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INGE-SGC-3067-207
Nº PÁG.0 DE 121
REVISIÓN 2
VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 msotoal@msageoingenieros.com – www.msageoingenieros.com
SOLICITADO POR: METRO S.A.
ENERO 2011 INFORME Nº INGE-SGC- 3067- 207Rev2/2011
INFORME GEOTECNICO
INFORME CONSOLIDADO
TRAMOS I y II
“EXPLORACIONES GEOTÉCNICAS PARA EL PROYECTO
DE LA LÍNEA 6 DEL METRO DE SANTIAGO,
SECTOR VITACURA – LOS CERRILLOS”
SANTIAGO
Región Metropolitana
INGE-SGC-3067-207
Nº PÁG.1 DE 121
REVISIÓN 2
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Santiago, 7 de Enero de 2011
INGE-3067-207Rev2/2011
Señores
Metro S.A.
Alameda 1414 – 3 piso
Santiago
At.: Ing. Sr. Carlos Mercado
Ing. Sr. Carlos Nuñez.
Ref. EXPLORACIONES GEOTÉCNICAS PARA EL PROYECTO DE LA LÍNEA 6 DEL METRO DE SANTIAGO, SECTOR VITACURA – LOS CERRILLOS”
Mat.: Informe Geotécnico Consolidado ML6
Estimados Señores:
Tenemos el agrado de adjuntar a la presente misiva el documento de la materia para Obra en Referencia,
Saluda muy atentamente a Uds.,
Margarita Iris Soto Alfonso MSA GEOCONSULTORES LTDA.
Gerente General
MSA
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INDICE
1 INTRODUCCIÓN .................................................................................................................................................................... 5 1.1 DESCRIPCIÓN GENERAL DEL PROYECTO ............................................................................................................. 7 1.2 DESCRIPCIÓN DEL TRAZADO DEL PROYECTO ML6......................................................................................15 1.3 TAMAÑO DE CAMPAÑA PROSPECCIÓN Y PROFUNDIDAD DE LAS CALICATAS .........................17 1.4 OBJETIVOS Y ALCANCE DEL ESTUDIO.................................................................................................................18 1.5 ENSAYOS REQUERIDOS Y SU JUSTIFICACIÓN ...............................................................................................18 1.5.1 ENSAYOS DE TERRENO ..................................................................................................................................................19 1.5.1.1DESCRIPCIÓN ESTRATIGRÁFICA Y TOMA DE MUESTRAS ..............................................................................................................19 1.5.1.2 ENSAYOS PRESIOMÉTRICOS Y SU UTILIZACIÓN...........................................................................................................................20 1.5.1.3 COEFICIENTE DE REPOSO IN-SITU MEDIDO EN LA GRAVA DE SANTIAGO .................................................................................21 1.5.1.4 K0 EN FINOS ....................................................................................................................................................................................27 1.5.1.5 PRUEBAS DE CARGA. .....................................................................................................................................................................28 1.5.1.6 ENSAYOS PORCHET.......................................................................................................................................................................32 1.5.1.7 PRUEBAS DE AGOTAMIENTO .......................................................................................................................................................32 1.5.2 ENSAYOS DE LABORATORIO .......................................................................................................................................32 1.5.2.1 GRANULOMETRÍA Y CLASIFICACIÓN USCS...................................................................................................................................32 1.5.2.2ENSAYOS DE COMPRESIÓN NO CONFINADA .................................................................................................................................33 1.5.2.3ENSAYOS DE COMPRESIÓN TRIAXIAL .............................................................................................................................................36 1.5.2.3.1 EXPLICACIÓN DEL ENSAYOS DE COMPRESIÓN TRIAXIAL ...............................................................................................37 1.5.2.4 ENSAYOS DE CONSOLIDACIÓN ....................................................................................................................................................41 1.5.2.5 ENSAYOS DE CORTE DIRECTO ......................................................................................................................................................41 1.5.2.6 HUMEDAD NATURAL Y PESO UNITARIO NATURAL ....................................................................................................................41 2 ESTRATIGRAFIA...................................................................................................................................................................42 2.1 ESTRATIGRAFIA DESDE E.CERRILLOS HASTA E.FRANKLIN (TRAMO II) ........................................42 2.1.1. ESTRATIGRAFIA DESDE INICIO (COLA DE MANIOBRAS) HASTA LA ESTACIÓN FRANKLIN (E4) .................................................43 2.1.2. ESTRATIGRAFIA CALICATAS E.P.AGUIRRE CERDA (C1-1T) Y ESTACIÓN CLUB HIPICO (E3) ......................................................45 2.1.3. SECTOR CALICATA PENITENCIARÍA ..............................................................................................................................................46 2.2 ESTRATIGRAFIA E. FRANKLIN (E4) A E. VITACURA (E12)-TRAMO I ..................................................46 2.2.1 ESTRATIGRAFIA E. FRANKLIN (E4) HASTA LA ESTACIÓN VITACURA (E12) .................................................................................46 2.2.2 ESTRATIGRAFIA E. FRANKLIN (E4; C13-4E) HASTA STA. ROSA(E5) .............................................................................................49 2.2.3 ESTRATIGRAFIA E. STA. ROSA(E5) hasta ÑUBLE (E6, C18-6E).....................................................................................................50 2.2.4 TRAMO C18-6E - C22-7E (E. Ñuble a Estación Grecia) ................................................................................................................51 2.2.5 TRAMO C22-7E – C24-8E (Estación Grecia a Estación Irarrázaval) ............................................................................................51 2.2.6 TRAMO C24-8E - CALICATA C-28-9E (Estación Irarrázaval a Estación Bilbao) ...........................................................................51 2.2.7 TRAMO C28-9E - CALICATA C-34-12E (Estación Bilbao a Estación Vitacura) ............................................................................52 3 PARAMETROS GEOTÉCNICOS DE LOS SUELOS ..............................................................................................53 3.1 PROPIEDADES ÍNDICES...................................................................................................................................................53 3.1.1 UBICACIÓN DE LOS SUELOS FINOS EN LA CARTA DE PLASTICIDAD ...........................................................................................53 3.1.2 GRANULOMETRÍA ..........................................................................................................................................................................53 3.1.3 GRADOS DE SATURACIÓN .............................................................................................................................................................54 3.1.4 PESOS UNITARIOS ..........................................................................................................................................................................55 3.1.5 ÍNDICE DE HUECOS ........................................................................................................................................................................57 3.1.6 INDICE DE PENETRACIÓN STANDAR .............................................................................................................................................57 3.2 PROPIEDADES MECÁNICAS PARA CARGAS ESTÁTICAS ...........................................................................58 3.2.1 MÓDULOS DE DEFORMACIÓN PARA LAS GRAVAS......................................................................................................................58 3.2.2 MÓDULOS DE DEFORMACIÓN PARA SUELOS FINOS ..................................................................................................................59 3.2.2.1 MÓDULOS PRESIOMETRICOS .......................................................................................................................................................60 3.2.3 COEFICIENTE DE REPOSO IN-SITU PARA LAS GRAVAS ................................................................................................................64 3.2.4 COEFICIENTE DE REPOSO IN-SITU PARA LOS SUELOS FINOS .....................................................................................................65 3.2.5 PARÁMETROS RESISTENTES PARA LAS GRAVAS..........................................................................................................................65 3.2.6 PARÁMETROS RESISTENTES PARA LOS SUELOS FINOS ...............................................................................................................67 3.2.7 MÓDULO DE POISSON Y ÁNGULOS DE DILATANCIA ...................................................................................................................71 3.3 PROPIEDADES MECÁNICAS PARA CARGAS CÍCLICAS (SISMO) ............................................................72 3.3.1 COEFICIENTES DE DEFORMACIÓN CÍCLICA ..................................................................................................................................72 3.3.2MÓDULO DE DEFORMACIÓN CÍCLICO ...............................................................................................................................................74 3.3.3 MODELO DE DEFORMACIÓN CÍCLICO PARA GRAVAS Y FINOS DE LÍNEA 6. ...........................................................................77 4 HIDROGEOLOGIA DEL SUBSUELO ...........................................................................................................................80 4.1 ASPECTOS GEOLÓGICOS GENERALES ...........................................................................................................................................80
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4.3 ASPECTOS GEOTÉCNICOS..............................................................................................................................................................84 4.4 MODELO ESTRATIGRÁFICO ...........................................................................................................................................................84 4.5 PROSPECCIONES Y ENSAYES .........................................................................................................................................................84 4.6 ENSAYES LEFRANC .........................................................................................................................................................................85 4.6.1 CON CARGA CONSTANTE ..............................................................................................................................................................85 4.6.2 CON CARGA VARIABLE ..................................................................................................................................................................87 5 BASES DE DISEÑO DE ESTRUCTURAS ENTERRADAS .................................................................................88 5.1 BASES DE DISEÑO PARA PIQUES .............................................................................................................................88 5.1.2 MODELO DE ANALISIS CINEMATICO PARA EMPUJES SÍSMICOS ................................................................................................89 5.1.3 EMPUJES SÍSMICOS EN PIQUES OVOIDALES................................................................................................................................92 5.1.4 BASES DE DISEÑO PIQUES RECTANGULARES ..............................................................................................................................92 5.2 BASES DE DISEÑO DE TUNELES ...............................................................................................................................95 5.2.1 EMPUJES ESTÁTICOS EN TUNEL CONSIDERANDO EFECTO DEL AGUA ......................................................................................95 5.3 BASES DE DISEÑO DE ESTACIONES .................................................................................................................... 100 6. EFECTO DE LA SUBPRESION EN LOSAS DE FONDO ESTRUCTURAS ENTERRADAS ............ 103 6.1 ESTRUCTURAS TUNELEADAS ..................................................................................................................................................... 103 6.2 PIQUES Y ESTACIONES ................................................................................................................................................................ 103 7. ANALISIS DE CÁLCULO DE EMPUJES EN PIQUES ...................................................................................... 105 7.1 EXPLICACION DEL METODO UTILIZADO PARA CÁLCULO DE REVESTIMIENTOS (PIQUES NO RECTANGULARES) ................ 105 7.2.1 Se fijó 2B h y se definió un coeficiente K de análisis igual al de reposo en carga............................................................ 107 7.3 COMENTARIOS Y RESULTADOS DEL ANÁLISIS .......................................................................................................................... 108 7.4 CONCLUSIÓN............................................................................................................................................................................... 109 8. CONCLUSIONES ............................................................................................................................................................... 110 9 FIGURAS ................................................................................................................................................................................ 112 10 LÁMINAS ................................................................................................................................................................................ 113 11 ANEXOS .................................................................................................................................................................................. 114 ANEXO I ESTRATIGRAFIAS ........................................................................................................................................................... 115 ANEXO II ENSAYES DE LABORATORIO Y DE TERRENO ........................................................................................................... 116 ANEXO III ALBUM FOTOGRÁFICO ............................................................................................................................................ 117 ANEXO IV MEMORIA DE CÁLCULO ........................................................................................................................................... 118 ANEXO V ANTECEDENTES UTILIZADOS ................................................................................................................................... 119 ANEXO VI OPINIÓN TÉCNICA CONSULTOR EQUIPO MSA....................................................................................................... 120
