctica sudafricana sugiere que fs′ = 590 kPa para tapones no vaciados o 839 kPa para tapones inyectados a presión en la interfaz concreto/roca (Chekan, 1985), donde el contacto positivo entre el concreto y la roca circundante está garantizado por el vaciado subsiguiente.

La ecuación de solución E.2 para L da como resultado:

mPa

L 2.7)2.14)(400000(

)6.12)(335)(81.9)(1000(==

Longitud del Tapón Basado en la Resistencia de Soporte del Concreto y la Roca en el Interfaz

Garrett & Campbell-Pitt (1961) propusieron una formula alternativa para el diseño de un tapón basado en el soporte directo en lugar del corte en la interfaz:

donde: Pf = presión de fluido aplicada A = área de la cara aguas arriba del tapón Pe = perímetro de sección transversal del tapón Para la sección rectangular, A = w • h y Pe = 2 (w + h) w = ancho del túnel o tapón (m) h= altura del túnel o tapón (m) L = Longitud del tapón (m) fc = resistencia a la compresión permisible de la roca o concreto en la interfaz = 3.75 fs, que es 3.75 veces el esfuerzo de corte permisible desarrollado en la roca o concreto en la interfaz.

De modo que para f’s = 400 kPa, fc = 3.75 * 400 = 1500 kPa. Basado en la evaluación de la resistencia al soporte, la longitud requerida del tapón es L = 3.9 m.

Como lo sugiere Garrett y Campbell Pitt (1961), las dos ecuaciones son sobre-simplificaciones de una condición muy complicada de esfuerzo. La condición real se encuentra posiblemente entre los dos valores obtenidos de las ecuaciones E.2 y E.3. En general, se usa el enfoque más conservador que se basa en la resistencia al corte.

)3.(f P

AP2Lce

f E••=

157

Anexo E


E2.1.2 Diseño por Flexión de Viga Gruesa

Según ACI 318-95 (Instituto Americano de Concreto – Requerimientos del Código de Construcción para Concreto Armado), un tapón corresponde a la categoría de viga gruesa cuando la relación del ancho/longitud del tapón ≥ 1.25. Si no se cumple este criterio, se deben garantizar las condiciones de viga gruesa que entonces sugerirían que es posible que se requiera el refuerzo de acero para soportar esfuerzos de tensión aplicadas que se pueden desarrollar en la cara aguas abajo.

Considerando que la relación del ancho de la galería de 3.7 m y la longitud de tapón de 7.2 m es equivalente a 0.51, y menor que 1.25, entonces no será necesario el refuerzo de acero. Para efectos de ilustración, los cálculos empleados para la viga gruesa se presentan en la Tabla E1.

Tabla E1 Diseño de Tapones por el Criterio de Viga Profunda para Tapones de Concreto No Reforzado

Data Input by User

1 Tunnel Width l 3.7 m

2 Unconfined Compressive Strength of Concretef c 30 MPa

3 Allowable Tensile Stress in Downstream Face f t 2274 kPa

4 Head of Fluid Acting on Plug H 335 m

5 Density of Fluid ρw 1000 kg/m3

6 Load Factor

α 1.50

7 Fluid Load (w)w 4930 kN/m

8 Maximum Bending Moment (Mn)Mn 8436 kN m

9 Capacity Reduction Factor0.65

10 Factored Design Bending Moment (Mu)

Mu 12978 kN m

11. Required Plug Length

L 6 m

Notes:

2. Deep beam defined as Plug Width/Plug Length<53. Moment of inertia = bL3/12 and the centroidal distance = L/2, yielding ft = 6 Mu / bL2

1. Above Design based on American Concrete Institute's Building Code Requirements for Reinforced Concrete (ACI 318-95).

'ct f415.2f =

ACI 318-95, Section 9.5 requires a load factor of 1.4 for definable fluid loads

)(6

t

u

fbM

L =

65.0nn MM

Mu ==φ

Mn = wl2/8

ACI factor for unreinforced concrete analysis

Load per meter for 1 m high beam

158

Anexo E


E2.1.3 Fracturación Hidráulica

En terrenos planos, donde existe el potencial de levantamiento en planos horizontales (e.g., planos de estratificación o diaclasas), se podrá emplear la siguiente ecuación:

rγsγHH1.3

Hsw

r

−= (E.4)

donde:

Hr = altura de la roca sobre el túnel (m);

γr = densidad de la roca (t/m3);

Hs = altura del suelo sobre el túnel (m);

γs = densidad del suelo (t/m3); y

Hw = carga estática máxima (m)

La ecuación anterior incluye un factor de seguridad de 1.3 contra el levantamiento en planos horizontales.