INDICE DE ILUSTRACIONES
Ilustración 1 TRAZADO ML6 Y SUS TRAMOS ................................................................................................................................................. 8
Ilustración 2 PLANTA DE UBICACIÓN TRAZADO ML6 Y SUS ESTACIONES ................................................................................................. 8
Ilustración 3 CALICATAS SECTOR EL GOLF ................................................................................................................................................. 15
Ilustración 4 VARIACIÓN DE LA TENSIÓN VERTICAL .................................................................................................................................. 22
Ilustración 5 COEFICIENTE DE EMPUJE EN REPOSO CONSIDERANDO ÁNGULO FRICCIÓN .................................................................... 24
Ilustración 6 EFECTO DE LA DENSIFICACIÓN SISMICA EN LA GRAVA DE SANTIAGO .............................................................................. 26
Ilustración 7 EFECTO DE LA DENSIFICACIÓN SISMICA EN LA GRAVA DE SANTIAGO .............................................................................. 26
Ilustración 8 CICLAJES EN PRUEBAS DE CARGA ......................................................................................................................................... 29
Ilustración 9 ENSAYO DE COMPRESION NO CONFINADA ......................................................................................................................... 34
Ilustración 10 DETERMINACION DE PROPIEDADES MECÁNICAS SUELO FINO ....................................................................................... 35
Ilustración 11 ESTADOS TENSIONALES EN ENSAYO DE TRIAXIAL............................................................................................................ 37
Ilustración 12 SIMPLIFICACION USANDO DIAGRAMAS P-Q................................................................................................................... 38
Ilustración 13 SIMPLIFICACION USANDO DIAGRAMAS P-Q................................................................................................................... 39
Ilustración 14 TRIAXIAL GIGANTE EN LA GRAVA DE SANTIAGO ............................................................................................................. 40
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Ilustración 15 ENVOLVENTES Cmáx – *máx PARA LA 1ª DEPOSITACION GRAVA DE SANTIAGO........................................................... 40
Ilustración 16 VARIACIÓN DEL GRADO DE SATURACIÓN S CON LA PROFUNDIDAD % ........................................................................ 55
Ilustración 17 VARIACIÓN DEL PU CON GRADO DE SATURACIÓN S ........................................................................................................ 56
Ilustración 18 Variación del Índice de Huecos e con la profundidad ..................................................................................................... 57
Ilustración 19 k0 in situ para la grava de Santiago .................................................................................................................................... 64
Ilustración 20 Desacople C- - para determinar valores de diseño. ....................................................................................................... 67
Ilustración 21 Deformación unitaria en probetas extraídas de C2-1E a 22 m ................................................................................................... 69
Ilustración 22 COMPRESIÓN NO CONFINADA qU Kg/cm2 CON Z ............................................................................................................. 71
Ilustración 23 COEFICIENTE DE CORTE CÍCLICO P DE CARGA ML6 .......................................................................................................... 73
Ilustración 24 K2/K2MÁX DESANGULACIÓN CÍCLICA ................................................................................................................................... 74
Ilustración 25 G/Gmáx vs DESANGULACIÓN SÍSMICA ............................................................................................................................... 79
Ilustración 26 G/Gmáx vs DESANGULACIÓN SÍSMICA ............................................................................................................................... 79
Ilustración 27 CORTE NORTE – SUR EN CUENCA DEL MAIPO.................................................................................................................. 82
Ilustración 28 FIGURA 4.2 CORTE NORTE SUR.......................................................................................................................................... 83
Ilustración 29 PROFUNDIDAD DE LA NAPA EN TRAMOS I y II ................................................................................................................. 83
Ilustración 30 EN SAYO DE LEFRANC CON CARGA CONSTANTE ............................................................................................................... 86
Ilustración 31 EN SAYO DE LEFRANC CON CARGA CONSTANTE ............................................................................................................... 87
Ilustración 32 EFECTO DE ARCO EN PIQUES Y METODO CONSTRUCTIVO (Fig. 26 de CAP.9) .............................................................. 105
Ilustración 33, Cuña Cedente y Tensiones actuantes- (Ecuación 45, Fig. 27 de CAP.9) ......................................................................... 105
Ilustración 34 ESTADO TENSIONAL EN EL PUNTONVOLVENTE DE FALLA ............................................................................................ 106
Ilustración 35 Cm: Ecuación 46, sen m: Ecuación 47, q p :Ecuación 48 ...................................................................................................... 107
INDICE DE TABLAS
TABLA 1 LISTADO GENERAL DE CALICATAS ML6 ................................................................................................................................................................... 10
TABLA 2 ESTRUCTURAS DEL PROYECTO ML6 ........................................................................................................................................................................ 11
TABLA 3 DETALLE ESTRUCTURAS DEL PROYECTO ML6 ......................................................................................................................................................... 11
TABLA 4 DETALLE DE PIQUES Y GALERÍAS ML6 ..................................................................................................................................................................... 12
TABLA 5 COEFICIENTE DE EMPUJE EN REPOSO IN-SITU PARA LA GRAVA DE SANTIAGO (BRAGA ET AL, 2004) .............................................................. 25
TABLA 6 VALORES DE DISEÑO PARA ML6 ............................................................................................................................................................................ 62
TABLA 7 Valor de la cohesión y del ángulo de fricción para las gravas ............................................................................................................................. 66
TABLA 8 VALORES DEL PAR c- PARA EL SUELO FINO CON HUMEDAD NATURAL .................................................................................................. 70
TABLA 9 FACTOR DE AMPLIFICACION (Fc) PARA OBTENER EL MODULO DE DEFORMACION CICLICO PARA FUNDACIONES APOYADAS EN GRAVA (INCLUYE DESPLAZAMIENTOS PERMANENTES) ....................................................................................................................................................... 75
TABLA 10 Coeficientes de Permeabilidad ML6 ...................................................................................................................................................................... 85
TABLA 11 Coeficientes para cálculo de balastos en grava .................................................................................................................................................... 90
TABLA 12 Coeficientes para cálculo de balastos en grava .................................................................................................................................................... 91
TABLA 13: VELOCIDADES DE PROPAGACION DE LAS ONDAS DE CORTE ENTRE (16 Y 25 m DE PROFUNDIDAD APROXIMADA) ....................... 98
TABLA 14: COEFICIENTES PARA EVALUAR LA AMPLITUD DE LAS ONDAS DE CORTE EN FUNCION DE LA LONGITUD DE LA ONDA PARA ML6 ..... 98
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1 INTRODUCCIÓN
Con motivo de Proyecto “Exploraciones Geotécnicas para el Proyecto de la Línea 6 del
Metro de Santiago, Sector Vitacura – Los Cerrillos”1 , Metro S.A. encargó a MSA
GEOCONSULTORES Ltda. el Estudio de Mecánica de Suelos correspondiente.
El presente Informe Geotécnico tiene por objeto presentar la Estratigrafía y las
Propiedades Mecánicas del suelo del tramo en estudio utilizando los antecedentes
geotécnicos obtenidos
Con la finalidad de contar con un mayor acopio de información geotécnica, para la
emisión del presente informe se incluyen resultados de ensayos de terreno y laboratorio
para los suelos de otros estudios en que ingenieros de esta oficina han participado directa
o indirectamente como especialistas.
La planta general del trazado del Proyecto se presenta en las Láminas 1 de 32 y 2 de 32 y
en detalle en las Láminas 2.01 de 32 a 2.02 de 32 las que se entregan en el Capítulo 10
(Láminas) del presente documento.
En los Capítulos 2 y 3 se presentan los resultados de la campaña de reconocimiento del
suelo la cual cubrió el eje del Proyecto y se materializó con la excavación manual de 382
calicatas cuyas profundidades máximas estuvieron comprendidas entre los 16 m y 25 m.
Las calicatas se emplazaron en torno a la ubicación de las estaciones proyectadas
(calicatas designadas como CE3) y en los tramos interestación (calicatas designadas como
CT).
El Perfil estratigráfico del subsuelo se presenta en la Lámina 3 de 32, observándose las
siguientes unidades geotécnicas:
1 En adelante ML6
2 Se iniciaron 38 excavaciones 2 de las cuales fueron discontinuadas.
3 Ci-jE, con i :1-36, j:1-12
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Gravas fluviales de las depositaciones distales de los Ríos Mapocho y Maipo. Las
que corresponden a Gravas arenosas asimilables4 por su granulometría,
compacidad y propiedades índice a las siguientes unidades:
o Gravas Fluviales Depositación Mapocho (Tramo I)
o Gravas Fluviales Depositación Maipo (Tramo II)
Suelos Finos Limosos y Arcillo limosos de plasticidad media a baja cuyo origen
corresponde a depositaciones fluvio lagunares presentes a partir de
profundidades típicas comprendidas entre los 17 y 19 m; en el sector poniente del
trazado (Tramo II) y en la Comuna de Ñuñoa (Tramo I) entre los 12 y 25 m de
profundidad típica.
El presente informe incorpora un capítulo de Análisis Hidrogeológico (Capítulo 4, Lámina
4 de 32, del Capítulo 9).
El alcance principal de este documento consiste en la entrega de Bases de Diseño para
piques y túneles ubicados a lo largo del trazado del proyecto, las que se entregan en el
Capítulo IV.
Las bases de diseño responden a los resultados de ensayos in situ y de laboratorio
desarrollados en los dos Tramos en que se dividió el trazado para el desarrollo del
estudio. Para ello se utilizaron resultados de ensayos in situ y laboratorio efectuados en
los suelos granulares “potencialmente”5 homologables a las depositaciones fluviales de
los ríos Mapocho y Maipo y en los suelos finos potencialmente “homologables” a los
suelos finos de otros sectores de Santiago.
Precisando lo anterior se incluyen a modo comparativo propiedades geotécnicas de
Gravas y Suelos Finos del sector Recoleta hacia Américo Vespucio (Extensión de la Línea
2), Suelos Finos de la Línea 4 entre Príncipe de Gales y la Rotonda Quilín y resultados de
otros estudios efectuados por esta oficina y por sus Ingenieros, para validar los modelos
utilizados en este estudio.
Los estudios citados para Metro cuentan con la experiencia constructiva y con los
controles de desplazamiento y monitoreo en túneles y estaciones que permiten entregar
4 Es una aseveración que se demostró con resultados de laboratorio
5 El estudio a partir de análisis de los resultados obtenidos deberá fundamentar en forma concluyente si los suelos son homologables
a otros estudiados en profundidad para otros proyectos. Por ello hablamos en este párrafo de suelos “potencialmente
homologrables”, ya que se comprobará.
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Bases de Diseño con fundamento en modelos calibrados. En el Anexo V se entrega en
detalle la bibliografía y antecedentes consultados.
En el Anexo I se entrega en detalle la Estratigrafía obtenida a partir del examen de las
paredes de las calicatas realizado según se explica en acápite 1.5.1 del presente capítulo.
El Anexo II entrega la certificación de laboratorio.
En el Anexo III presentamos un álbum fotográfico con imágenes del interior de los pozos
excavados, de los trabajos de perforación del sondaje y trabajos de terreno de nuestro
equipo.
El Anexo IV del presente informe entrega la memoria de cálculo de Bases de Diseño, y el
Anexo V presenta detalle bibliográfico.
1.1 DESCRIPCIÓN GENERAL DEL PROYECTO
El Proyecto ML6, se extiende por 15,6 Kilómetros aproximadamente, considera 12
estaciones y pasa por 7 comunas de Santiago. LaS FIGURAS 1 y 26 siguientes presentan la
planta del Proyecto en estudio. En color azul se marca el TRAMO I y en rojo el llamado
TRAMO II. Éste se detalla en las Láminas 1 de 32 @ Lámina 2.28 de 32.
La Tabla 1 presenta un listado detallado de las calicatas de prospección excavadas y su
ubicación.
Las Calicatas C24 8E y C33 8T fueron discontinuadas ya que se detectaron filtraciones de
combustible.
6 Los colores verde y café indican los suelos que se espera encontrar en el trazado según lo indicael texto “Suelo de fundación del
Gran Santiago” de Gloria Valenzuela; publicación del Instituto de Investigaciones Geológicas del año 1978. En ella hemos hec ho
modificaciones actualizándola a medida que avanza nuestro conocimiento del subsuelo de Santiago.
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Ilustración 1 TRAZADO ML6 Y SUS TRAMOS
Ilustración 2 PLANTA DE UBICACIÓN TRAZADO ML6 Y SUS ESTACIONES7
7 Detalle de estaciones en Láminas 2.1 a 2.32
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TABLA 1 LISTADO GENERAL DE CALICATAS ML6
1 C1-1T COLA DE MANIOBRAS P A CERDA 19,0 Avda. Pedro Aguirre Cerda
2 C2-1E EST.PEDRO AGUIRRE CERDA E1 PA CERDA 22,0 Avda. Pedro Aguirre Cerda
3 C3-2T TUNEL PA CERDA 19,0 BUZETA
4 C4-3T PIQUE PA CERDA 19,0 PLAZA BUZETA
5 C5-4T PIQUE PA CERDA 19,0 GRAL VELAZQUEZ AUTOPISTA CENTRAL/ CARLOS VALDOVINOS
6 C6-2E EST.INTERCAMBIO EFE E2 EST CENTRAL 22,0 Estación de intercambio EFE
7 C7-5T= C1 EFE TUNEL EST CENTRAL 19,0 BASCUÑAN
8 C8-S1 = C2 EFE TUNEL ENTRADA A TALLERES ESTACION CENTRAL 19,0 INTERIOR RECINTO EFE (SINGULARIDAD)
9 C9-T1 TALLERES ESTACION CENTRAL 19,0 MAESTRANZA SAN EUGENIO
10 C10-3E EST. CLUB HIPICO E3 SAN MIGUEL - SANTIAGO 22,0 FRANJA EFE
11 C11-6T PENITENCIARÍA SAN MIGUEL-SANTIAGO 19,0 CLUB HIPICO--FRANJA EFE
12 C12-7T TUNEL SANTIAGO-SAN MIGUEL 19,0 SAN IGNACIO-FRANJA EFE
36 C36-T2 =C3 EFE TALLERES EST. CENTRAL - MAESTRANZA SAN EUGENIO
13 C13-4E EST. FRANKLIN E4 SAN MIGUEL 27,5 SAN DIEGO
14 C14-5E EST. SANTA ROSA E5 SAN MIGUEL 25,5 SANTA ROSA
15 C15-8T TÚNEL SANTIAGO-FRANJA EFE 18,0 FRANJA EFE -Eduardo Matte
16 C16-8AT TÚNEL SANTIAGO-FRANJA EFE 18,0 PLACER- Lira
17 C17-9T TÚNEL SANTIAGO 19,0 Sta. Elena -Franklin
18 C18-6E EST. ÑUBLE E6 ÑUÑOA 23,5 Plazoleta San Eugenio
19 C19-10T PIQUE NUÑOA 21,0 Avda. Carlos Dittborn - Los Jazminez
20 C20-11T DA TÚNEL NUÑOA 19,0 Interior Estadio Nacional Carlos Dittborn con Maraton
21 C21-11AT PIQUE NUÑOA 23,0 Interior Estadio Nacional
22 C22-7EEST. GRECIA E7 NUÑOA 25,0
Pedro de Valdivia con Avda. Grecia
23 C23-12TPIQUE NUÑOA 22,5
Pedro de Valdivia con Eduardo Castillo Velazco
24 C24-8E EST.IRARRAZABAL E8 NUÑOA 15,5
Pedro de Valdivia N° 3482(entre Duble Almeyda e Irarrazabal)
24A C24-8AE EST.IRARRAZABAL E8 NUÑOA 22,5
Pedro de Valdivia SECTOR FUTURA ESTACION IRARRAZABAL
25 C25-13T DA TÚNEL NUÑOA 22,0 Pedro de Valdivia-Luis Uribe
26 C26-14T PIQUE ÑUÑOA 21,0 Pde Valdivia - Ramón Puebla
27 C27-15T TÚNEL PROVIDENCIA 20,5 Pedro de Valdivia-Diego de Almagro
28 C28-9EEST. BILBAO E9 PROVIDENCIA 23,0
Plaza Pedro de Valdivia Sector Sur
29 C29-17TPIQUE PROVIDENCIA 23,2
Pedro de Valdivia al Sur de Pocuro
30 C30-10EEST. ELEODORO YAÑEZ E10 PROVIDENCIA 25,0
Pedro de Valdivia entre Mar del Plata y Ladizlao Errazuriz
31 C31-11EEST. PEDRO DE VALDIVIA E11 PROVIDENCIA 30,0
Pedro de Valdivia N° 239 entre Fidel Oteiza y Alfredo Barros
32 C32-17T TUNEL PROVIDENCIA 24,0 RICARDO LYON A PASOS DE PROVID. VEREDA SURPONIENTE
33 C33-18T PIQUE PROVIDENCIA 3,0 LOS LEONES CON PROVIDENCIA
33A C33-18AT PIQUE PROVIDENCIA 25,0 LOS LEONES INTERIOR HOSPITAL METROPOLITANO
34 C34-12EESTACION VITACURA LAS CONDES 30,0
ENCOMENDEROS
35 C35-19T CM TUNEL LAS CONDES 27,5 ISIDORA GOYENECHEA CON VITACURA NEW
T
R
A
M
O
I
I
UBICACIÓN
T
R
A
M
O
I
COMUNAESTACION Y/O SECTOR DE
EMPLAZAMIENTO TRAMO CALICATA N°
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Las Láminas 2.1 de 32 @ 2.28 de 32 (Capítulo 10.- LÁMINAS) presentan la planta de
ubicación en detalle de todas y cada una de las calicatas y el trazado completo de los 2
tramos en estudio.
Las estructuras que considera el Proyecto se resumen en las Tablas 2 y 3 siguientes:
TABLA 2 ESTRUCTURAS DEL PROYECTO ML6
Todos los túneles en trinchera considerados en el proyecto se encuentran ubicados en el
denominado Tramo II .
TABLA 3 DETALLE ESTRUCTURAS DEL PROYECTO ML6
ESTACIÓN8 KM TIPO
ESTRUCTURA FUNCIÓN COTA DE
RIEL (M)
E1 – Pedro Aguirre Cerda 0+317 Túnel Terminal -16,3
E2 – Intercambio EFE 2+220 Túnel Combinación EFE -17,1
E3 – Club Hípico 3+600 Túnel Intermedia -15,8
E4 – Franklin Línea 6 5+053 Túnel Combinación Metro L2 -20,3
E5 – Santa Rosa 5+697 Túnel Intermedia -17,7
8 En adelante las estaciones se designan en forma abreviada según lo indicado en esta tabla:
Estación Pedro Aguirre Cerda=E1
ESTRUCTURA LONGITUD ESTRUCTURA (M)
Túnel inter estaciones 12.239
Túnel estaciones 1.620
Túnel en trinchera para dos vías 1.424
Túnel en trinchera para tres vías 377
Túnel en trinchera para una vía 65
Trinchera de transición en acceso a talleres 135
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ESTACIÓN8 KM TIPO
ESTRUCTURA FUNCIÓN COTA DE
RIEL (M)
E6 – Ñuble Línea 6 7+712 Túnel Combinación Metro L5 -16,2
E7 - Grecia 9+677 Túnel Intermedia -17,2
E 8 – Irarrázaval Línea 6 10+589 Túnel Posible futura Combinación Metro -17,8
E9 – Bilbao Línea 6 12+343 Túnel Intermedia -16,7
E 10 - Eliodoro Yáñez 13+220 Túnel Intermedia -15,7
E11 – Pedro de Valdivia Línea 6 13+937 Túnel Combinación Metro -25,7
E12 - Vitacura 15+264 Túnel Terminal -26,5
Los Piques de ataque considerados para construir los túneles son los siguientes:
TABLA 4 DETALLE DE PIQUES Y GALERÍAS ML6
PIQUE KM GALERÍAS
Cola de Maniobra (Inicio Trazado) 0+000 Simple
E1 – Pedro Aguirre Cerda 0+300 Doble
Interestación 1+125 Simple
Interestación 1+707 Simple
E2 – Intercambio EFE 2+220 Doble
E3 – Club Hípico 3+602 Simple
Interestación 4+300 Simple
E4 – Franklin Línea 6 5+053 Sector Abierto
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PIQUE KM GALERÍAS
E5 – Santa Rosa 5+697 Simple
E6 – Ñuble Línea 6 7+712 Sector Abierto
Interestación 8+428 Simple
Interestación 9+160 Simple
E7 - Grecia 9+673 Simple
Interestación 10+162 Simple
E 8 – Irarrázaval Línea 6 10+625 Simple
Interestación 11+436 Simple
E9 – Bilbao Línea 6 12+330 Simple
Interestación 12+776 Simple
E 10 - Eliodoro Yañez 13+199 Simple
E11 – Pedro de Valdivia Línea 6 13+920 Pique Subterráneo
Interestación 14+906 Simple
E12 - Vitacura 15+286 Doble
Cola Maniobras 15+517 Simple
Fin de Trazado 15+660 --
Se desarrolló un análisis comparativo entre las Gravas y Suelos finos descubiertos en esta
campaña de prospección y la Grava y Suelo Fino estudiados en profundidad con motivo de
estudios geotécnicos9 anteriores.