Ingresando γr = 2.6 t/m3, Hs = 10 m, γs = 1.8 t/m3 y Hw = 335 m en la ecuación E.4, entonces la altura requerida de la roca sobre el túnel sería 160 m. Considerando que la cobertura de roca en la ubicación planificada del tapón es solo 150 m, entonces sería recomendable que el tapón se moviera más hacia el interior de la galería o que se ejecuten mediciones del esfuerzo in situ.

Fractura Hidráulica – Criterio Noruego

El criterio noruego requiere que la presión máxima de agua estática sea inferior al esfuerzo principal menor, reducida mediante un factor de seguridad definido. Para los túneles ubicados cerca de un valle, se puede emplear la siguiente ecuación (Figura E1):

donde CRM = Cobertura mínima de roca medida desde el túnel oblicuamente

hasta el punto más cercano de la superficie del terreno (i.e., la distancia más corta a la superficie) (m)

hs = Carga de agua estática de diseño (m) γw = Peso unitario del agua (MN/m3) γr = Peso unitario de la roca (MN/m3) β = Ángulo promedio del talud de la ladera (varía con el talud) FS = Factor de seguridad, se debería aplicar un mínimo de 1.3.

Obsérvese que la cobertura mínima de roca CRM, que se muestra en la Figura E1 representa el trabajo desarrollado por Bergh-Christensen (1988) para túneles (o vías fluviales) presurizados sin revestimiento. Este trabajo se empleó como referencia, en donde CRM sería la cobertura de roca mínima sobre la ubicación planificada del tapón hacia el punto más cercano en el talud.

(E.5)cosβγ

FShγ C

r

swRM =

159

Anexo E


Ingresando FS = 1.3, hs = 335m, γw = 1 MN/m3, γr = 2.6 MN/m3, β = 35° en la ecuación E.5, produce CRM = 205 m. Nuevamente, esto sugiere que el tapón necesitaría construirse más al interior del túnel.

Nuevamente, es esencial contar con el conocimiento completo de los esfuerzos de campo, el módulo de roca, cualquier variación en la permeabilidad de la roca y los datos sobre la ubicación de la napa freática. Bajo las condiciones que se ilustra en este ejemplo, se recomendaría ampliamente las mediciones de esfuerzos in situ antes de finalizar el diseño del tapón.

Figura E1 Representación Esquemática del Criterio Noruego para el Confinamiento de Flujos de Agua Presurizadas sin Revestimiento (adaptado de Bergh-Christensen, 1988)

E2.1.4 Falla por Infiltración Excesiva (Bajo Gradientes Hidráulicas Adversamente Altas)

La gradiente hidráulica máxima (HGmax) (definida como la relación entre la carga hidráulica máxima aplicada, incluyendo las presiones de impacto y la longitud del tapón, entre los extremos aguas arriba y aguas abajo del tapón) se estima en alrededor de 335 m / 7.2 m = 46.5 (Figura E2).

Figura E2 Posible Mecanismo de Falla por Gradiente Excesiva

160

Anexo E


Para un macizo rocoso de buena calidad, la Tabla 1 (según Benson, 1989) sugeriría una gradiente hidráulica máxima permisible entre 10 y 14, que es mucho más baja que la estimada HGmax= 46. Por consiguiente, la longitud mínima de tapón tendría que ser equivalente a 335 m / 14 = 23 m.

Como se observa, este criterio de gradiente hidráulica entonces se convierte en el control principal para la estimación de la longitud requerida de tapón.

Gradiente Hidráulica Empírica/Verificaciones de Infiltración

La práctica sudafricana requiere que se efectúen las verificaciones en la longitud del tapón para garantizar que la gradiente de presión (P/L) a lo largo del tapón no excede el criterio siguiente:

P/L ≤ 470 kPa/m donde el contacto entre el tapón y la roca no está inyectado, o ≤ 3660 kPa/m donde la presión de inyección aplicada en el macizo rocoso

alrededor del tapón es al menos el doble de la presión hidrostática de diseño

donde:

P = carga de fluido de diseño (o presión) (kPa) L = longitud del tapón (m)

Garrett y Campbell-Pitt (1958) recomiendan que se aplique un Factor de Seguridad mínimo de 4 en la construcción de tapones en roca buena calidad, produciendo una presión máxima recomendada de más de 118 kPa/m ó 915 kPa/m para las interfases de concreto/roca inyectado y no inyectado, respectivamente. Para masas rocosas de mala calidad a regular, Garrett y Campbell-Pitt (1958) recomiendan un Factor de Seguridad de fuga de 10 en algunos casos, dependiendo de las condiciones de la fractura, la concentración de esfuerzos inducidos, la porosidad de la roca y la aceptación del inyectado del macizo rocoso.