9 En estos estudios cuyo detalle se entrega en el Capítulo V , han participado directa o indirectamente profesionales de MSA
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Destacamos, entre otros antecedentes considerados, los estudios efectuados en el sector
del nudo Vial General Velasquez, Viaducto Suiza y Metro Línea 5 Extensión a Maipú para el
Tramo II y estudios del sector El Golf, Comuna de Las Condes (para el Tramo I) para los que
se hicieron excavaciones de prospección muy profundas por lo que proporcionaron
información relevante del subsuelo a niveles inferiores a 25 m de profundidad, que fue el
nivel máximo típico prospectado en esta oportunidad. Por tratarse de obras todas ya
construidas se cuenta con registros fotográficos y todas fueron visitadas durante las faenas
de excavación masiva y durante la construcción por profesionales especialistas de esta
oficina.
Entre los Proyectos consultados10 destacan:
Viaducto Suiza
Proyecto de Expansión Metro Línea 5 a Maipú
Estudio Geotécnico Autopista del Sol
Estudio Geotécnico Puente sobre Zanjón de la Aguada, Estación El Sol
Estudio Geotécnico Autopista Central
Edificio Costanera Center ubicado en Avda. Vitacura con Isidora Goyenechea
Edificio Titanium, en Avenida Vitacura con Isidora Goyenechea
Edificio Territoria 3000(Hotel W)), en Avda. Isidora Goyenechea
Edificio Magdalena Paz en Santa Magdalena con Isidora Goyenechea
Edificio Corporativo BCI, ubicado en Nuestra Sra. De Los Ángeles con Avda. El Golf
Estos antecedentes aseguran no quedar deficitarios en cuanto a profundidad prospectada
considerando que por razones de seguridad se limitó a 25 m la profundidad máxima a
excavar en esta campaña. En el Anexo V se entrega un resumen ejecutivo de la
información obtenida a partir de los citados estudios geotécnicos11.
La forma de análisis se fundamenta en la necesidad de entregar la caracterización de
suelos y su comparación con aquellos donde ya existe la experiencia constructiva.
En la Ilustración 3 siguiente se indica la ubicación en planta de los proyectos consultados.
10 Archivos MSA y apuntes de clases . 11
Catedra Fundaciones , Universidad de Los Andes, Profesora:Margarita Iris Soto Alfonso.
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Ilustración 3 CALICATAS SECTOR EL GOLF
1.2 DESCRIPCIÓN DEL TRAZADO DEL PROYECTO ML6
La Línea 6 se inicia en la Av. Pedro Aguirre Cerda. Las calicatas se emplazaron en torno a la
ubicación de las estaciones proyectadas –como se indicó en anterior acápite-
designándolas como CE cuando están próximas a una futura estación y CT si se encuentran
en los tramos interestación.
La Avda. Pedro Aguirre Cerda corresponde al antiguo camino a Melipilla, y está ubicada, al
costado de los terrenos del antiguo Aeropuerto de Los Cerrillos. En este sector se emplaza
la cola de maniobras (C1-1T) y la primera estación de la línea (C2-1E) en el subsuelo de la
avenida Pedro Aguirre Cerda.
Posteriormente el trazado se dirige hacia el norte por Av. Buzeta, (C3-2T y C4-3T) hasta el
nudo vial Carlos Valdovinos- Autopista General Velasquez – Autopista del Sol (C5-4T). El
túnel de ML6 cruza la Autopista del Sol y el Zanjón de la Aguada y llega a los terrenos de
EFE donde se ubicará la Estación San Eugenio (C6-2E) cuyo objetivo es permitir la
transferencia de pasajeros entre Metrotren y Metro.
ML6
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ML6 hacia el oriente sigue por el costado de la Maestranza San Eugenio. En la Maestranza
se proyecta construir una instalación de talleres y cocheras para lo cual se excavaron 3
calicatas de prospección (C8-S1, C9-T1 y C36-T2)
El trazado cruza luego la Av. Bascuñán (C7-5T), y avanza por la franja del ferrocarril de
Circunvalación. En la Av. Club Hípico se proyecta la estación Club Hípico (C10-3E), y cruza la
Línea 2 en Franklin (C13-4E) inicio del denominado Tramo I).
El eje ML6 cruza el Zanjón de la Aguada antes de llegar a la Autopista Central. Al oriente el
Metro se proyecta en un túnel profundo hasta la Estación E4 Franklin L6 (C13-4E), en
donde cruza bajo de la Estación Franklin la Línea 2 del Metro. La estación Franklin. En ese
punto se inicia al TRAMO I.
Hacia el oriente se llega bajo la franja ferroviaria a la Estación E5 (Santa Rosa, C14-5E) en
túnel profundo. El trazado preliminar indica que será más superficial en este sector y será
construido en trinchera tapada, pero al llegar a la Estación Ñuble (C18-6E) se profundiza
pasado la calle Santa Elena antes de Av. Vicuña Mackenna. La Estación E6 (Ñuble L6) se
ubica en Ñuble con Av. Benjamín Vicuña Mackenna.
Luego el trazado sigue bajo la Av. Carlos Dittborn, cruzando bajo la avenida Marathon en
terrenos del Estadio Nacional, hasta la Estación E7 (Grecia).
A continuación de este punto el trazado sigue por la Av. Pedro de Valdivia, hacia el norte,
estableciéndose la Estación E8 (Irarrázaval)(C24-8E) poco antes de llegar a esta arteria pero
fuera de la misma ya que probablemente será el punto de conexión con la futura Línea 3
que correrá bajo dicha avenida.
A ML6 seguirá hacia el norte, hasta la Estación E9 (Bilbao)(C28-9E) emplazada antes del
cruce con la Av. Francisco Bilbao.
La siguiente estación corresponde a la Estación E10 (Eliodoro Yañez, C30-10E), emplazada
bajo el cruce de Av. Pedro de Valdivia y Av. Eliodoro Yañez, situada profunda, en previsión
de un futuro hundimiento de esta avenida.
El eje ML6 continúa hacia el norte hasta poco antes de la Avda. 11 de Septiembre, donde se
ubicará la futura Estación E11 (Pedro de Valdivia, C31-11E) que sería una Estación de
combinación con la actual Línea 1.
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A continuación sigue por la Av. Pedro de Valdivia, hacia el norte, hasta la estación E11
(Pedro de Valdivia), emplazada antes de la intersección de Pedro de Valdivia con Av. 11 de
Septiembre, donde se proyecta una estación de combinación con la actual Estación Pedro
de Valdivia de Línea 1.
El trazado continúa hacia Av. Providencia donde gira hacia el oriente en túnel profundo
hasta llegar a Vitacura, por la cual gira, cruza bajo el canal San Carlos y bajo la Cola de
Maniobras de la Línea 4, hasta la proyectada Estación E12 (Vitacura, C34-12E), frente a la
calle Encomenderos.
Las Láminas 2 1 @ 2.28 / 32 presentan, como se indicó en el Capítulo 1, la ubicación en
planta de cada una de las calicatas de prospección.
1.3 TAMAÑO DE CAMPAÑA PROSPECCIÓN Y PROFUNDIDAD DE LAS
CALICATAS
La cantidad y profundidad de los puntos prospectados se estableció en base al
conocimiento del suelo de Santiago, la experiencia en otros proyectos Metro en Santiago,
considerándose a su vez el proyecto referencial, Bases del contrato y términos de
referencia.
La Lámina 3/32 presenta el perfil estratigráfico que resume la posición y profundidad de
los puntos estudiados.
Por existir una evidente continuidad estratigráfica a lo largo del trazado se estima que el
tamaño de la campaña de prospección para efectos de definir la estratigrafía del subsuelo
en la profundidad de interés del proyecto- fue el adecuado- alcanzándose en un 100% de
los casos profundidades de prospección superiores a los niveles de excavación que
considera el proyecto referencial12.
En todos los casos una vez confirmada la continuidad estratigráfica obtenida en cada punto
se decidió el término de la excavación de cada una de las calicatas. La información
hidrogeológica se considera suficiente toda vez que las filtraciones detectadas en muchas
de las calicatas provienen básicamente de la grava arenosa del Horizonte H-3 el cual fue
12
En el sector de El Golf se incorpora como parte integrante de presente estudio la información provista por otros estudios del sector
según se indicó en anterior Capítulo del presente documento.
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atravesado en todos los puntos prospectados, según se indica en el Capítulo 4.
1.4 OBJETIVOS Y ALCANCE DEL ESTUDIO
El presente documento considera la entrega de parámetros geotécnicos necesarios para el
diseño de piques,y túneles que considera el proyecto ML6.
Se entregan en el Capítulo 5 y 6 las bases de diseño para las estructuras indicadas
considerando las propiedades geotécnicas del subsuelo que se entregan en el Capítulo 3.
Para cumplir con los objetivos propuestos fue necesario obtener los parámetros mecánicos
de corto y largo plazo los que permiten entregar recomendaciones constructivas,
metodologías, estimar deformaciones, diseñar estructuras definitivas, para lo cual se
requiere desarrollar una serie de ensayos cuyo fundamento, justificación y metodología se
detalla en siguiente acápite.
1.5 ENSAYOS REQUERIDOS Y SU JUSTIFICACIÓN
En este acápite se explica que parámetros del suelo son requeridos para alcanzar los
objetivos del estudio justificándose indirectamente la necesidad de ejecución de los
ensayos programados.
Los parámetros mecánicos de corto plazo, tanto en términos de presiones totales como en
términos de presiones efectivas, con la humedad natural se requieren para definir:
Metodologías y procedimientos constructivos
Estimación de convergencias en el túnel
Estimación de asentamientos en superficie
Los parámetros mecánicos de largo plazo en términos de presiones totales como en
términos de presiones efectivas con la humedad natural, tanto en condiciones drenadas
como no drenadas se requieren para definir:
El proyecto de estructuras de sostenimiento definitivo
La estimación del impacto de las obras sobre las construcciones existentes
Análisis avanzados de diseño
Para la determinación de los parámetros indicados se desarrollaron ensayos de terreno y
de laboratorio descritos en los siguientes acápites.
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De la calicatas se obtuvo muestras inalteradas y perturbadas, las que alcanzaron una
profundidad de al menos el nivel de sello de fundación siendo la típica de 25 m.
1.5.1 ENSAYOS DE TERRENO
1.5.1.1DESCRIPCIÓN ESTRATIGRÁFICA Y TOMA DE MUESTRAS
Se realizó la descripción estratigráfica del subsuelo a partir de la observación de las paredes
en todas sus caras indicando de lentes, bolsones anómalos y todo tipo de singularidades.
Ella se entrega en el Anexo I y en el perfil estratigráfico de la Lámina 3 de 32.
A su vez se describen los contactos entre estratos, tipos de engranes y ubicación de ellos.
Se tomaron muestras para determinar la humedad del subsuelo metro a metro de
profundidad, con el objeto de establecer pesos unitarios totales, secos, grados de
Saturación, es decir las propiedades índices del suelo metro a metro. Los resultados de este
trabajo se exponen en el Capítulo 2. La descripción visual considera forma y dureza de los
granos, presencia de finos en forma cualitativa y estimación cuantitativa porcentual, grado
de plasticidad y procedencia probable.
En el Anexo uno se entrega la descripción estratigrafica de todas las calicatas
Se tomaron muestras alteradas para clasificación USCS13 cada cuatro metros de
profundidad y muestras inalteradas en suelos finos sobre las cuales se hicieron ensayos
especiales. Los resultados de ellos se expone en el Anexo II y en la Lámina 3 de 32 se
exponen:
Los puntos de extracción de muestras perturbadas para los ensayos de clasificación
completa (granulometría, contenido de humedad, límites de Atterberg y peso
específico).
Los puntos de extracción de muestras inalteradas para determinación de pesos
unitarios, contenidos de humedad, ensayos de compresión no confinada, ensayos de
consolidación y ensayos triaxiales.
Las profundidades a las cuales se ejecutaron pruebas de carga horizontales en las
paredes de la calicata C10-11T DA.
Las profundidades en las cuales se ejecutaron ensayos especiales
13
Unified Soil Clasification System
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La evolución en profundidad de los límites de Atterberg, contenido de humedad y
grado de saturación.
1.5.1.2 ENSAYOS PRESIOMÉTRICOS Y SU UTILIZACIÓN
El ensayo presiométrico permite obtener directamente el coeficiente de reposo in situ del
depósito, preferentemente en suelos finos, y arenosos.
Los ensayos presiométricos se utilizan para la obtención del Módulo de Deformación a
largo plazo y el coeficiente de reposo k0 in situ. Los resultados de las mediciones se
entregan en Anexo V.
En esta campaña no se realizaron ensayes presiométricos por lo que se utilizaron ensayos
efectuados para otros estudios los que se complementaron con los ensayes triaxiales para
obtener (validando para los suelos finos de este proyecto) el Módulos de Deformación a
largo plazo y el coeficiente de reposo in situ k0 in situ. En Anexo II se entregan los
resultados de las mediciones14.
Los ensayes presiométricos entregan para cada estado tensional el valor del coeficiente de
empuje en reposo in-situ es un parámetro relevante en el diseño de túneles ya que influye
en el cálculo de las solicitaciones sobre el revestimiento y por lo tanto en las condiciones
de estabilidad de la frente de excavación y en los asentamientos inducidos en la superficie
del terreno. El k0 se midió directamente en las campañas desarrolladas para las Línea 4 y 2
de Metro.
Se ejecutaron ensayos presiométricos cada 5 metros con lo que se midió en cada caso
directamente el k0 in situ.
El laboratorio entrega curvas Volumen vs Presión durante el ensayo , a partir de ellas se
obtuvo en cada punto la tensión vertical 0, a partir de la cual se obtiene k0, utilizado las
ecuaciones:
Ko = H0 / V0
Ecuación 1 k0 in situ
14
Certificación de laboratorio Dictuc y de nuestros laboratorio.
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vo = h1 1+h2 2
Ecuación 2 Tensión Vertical
h1 y h2: espesor de los estratos de 1 y 2
1 y 2 : Pesos Unitarios de los suelos presente.
El Módulo presiométrico se obtuvo a partir de la siguiente relación:
Em = 2(1+ )[ Vc + (Va+Vb/2] p/ v
Ecuación 3 Módulo Presiométrico
1.5.1.3 COEFICIENTE DE REPOSO IN-SITU MEDIDO EN LA GRAVA DE SANTIAGO
El coeficiente de empuje k0in situ depende de la geometría de la sección del túnel. Así por
ejemplo, para secciones circulares un valor bajo de Ko in-situ, como podría ser el de un suelo
normalmente consolidado, genera momentos flectores mayores y esfuerzos normales
menores en el revestimiento, y viceversa. Para secciones ovoidales se demuestra en
cambio que su influencia es diferente,
En los párrafos siguientes explicamos el concepto del coeficiente a partir de su definición.
La Ilustración 6 muestra la Variación de la Tensión Vertical, v, y horizontal, h, en un
elemento de suelo sujeto a una condición de deformación unidimensional.
Como indicamos, para la condición en reposo el coeficiente de empuje que define la
tensión horizontal corresponde al coeficiente de empuje en reposo expresado como:
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v
hoK
Ecuación 4
Ilustración 4 VARIACIÓN DE LA TENSIÓN VERTICAL
En el tramo AB de este ejemplo se carga el suelo con una carga virgen en el que la tensión
vertical en cualquier punto del tramo es igual a la tensión máxima, vmax, que ha actuado
sobre el suelo hasta ese momento.
La razón de preconsolidación del suelo, RPC, se define como:
v
v maxRPC
Ecuación 5
luego en el tramo AB el término RPC = 1.0, es decir se trata de un suelo normalmente
consolidado. Sin embargo, si a partir del punto B el suelo se descarga hasta alcanzar el
punto C, esta disminución de la tensión vertical le induce una razón de preconsolidación:
v
h h
(KO)NC= tg = 1-sen
KO= tg
Kor= tg( v)B
( v)C
B
C
Tensión horizontal h
Te
ns
ión
ve
rtic
al,
v
00
A
DEFORMACION 1-D
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RPC =[ ( v)B ]
/ [ ( v)c ] > 1.0.
Por lo tanto la trayectoria de tensiones en descarga genera un aumento del coeficiente de
empuje en reposo desde el valor Ko = tg para RPC = 1.0 a Ko = tg > tg para RPC > 1.0.
Para suelos granulares15, se propone la siguiente relación entre Ko y RPC:
RPCKKNCoo 16
Ecuación 6
(Ko)NC = 1-sen
Ecuación 7
Si estamos en C (estado tensional “inicial”) e incrementamos la carga manteniendo la
condición de deformación unidimensional se generarán dos valores de Ko:
a. Si la tensión vertical aplicada es inferior a ( v)B se define un nuevo valor de Ko
que corresponde al coeficiente de empuje en reposo en recarga, Kor,
representado por tg , que es el menor valor de Ko que puede exhibir el suelo.
b. Si la tensión vertical aplicada es mayor que ( v)B el suelo responde con Kor = tg
en el tramo de recarga CB y con (Ko)NC = tg para los incrementos de tensión
vertical por sobre la tensión ( v)B.
El coeficiente de reposo en recarga está dado por la siguiente relación deducida a partir de
la Ilustración 4 y con las Ecuaciónes 6 y 7
RPC
11
RPC
11
KKNCoor
Ecuación 8
15
Schimdt (1967) propone usar esta relación. 16
(Ko)NC corresponde al coeficiente en reposo para una condición normalmente consolidada (RPC = 1) cuyo valor se obtiene con la venerable
expresión de Jaky (1944) en función del ángulo de fricción, , del suelo:
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La Ilustración 517 ilustra los valores de los coeficientes de empuje en reposo que pueden
presentarse en un suelo granular según sea el historial de tensiones estáticas a las que se
ve sometido. En estos ensayos el coeficiente en reposo se determinó a partir del módulo
de Poisson, , medido para pequeñas deformaciones y corresponde a un coeficiente de
reposo en recarga, Kor, a partir de un estado inicial con RPC = 2 a 4 (tensión antes de
excavar > c). Así entonces, adoptando el rango = 0.15 a 0.20 medido para pequeñas
deformaciones se obtiene :
Kor = /(1- ) = 0.18 a 0.25
Ilustración 5 COEFICIENTE DE EMPUJE EN REPOSO CONSIDERANDO ÁNGULO FRICCIÓN
17 La figura incluye resultados experimentales informados por Broms (1971) en arenas con RPC = 6 y 32 que son consistentes con los
valores entregados por las curvas. También se incluyen valores obtenidos de los ensayos triaxiales in-situ en la Grava de Santiago que se
ejecutaron a 8m de profundidad y con tensiones de confinamiento, c, entre 0.22 y 0.8 kg/cm2 (Kort et al, 1979).
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Los valores propuestos por Braga et al para el (Ko)in-situ en los primeros 14 m del depósito
de gravas implican un RPC del orden de 12, el que se obtiene de la Figura 1.5 con el ángulo
de fricción máximo que desarrolla la grava ( = 45 – 53º).