Asumiendo que el inyectado se desarrollará en las interfases de concreto/roca, entonces la longitud mínima de tapón que cumpliría con estos criterios sería L = [(335 x 9.81 x 1,000)/1000]/915 = 3.6 m. Para el tapón de 23 m de longitud, este criterio se cumpliría siempre que se inyecte la interfaz de concreto/roca.

E2.1.5 Mecanismos Físico/Químicos de Largo Plazo

Los límites químicos para la mezcla de agua se han dispuesto según la Norma ASTM C94 y se resumen en la Tabla E2.

Tomando como base la información proporcionada en la Sección E1, no se conocen las predicciones a largo plazo sobre la calidad del agua luego del cierre de la mina. Mediante la comparación de datos proporcionados en el caso hipotético con los que se muestran en la Tabla E2, y asumiendo que no habría cambios en la calidad del agua a largo plazo, se pueden determinar diversas observaciones importantes:

• Debido a que el valor de pH es menor que 7, el agua es ácida. Se dispondrá la documentación que analiza las proporciones potenciales de corrosión, particularmente si se ha planificado la instalación de tuberías de acero a través del tapón de concreto. Esta documentación incluirá la revisión de diversos aceros inoxidables y espesores de

161

Anexo E


tubería para estimar cuándo la resistencia de la tubería corroída de acero inoxidable caerá por debajo de la presión máxima hidráulica (Einarson & Abel, 1990).

• La concentración de cloruro es menor que 500 ppm. Una preocupación específica son los altos contenidos de cloruro en el agua de mezclado debido al posible efecto adverso de los iones de cloruro en la corrosión del acero de refuerzo. Las preocupaciones sobre el alto contenido de sulfato en el agua de mezcla o agua subterránea retenida se relacionan principalmente con la protección del tapón contra las posibles reacciones de expansión y/o deterioro por ataque de sulfato.

• La concentración de sulfatos disueltos sugiere un potencial de ataque “leve pero positivo” al concreto y, por consiguiente, a pesar de que no se requiere cemento especial, tendría sentido considerar un cemento resistente al sulfato. El Anexo analiza las formas para mejorar el cemento/concreto para hacerlo más resistente al ataque de sulfato, como el uso de cementos Portland Tipo I y Tipo I-P y el uso de superplastificantes (para el inyectado). De acuerdo con la Asociación de Normas Canadienses (CSA), los cementos Portland Tipo 20 (Moderado) o Tipo 50 (resistente al sulfato) se deben usar, respectivamente, cuando es importante la precaución contra el ataque de sulfato severo o moderado.

• Debido al potencial de uso doméstico de cualquier agua subterránea que pudiera infiltrarse alrededor del tapón, entonces se recomendarían los agujeros de inyección de contacto y cortina (o consolidación) para reducir la permeabilidad del macizo rocoso en el área inmediata alrededor del tapón. Proporcionar detalles de dicho inyectado excede el alcance de este ejemplo.

Tabla E2 Límites para Sustancias Químicas en Agua de Mezcla (según ASTM C94)

Sustancia Química Concentración Máxima * (ppm)

Método de Prueba **

Cloruro, como Cl En concreto pretensado En otros tipos de concreto armado en ambientes húmedos o recubrimientos con contenido de aluminio o metales disímiles o con recubrimientos metálicos galvanizados

500a

1,000a

CSA A23.3-5B

Sulfato, como SO4 3,000 ASTM D516 Álcalis, como (Na2O + 0.658 K2O) 600 Sólidos totales 50,000 AASHTO T26

* Se puede permitir que el agua de lavado reutilizada como agua de mezcla en el concreto exceda las concentraciones indicadas de cloruro y sulfato si se puede demostrar que la concentración calculada en el agua de mezcla total, incluyendo agua de mezcla en los agregados y otras fuentes, no excede los límites determinados.

** Se puede emplear otros métodos de prueba que hayan demostrado producir resultados comparables. a Para las condiciones que permitan el uso de CaCl2 como acelerador de la mezcla, se podrá ignorar el límite

de cloruro.