Los valores del coeficiente Ko in-situ medidos con ensayos presiómetricos en sondajes
perforados en la Grava de Santiago concuerdan con los obtenidos mediante análisis
retrospectivos usando mediciones en dos secciones de túnel instrumentadas. En los
primeros 15 m del depósito de grava se obtienen valores de Ko entre 0.75 y 1.0, para el
suelo en condición normalmente consolidada (para = 45º a 53º ) se obtiene (Ko)NC = 1-
sen = 0.20 a 0.30
Es decir k0 decrece a un valor asintótico que hemos adoptado 0.25, es decir equivalente a (Ko)NC.
La Fig. 11 expuesta en el Capítulo 9 (FIGURAS) resume los valores de Ko in-situ medidos con
ensayos presiométricos en la Grava de Santiago. La Tabla 5 presenta los parámetros de la
instrumentación y los correspondientes valores de Ko in-situ
TABLA 5 COEFICIENTE DE EMPUJE EN REPOSO IN-SITU PARA LA GRAVA DE SANTIAGO (BRAGA ET AL, 2004)
Parámetro registrado por la Ko in-situ según ajuste
instrumentación PK 2+554 PK 3+446
Asentamiento máximo en la superficie 0.93 0.63
Asentamiento máximo a 4.8 y 4.2 m de profundidad 1.20 0.65
Distorsión máxima longitudinal en superficie 2.40 1.60
Distorsión máxima transversal en superficie 0.90 0.68
Convergencia pared del túnel 1.05 1.00
Esfuerzos normales sobre la pared del túnel 0.98 1.24
Valores propuestos 1.04 0.79
La explicación de estos altos valores se atribuye a procesos de densificación sísmica cuyo
mecanismo se explica esquemáticamente en la Ilustracion 6 y 7 para la zona superficial del
depósito actual la trayectoria de tensiones corresponde a la ABCD, siendo CD el tramo
generado por el espesor de suelo con depositación más reciente. Un elemento de suelo
que actualmente se encuentra más profundo, el mayor espesor de suelo depositado
genera la trayectoria DEF, borrando el efecto del historial sísmico pasado y alcanzando un
Ko in-situ menor. Con este modelo se explica que el Ko in-situ de la Grava de Santiago
disminuya con la profundidad, sea asíntota al Ko para suelo normalmente consolidado a
partir de una profundidad en torno a 35 m.
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Las Ilustraciones 6 y 7 muestran el efecto de la densificación sísmica atribuida al terremoto
de Febrero 27 2010 consignándole un aumento de 8 puntos normalizados (cm/m)
Ilustración 6 EFECTO DE LA DENSIFICACIÓN SISMICA EN LA GRAVA DE SANTIAGO
Ilustración 7 EFECTO DE LA DENSIFICACIÓN SISMICA EN LA GRAVA DE SANTIAGO
0
2
4
6
8
10
12
0,1 1 10 100
den
sifi
caci
ón
No
rmal
izad
a
Diámetro D50 mm
INFLUENCIA DEL DIAMETRO D50 EN LA DENSIFICACIÓN DE SUELOS
GRANULARES vc/ c
arena
arena
arena cristal sílice
ARENA HORMIGÓN
GRAVILLA
GRAVA DE SANTIAGO
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El coeficiente de empuje k0in situ depende de la geometría de la sección del túnel. Así por
ejemplo, para secciones circulares un valor bajo de Ko in-situ, como podría ser el de un suelo
normalmente consolidado, genera momentos flectores mayores y esfuerzos normales
menores en el revestimiento, y viceversa. Para secciones ovoidales en cambio su influencia
es diferente.
1.5.1.4 K0 EN FINOS
En el caso de suelos finos naturales se presentan las mismas modalidades del coeficiente
de empuje en reposo expuestas para suelos granulares. En los suelos finos se producen
adicionalmente cambios por efectos de succión por secamiento, adicionales al efecto de
preconsolidación.
Lo anterior queda cuantificado por la expresión siguiente:
1RPC1
KRPCKNCoo
Ecuación 9 18
: Módulo de Poisson obtenido a partir de ensayos triaxiales drenados.
La Fig.12 (Capítulo 9), representa los valores de Ko generados con la Ecuación 6 utilizando
= 0.25 para pequeñas deformaciones y el RPC promedio definido con la tensión de
preconsolidación obtenida con ensayos de consolidación 1-D.
Existen por lo tanto diversos valores para el coeficiente de empuje en reposo que
dependen del historial de tensiones.
Los valores del coeficiente Ko in-situ medidos con el presiómetro en la Grava de Santiago
concuerdan razonablemente con los obtenidos mediante análisis retrospectivos usando
mediciones en dos secciones de túnel instrumentadas de las Líneas 4 y 5 de Metro. En los
primeros 15 m del depósito de grava se obtienen valores de Ko entre 0.75 y 1.0, para
18
Wroth (1975) estableció la expresión para evaluar el coeficiente de reposo in-situ en función de la razón de preconsolidación. la expresión de Wroth entrega valores del orden de los medidos in-situ con ensayos presiométricos. En los primeros 10m los finos del noroeste presentan valores que varían típicamente entre 0.60 y 0.80, mientras que para los finos del suroriente el rango es de 0.90 a 2.0. En ambos depósitos el Ko in-situ decrece a partir de 10m para tender a valores propios de un suelo normalmente consolidado.
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posteriormente decrecer a un valor asintótico que se presume en torno a 0.25, es decir a
(Ko)NC.
1.5.1.5 PRUEBAS DE CARGA.
Para la determinación del Módulos de Deformación Estáticos (E), Módulo de deformación
Cíclico (G) de corto plazo y de los coeficientes de corte cíclico de largo plazo en suelos finos
de ML6 se deben realizar pruebas de carga insitu o bien ensayos de laboratorio.
Para este estudio se desarrollaron Pruebas de Carga en el suelo fino de Ñuñoa (Calicata
C20-11T ) ubicada en el interior del Estadio Nacional.
Para la determinación de los Módulos de deformación Estáticos y Cíclicos de la grava se
considerarán ensayos efectuados para estudios toda vez que los suelos en los cuales se
han realizado numerosas pruebas de carga en Santiago (Gravas arenosas de depositaciones
Maipo y Mapocho) se homologaron con los suelos granulares presentes en este proyecto
tanto en el Tramo I como en el Tramo II. Esta homologación se basa fundamentalmente en
la similitud granulométrica, en la comparación de propiedades índice y otras
consideraciones que la avalan.
Para este estudio se desarrollaron ensayos de placa en los finos de Ñuñoa, obteniéndose
Módulos de Rigidez y de deformación estáticos y cíclicos en los rangos de los obtenidos
para los suelos finos de Santiago.
El ensayo se materializó utilizando dos placas rígidas de 50cm de diámetro que cargaron las
paredes verticales de la calicata en dos niveles de profundidad (2 niveles tensionales)
Con los resultados de los ensayos de placa se establecieron las constantes de balasto
estáticas y sísmicas y las correspondientes a la interacción sísmica horizontal entre el suelo
y estructuras enterradas.
1.5.1.5.1. DETERMINACION DEL MÓDULO DE DEFORMACIÓN ESTÁTICO
Se graficó la zona lineal tensión vs. desplazamiento de la curva generada por el ensayo de
placa eliminando el setting inicial. A su vez, el desplazamiento para generar esta curva se
definió con el registrado hasta antes del desplazamiento subsecuente que corresponde a
creep.
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La Ilustracion 8 presenta gráficamente las mediciones efectuadas en el ensayo.
1.5.1.5.2 DETERMINACION DE MÓDULO DE DEFORMACIÓN CÍCLICO
La Ilustración 8 presenta gráficamente las mediciones efectuadas en el ensayo.
Ellas permiten determinar el Módulo de Deformación Cíclico.
DEFORMACIÓN PERMANENTE c DEFORMACIÓN ELÁSTICA cic
Ilustración 8 CICLAJES EN PRUEBAS DE CARGA
A partir de la Ecuación 10 se determina la variación del coeficiente mc con el número de
ciclos.
Dicha variación se representa en la Fig. 16 A (Capítulo 9, FIGURAS) y permite ubicar los
resultados obtenidos dentro de la
banda generada mediante ensayos de placa en otras obras de Santiago.
La prueba permite determinar a su vez el desplazamiento cíclico permanente (también
llamado anelástico o no recuperable) cuyos términos se exponen en la Ilustracion 10
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4Ι
π
σ
ρσmρ
e
eccc
Ecuación 10
mc = coeficiente de deformación cíclica permanente
c = desplazamiento cíclico permanente al cabo de N ciclos
| c| = tensión cíclica de amplitud constante aplicada en 30 ciclos
(N = 30 ciclos corresponde al número de ciclos equivalentes para un
sismo con magnitud Richter M > 7.5)
e = tensión estática en torno a la cual se aplica c
e = desplazamiento del área cargada debido a la tensión e
= factor de forma del área cargada que para una placa rígida
circular es igual a /4.
El ensayo permite conocer además la evolución de c con el número de ciclos de aplicación
de la tensión c y también se conoce el par ( e, e). Luego con la Ecuación 10 se obtiene
la variación del coeficiente mc con el número de ciclos.
En el Capitulo 3 acápite 3.3 y en Anexo IV (Memoria de Cálculo), se entregan los resultados
obtenidos en las Pruebas de Carga efectuadas en suelo fino.
1.5.1.5.3 DETERMINACION DEL COEFICIENTE DE RIGIDEZ CÍCLICA
El coeficiente de rigidez cíclica, K2, permite definir el módulo de deformación elástico para
carga cíclica, Ec, eliminando la deformación anelástica asociada a cada ciclo de carga
(Figura 16 C). Para incluir la no linealidad de la curva deformación vs tensión cíclica, el
valor de K2 se expresa en función de la deformación de corte, c, inducida en el suelo por la
carga cíclica. Las expresiones que ligan estas variables en un ensayo con placa circular
rígida, son:
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Ecuación 11
Ecuación 12
Ecuación 13
Ecuación 14
Ec = módulo de deformación para carga cíclica en el elemento representativo
ubicado en el eje de la placa a una distancia 1.5 veces el radio de la placa.
K2 = coeficiente de rigidez cíclica;
= módulo de Poisson igual a 0.30 como valor adoptado para los suelos finos
presentes.
c = deformación de corte cíclica en el elemento representativo;
R = radio de la placa;
c amplitud de la tensión cíclica aplicada;
e = tensión estática en torno a la cual se aplica la tensión cíclica;
o = tensión estática media de confinamiento en el elemento representativo;
cic= desplazamiento de la placa debido a la acción c que se obtiene
promediando el cic en carga con el cic en descarga.
Mediante las ecuaciones 11 @ 14 se obtiene la relación entre el coeficiente de rigidez cíclica,
K2, y la deformación de corte cíclica, c, que se incluye en la Fig. 16C. del Anexo I.
En el Capítulo 3, acápites 3.3.1 a 3.3.2 se entregan las propiedades mecánicas para cargas
cíclicas del subsuelo de la franja ML6.
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1.5.1.6 ENSAYOS PORCHET
Se desarrollaron ensayos Porchet para determinar el coeficiente de Permeabilidad no
saturada con agua natural, capacidad de almacenamiento, y permeabilidad saturada del
depósito.
Las metodologías del ensaye y los resultados se entregan en el Capítulo 4, y en el ANEXO II
del presente Informe Consolidado.
1.5.1.7 PRUEBAS DE AGOTAMIENTO
Se efectuaron pruebas de agotamiento a Caudal constante y variable para medición de
caudales para el diseño de eventuales sistemas de agotamiento de la napa freática en
aquellos sectores en que se detectó.
Las metodologías del ensaye y los resultados se entregan en el Capítulo 4 y en el ANEXO II
respectivamente.
1.5.2 ENSAYOS DE LABORATORIO
1.5.2.1 GRANULOMETRÍA Y CLASIFICACIÓN USCS
Los Análisis Granulométricos dada la estratigrafía prevista del subsuelo en la franja del
proyecto se programó considerando ensayes de clasificación USCS19 cada cuatro metros de
profundidad. Con este número de ensayes se logra validar las observaciones estratigráficas
obtenidas en terreno, según nuestra experiencia en los suelos de Santiago.
Se desarrollaron Análisis Granulométricos que permiten la obtención de las curvas
granulométricas de las muestras que se entregan en las Figuras 2, 2 A y 2B (Capítulo 9,
FIGURAS). Sin perjuicio de este número mínimo de análisis planificado a priori, se
extrajeron muestras de los estratos novedosos y singularidades. El cuadro general de
análisis y sus resultados se entrega en el ANEXO II del presente documento. Se realizaron
del orden de 250 clasificaciones.
19
Sistema de Clasificación USCS :”Unified Soil Classification System”
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Complementariamente se determinó en laboratorio el Peso específico de las partículas
gruesas para identificar las componentes granulares y el origen de la unidad y el Peso
Unitario de las muestras inalteradas de suelos finos.
La experiencia de esta oficina da cuenta de que con este criterio de muestreo se obtuvo
una cantidad suficiente y representativa de muestras y ensayes asociados para la
caracterización del subsuelo de manera tal que se estableció una base de datos que
permitió establecer conclusiones relativas fundamentalmente a homologación de
muestras. Además, este número de ensayes se logra validar las observaciones
estratigráficas obtenidas en terreno, según nuestra experiencia en los suelos de Santiago.
1.5.2.2ENSAYOS DE COMPRESIÓN NO CONFINADA
Los ensayos de compresión no confinada tienen por objetivo primero determinar la
resistencia al corte de los suelos finos del Depósito designado U-2.
Se desarrollaron ensayos de compresión no confinada sobre muestras inalteradas de suelo
fino con su humedad natural. Todas las muestras se tallaron con su dimensión mayor en
dirección vertical. La velocidad de ensayo fue tal que permitió la toma de suficientes
puntos del tramo inicial de la curva tensión – deformación para determinar Módulos de
Deformación en rango elástico
La probetas así confeccionadas se sometieron a esfuerzos de compresión axial hasta la
falla. El siguiente ejemplo presentado en la Ilustración 9 considera en forma gráfica el
ensayo de una muestra extraída de la calicata C19-10T y los parámetros obtenidos a partir
de él.
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Ilustración 9 ENSAYO DE COMPRESION NO CONFINADA
En el ensayo de compresión no confinada la tensión de confinamiento lateral es nula y el
corte por lo tanto lo establece la deformación vertical, lo cual se explica gráficamente.
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Ilustración 10 DETERMINACION DE PROPIEDADES MECÁNICAS SUELO FINO
Al tener un elemento de suelo en la profundidad Z, se verá sometido a un incremento del
empuje H, manteniéndose constante la tensión vertical hasta que el suelo alcanza su
estado final de falla, en el cual está movilizado plenamente el par c- .
En el estado final tenemos:
Hf = vK+2c (K)1/2 Empuje máximo que pude resistir el
suelo a la profundidad Z
Ecuación 15
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v = qs+ Z20 Ecuación 16
K =Kp= (1+sen mov )/ (1-sen mov) Empuje máximo que pude resistir el
suelo a la profundidad Z
Ecuación 17
A partir de estos ensayos se obtuvo la cohesión máx (cmax), el ángulo de fricción movilizado
mov*, el coeficiente de deformación cíclico k221, y se compararon los parámetros
obtenidos con las prueba de carga, validándose la homologación con suelos finos de otros
sectores de Santiago.
1.5.2.3ENSAYOS DE COMPRESIÓN TRIAXIAL
Los ensayos triaxiales se desarrollan para determinar parámetros resistentes de los suelos.
Los parámetros resistentes de la grava se definieron una vez que ellas se homologaron a
partir de la comparación de las propiedades índices obtenidas para los suelos granulares
de ML6, con las conocidas de las muy estudiadas y ensayadas Gravas de Santiago.
Se consideró necesario efectuar al menos 9 ensayos triaxiales en suelos finos para lo cual
se obtuvo una gran cantidad de muestras inalteradas, de entre las que se eligieron las más
representativas para obtener sus parámetros resistentes.
En un ensayo triaxial se cargan las probetas hasta su falla, lo cual permite definir la
trayectoria de esfuerzos a partir de gráficos simplificados p-q, y a partir de ellos, se obtiene
en analítica y gráficamente el par c- para distintos estados tensionales del suelo
En el siguiente acápite se explica de manera resumida como se obtiene el par c- a partir
de ensayos triaxiales y de ensayos de corte directo.
20
No considera efecto de arco, para ello ver Capítulo 7 Figura 26 Ecuación 45 que entrega v 21
Obtenido a su vez de la prueba de carga, según se indica en memoria de cálculo ANEXO IV y en Acápite donde entregan Módulos
de rigidez, coeficientes de deformación cíclica, desangulación cíclica y la metodología de cálculo .
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Los resultados obtenidos los comparamos con aquellos de otros estudios logrando
demostrar que los suelos son homologable también a partir de ensayos especiales
validando nuestra homologación.
1.5.2.3.1 EXPLICACIÓN DEL ENSAYOS DE COMPRESIÓN TRIAXIAL
La probeta de suelo fino se somete a una tensión inicial designada 10 considerando la
tensión de confinamiento del suelo a la cota en que se tomó la muestra inalterada. A partir
de ella se aplican incrementos 1 axiales, lo que produce deformaciones en la probeta las
cuales quedan registradas. El estado de la probeta sometida a estos esfuerzos (estado
tensional) queda representado en un círculo de Mohr según se indica en la figura siguiente:
Ilustración 11 ESTADOS TENSIONALES EN ENSAYO DE TRIAXIAL
En este ejemplo: c= 10= 30
Para simplificar la representación de los estados tensionales se trabaja con un diagrama p-
q, en el que el estado de tensiones del círculo de Mohr se representa por un punto.
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Ilustración 12 SIMPLIFICACION USANDO DIAGRAMAS P-Q
Usando esta representación es muy sencillo graficar estados de tensiones para
incrementos que se rijan por una ley determinada. Por ejemplo si el confinamiento es
anisotrópico y el historial de tensiones se rige por 3/ 1 = K a partir de un estado
de confinamiento inicial definido por 30, 10 se tendrá:
2
31p
2
31qq
K
K
p
q
p
q
1
1
1
1
1
3
1
3
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Trayectoria de tensiones correspondiente
Ilustración 13 SIMPLIFICACION USANDO DIAGRAMAS P-Q
Hay infinitas trayectorias de tensiones, algunas de las cuales se representan en la
Ilustración 13 figura a partir de un estado inicial de confinamiento isotrópico.
En la Ilustración 14 se grafica la evolución de cm y de m con la deformación de la probeta
triaxial distinguiéndose la cohesión máxima, cmax, que puede movilizar el suelo y el ángulo
de fricción movilizado, *
m , cuando la cohesión alcanza el máximo.
En la Ilustración 15 se representan las envolventes definidas por cmax y *
m mediante tres
tipos de ensayos ejecutados en la 1ª Depositación de la grava del Mapocho.
Las que se obtuvieron a partir de las envolventes de falla obtenidas a su vez , con el par
movilizado, cm- m, para un nivel de deformación, , prefijado.
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Ilustración 14 TRIAXIAL GIGANTE EN LA GRAVA DE SANTIAGO
Ilustración 15 ENVOLVENTES Cmáx – *máx PARA LA 1ª DEPOSITACION GRAVA DE SANTIAGO22
En este estudio se efectuaron ensayos triaxiales sobre series de muestras individuales
obtenidas a partir del mismo trozo inicial (“queque”) a humedad natural, en la misma
dirección. A partir de ellos se determinaron:
Parámetros de resistencia al corte qu y
22
0,00
2,00
4,00
6,00
8,00
10,00
12,00
0 2 4 6 8 10 12
TEN
SIÓ
N D
E C
OR
TE[T
on
/cm
2 ]
TENSIÓN NORMAL [Ton/cm2]
Triaxiales en grava de Santiago
Tensión normal Passive Tests
Tensión normal Corte Directo
Tx Situ
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Parámetros de resistencia al corte c’ y ’
Para los suelos granulares se asignaron los parámetros obtenidos a partir de
ensayos de placa y triaxiales gigantes efectuados para otros estudios en la grava de
Santiago.
1.5.2.4 ENSAYOS DE CONSOLIDACIÓN
Los ensayos de consolidación se deben realizar en suelos finos para definir la razón de
preconsolidación, determinar los parámetros de rigidez , Índice de compresión Cc, índice
de recarga Cr, e índice de compresión secundaria Cα representativo del depósito.
Los gráficos presentan “gráficamente” la dispersión y el grado de confiabilidad de las
determinaciones. Se analizaron seis muestras determinando la tensión de
preconsolidación en cada caso como se presenta en el set de Figuras 12 Bi con i:1 a 6 del
Capítulo 9; los resultados obtenidos son un factor adicional para la homologación con
suelos finos del Norte y Oriente de Santiago.