E2.2 PELIGRO SÍSMICO

Existe el potencial de ocurrencia de sismos con máxima aceleración de 0.4 g en esta área.

Se deberá emplear el Anexo A para evaluar si existe algún potencial de licuefacción en el material de cobertura. En este ejemplo no se presentará ningún detalle de licuefacción.

Esta sub-sección evaluará el potencial de impacto dinámico que podría afectar la estabilidad del tapón. Estas fuerzas de impacto dinámico se pueden desarrollar como resultado de los efectos de impacto de ariete hidráulico en el tapón. Este tipo de

162

Anexo E


sobrecarga normalmente se analiza como un incremento sustancial, efectivo en la presión comparada con situación del nivel de agua estática considerada inicialmente.

E2.3 CARGAS DINÁMICAS

Las propuestas para tapones a construirse en regiones donde los sismos constituyen una preocupación, o para la protección contra huaycos, deben considerar las cargas dinámicas de ariete hidráulico y los impactos dinámicos. Considerando que estas condiciones son pasajeras, se puede aceptar un Factor de Seguridad menor que el aplicable para el caso estático (véase la Tabla E2 del texto principal).

E2.3.1 Ariete Hidráulico Debido a Carga Sísmica

El ariete hidráulico se define como la onda de impacto causada por un sismo que se podría propagar a través de la longitud del túnel e incrementar considerablemente las presiones aplicadas en el tapón. El efecto de ariete hidráulico se modela como el deslizamiento del pistón en un cilindro lleno con fluido en descanso. La presión adicional (PH) (de acuerdo con Westergaard, 1931) requerida para determinar el fluido en movimiento en velocidad (v) se puede estimar en:

(E.6)ρ(v)cPH = donde: c = velocidad acústica del agua (1437 m/s) v = velocidad en tierra (m/s) ρ = densidad del agua (kg/m3)

Considerando la relación entre velocidad en tierra vmax y aceleración sísmica máxima amax, como lo considera aproximadamente Seed e Idriss (1983) como:

gscmav //55

max

max = (para roca) (E.7)

Ejemplo: Se debe construir un tapón en un túnel largo en donde el sismo máximo creíble tiene una aceleración de 0.4g. La presión adicional que puede ocurrir en el tapón como resultado del sismo se puede calcular del siguiente modo:

Velocidad en tierra vmax = 55 cm/seg/g x (0.4 g) = 22 cm/s que produce la presión en exceso

(de la Ecuac. E.6) kPaPamkgsmsmPH 316316140)000,1)(/22.0)(/1437( 3 === , que

se podría incorporar a la presión de fluido estático de 3286 kPa.(i.e., 335 m * 9.81). Volviendo a verificar la gradiente hidráulica, la longitud requerida del tapón sería (335 + 316/9.81)/14 = 26 m.

E3. ANÁLISIS

Se ha estimado una longitud total de tapón de 26 m a fin de garantizar la retención apropiada de la carga de agua estática y minimizar la fuga de agua desde el tapón, que se podría emplear como suministro de agua para fines domésticos. No obstante,

163

Anexo E


considerando que sólo se requeriría 7.2 m para retener la presión de agua estática, entonces se deberá considerar la construcción de un tipo de tapón compuesto, como el que se muestra en la Figura 1g, que se reproduce aquí en la Figura E3.

Figura E3 Tapón Compuesto con una Sección Sólida Indentada y Galería de Inyección Aguas Abajo - Permite Lograr una Resistencia Adecuada Contra el Esfuerzo y Falla de Corte; Asimismo, Presenta la Longitud Suficiente para Alcanzar una Óptima Resistencia a la Fuga

Entonces el tapón puede estar compuesto por una sección de concreto sólido aguas arriba de 7.2 m y una sección hueca aguas abajo de 18.8 m de longitud con, digamos, una apertura interna de 2 m de ancho x 1.8 m de alto. Se requerirán análisis adicionales para confirmar las dimensiones de la sección hueca.

Como se indica en la Figura E3, se podría alargar ligeramente la sección de concreto sólido aguas arriba para ‘indentar’ el tapón a fin de permitir un mejor trabajo/contacto del concreto, mejorar la resistencia al corte y contribuir a limitar el “by pass” de la fuga.

Como se indicó durante el proceso de diseño, se requerirá inyecciones de contacto y cortina de inyecciones. Por ello, como parte del diseño del tapón, será importante preparar las especificaciones para la construcción, inyección y monitoreo del tapón, como se analiza en el Anexo C.

diseño de tapones mineros - perú

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