1.5.2.5 ENSAYOS DE CORTE DIRECTO
Se midió la variación con la profundidad, del nivel de presiones medias y el progreso de la
deformación por corte obteniéndose el Módulo de Poisson elástico , en términos de
presiones efectivas y, el módulo de Poisson elástico u en términos de presiones totales.
Para la realización del ensayo se ocuparon probetas obtenidas de muestras inalteradas
para determinar la resistencia al corte drenada. En este ensayo se mide la deformación de
la probeta a una velocidad controlada en un plano de corte. Se ensayaron 2 probetas para
cada nivel de tensión para obtener la resistencia al corte y la deformación asociada.
1.5.2.6 HUMEDAD NATURAL Y PESO UNITARIO NATURAL
La humedad natural es fundamental a la hora de realizar ensayos .
Se debe conocer la humedad natural ya que con ello se determinar las propiedades índice
del suelo en un determinado punto.
Se hizo para cada calicata un perfil de humedades en el cual se indica además el grado de
saturación a partir de la determinación de la humedad natural y propiedades físicas del
suelo (Lámina 3 de 32).
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En el gráfico -que se ubica a la izquierda de la columna estratigráfica- se indica la humedad
de la muestra en estado natural, el Límite Plástico y el Límite Líquido, quedando indicada
gráficamente la magnitud del índice de Plasticidad.
La determinación del Peso Unitario se hizo para todas las muestras simultáneamente con la
determinación de la humedad natural y del grado de saturación, datos indicados en el
gráfico
2 ESTRATIGRAFIA
En la Lámina 1/32 y 2.01 a 2,28 de 32 se presenta la ubicación en planta de las calicatas
mencionadas en este capítulo.
La Lámina 3 de 32 del Capítulo 10 inserta en el bolsillo externo del presente informe se
representa la estratigrafía en el eje del Proyecto ML6.
La estratigrafía detallada por calicata se presenta en ANEXO I incluyéndose fotografías del
interior de ellas a distintas profundidades.
2.1 ESTRATIGRAFIA DESDE E.CERRILLOS HASTA E.FRANKLIN (TRAMO II)
Corresponde a un depósito de Gravas Arenosas de la primera (H-3) y segunda (H-4)
depositación del Río Maipo. La compacidad del depósito gravo arenoso es alta a muy alta.
Los Finos de la matriz son limosos y limo arcillosos aumentando el contenido de ellos a
partir de los 17 m de profundidad típica, presentan plasticidades típicamente nulas y muy
bajas a profundidades mayores. En profundidad aumenta levemente el contenido de finos
de la matriz, siendo el típico de 1 a 3 %.
Aunque se puede considerar una estratigrafía en general uniforme en que se destacan tres
Unidades, la descripción estratigráfica se hace por tramos con descripciones simplificadas
para cada uno de ellos:
La Grava presenta un tamaño máximo típico de 5” a 8”, es muy compacta, desgranable al
golpe de martillo geológico. Debido a la alta desgranabilidad del depósito las calicatas
fueron necesariamente entibadas por razones de seguridad de excavadores y visitantes
durante su excavación y durante su vida útil.
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Hasta los 13m a 19 m de profundidad la grava es muy desgranable al impacto del martillo
geológico (HORIZONTE H-3), bajo los 13 a 19 m la resistencia al impacto aumenta
(HORIZONTE H-4).
Existe riesgo potencial en este tipo de suelo de derrames de la arena de la matriz.
Comparativamente respecto de la grava de Maipú es más resistente al impacto de martillo
geológico sin embargo presenta desgranabilidad por lo que clasifica como grava arenosa
desgranable.
Los suelos Finos exhiben una consistencia alta y alta a muy alta en profundidad.
La configuración estratigráfica es pareja en todo el TRAMO II salvo en las calicatas ubicadas
en la Estación Pedro Aguirre Cerda y la Calicata ubicada en calle Club Hípico donde
aparece un estrato de suelo fino de potencia superior a 2 metros.
La configuración estratigráfica es similar a la existente en la extensión Línea 5 sector
pajaritos, el suelo fino se detecta sólo al fondo de la calicata no detectándose “pasadas”
múltiples como en Maipú y en el norte eje Recoleta hacia Vespucio.
En los extremos del Tramo II se constata la presencia de suelos finos (H-2) limosos
levemente arcillosos a arcillo limosos, de plasticidad baja a nula, de color café, humedad
media y consistencia alta a muy alta a profundidades mayores a los 16m, para efectos de
diseño se considera subyacente a este estrato la 1ª Depositación del Maipo hasta una
profundidad indefinida, según se presenta en perfil de la Lámina 1 de 32.
Sin perjuicio de la uniformidad estratigráfica del suelo la descripción estratigrafica se
presenta en los siguientes acápites por sectores entre calicatas.
2.1.1. ESTRATIGRAFIA DESDE INICIO (COLA DE MANIOBRAS) HASTA LA ESTACIÓN FRANKLIN (E4)
En las calicatas ubicadas en este tramo, están presentes las formaciones granulares
homologadas a la 1ª y 2ª depositación del Río Maipo, por contener un porcentaje de finos
típico muy bajo, comprendido entre el 1 y 3%. La ubicación del cambio de los estratos
granulares entre la 2ª y 1ª depositación es variable, y se sitúa entre los 13 y 19 m, para
luego considerarse indefinida la Unidad H-3 (1ª Depositación del Río Maipo).
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Las Gravas presentan un tamaño máximo típico entre 5” y 8”, son compactas muy
desgranables al impacto del martillo geológico (Unidad U3) resultando más resistentes al
impacto en profundidad (Unidad U4).
En los extremos del Tramo II se detecta la unidad de suelos finos a los 16 m de
profundidad, son suelos limosos, arcillo limosos de plasticidad baja a nula, designado
Horizonte H-2.
ESTRATIGRAFÍA TÍPICA DEL TRAMO II
PROFUNDIDAD DESCRIPCIÓN GENERAL UNIDAD U1
0-5 m de profundidad: Rellenos y suelo fino natural entre 1 a 5 m de profundidad.
El estrato subyacente al relleno y estrato de suelo fino
superficial contaminado, está constituido por suelos finos de
consistencia variable por sectores, consistencia típica media a
alta, espesor variable de Sur a Norte entre uno y 5 metros. UNIDAD U3
5 - 16 m: Gravas arenosas homologables a las gravas arenosas de la 2ª
depositación del Río Maipo, compacidad alta a muy alta,
hasta una profundidad comprendida entre los 13 a 19m (se
considerará para efectos de diseño el engrane a los 16 m).
Unidad manifiestamente desgranable al impacto del martillo
geológico, característica que disminuye al aumentar la
profundidad. Las Gravas presentan un tamaño máximo típico
comprendido entre 5” y 8”, (horizonte H-3) resultando más
resistentes al impacto en profundidad (horizonte H-4). Finos
de la matriz son limos, a limos levemente arcillosos, arcillas y
arcillas limosas de baja plasticidad, porcentaje típico de finos:
1 a 3 %
Entre los horizontes H-3 y H-4 se detecta una unidad de suelo
fino consistente U2 (H-2) en las calicatas de los extremos del
Tramo II. Los suelos Finos exhiben una consistencia alta y alta
a muy alta en profundidad UNIDAD U2
16 a 19 m: Suelo fino limo arcilloso a arcillo limoso, color café, baja a
nula plasticidad, consistencia alta a muy alta, humedad media.
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(Horizonte H-2), La potencia de este estrato es variable. Este
estrato se detecto en las calicatas de la Estación Cerrilos y en
Club Hípico (Lámina 3/32) UNIDAD U4
20m en adelante: Gravas arenosas homologables a las gravas arenosas de la 1ª
depositación del Río Maipo, compacidad alta a muy alta. La
resistencia al impacto de martillo geológico aumenta con la
profundidad y consideraremos desgranabilidad leve
(Horizonte H-4).
No se acusa presencia de agua en las calicatas del Tramo II, lo que indicaría que los
estratos de suelo fino de permeabilidad menor a la de la unidad granular se encuentran
muy profundos para efectos de diseño.
2.1.2. ESTRATIGRAFIA CALICATAS E.P.AGUIRRE CERDA (C1-1T) Y ESTACIÓN CLUB HIPICO (E3)
En estas calicatas están presentes las formaciones granulares que contienen un
porcentaje de finos típico muy bajo, comprendido entre el 1 y 3%. La ubicación del cambio
entre los estratos granulares del tipo 2ª a 1ª depositación es variable entre los 13 y 19 m.
Suelos homologadas a la 1ª y 2ª depositación del Río Maipo
Las Gravas presentan un tamaño máximo típico entre 5” y 8”, son compactas, pero
desgranables al impacto del martillo geológico (Horizonte H-3) resultando más resistentes
al impacto en profundidad (Horizonte H-4).
En este tramo la Unidad de finos limo arcillosos (H-2) está presente en la calicata de la
Estación P. Aguirre Cerda, C2-1E, y reaparece en la calicata C10-3E ubicada en la futura
Estación Club Hípico. Esta Unidad engrana hacia el oriente con el depósito de gravas
arenosas fluviales asimilables en este sector a la 1ª y/o 2ª depositación fluvial de Maipo
(por el escaso contenido de finos intramatriciales).
El contacto entre los depósitos de suelos finos y la depositación granular del Maipo se
produce en torno a los 16 a 19m, y para efectos de modelar la estratigrafía en el Tramo II
se considera a 16m de profundidad.
Adicionalmente se calculó (ANEXO IV-Memoria de Cálculo) el Peso Unitario equivalente (
equivalente) que asigna a este estrato una potencia de 2 m bajo la cual subyace la grava de
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la primera depositación (H-4), estratigrafía típica de otros sectores de Santiago (ANEXO V),
a saber, Avda. Pajaritos en Maipú, Quinta Normal, Ñuñoa, entre otros.
2.1.3. SECTOR CALICATA PENITENCIARÍA
La calicata C11-6T acusa un relleno compactado de espesor aproximado 8m desde el nivel
de terreno lo que hizo necesaria su fortificación durante su excavación. El relleno tiene una
Densidad Relativa del orden de un 70 % exhibiendo compacidad baja a muy baja
El relleno fue materializado en su oportunidad para apoyar la fundación de estructuras del
recinto penitenciario y/o de la franja vial en las inmediaciones de la calicata en la franja
vial.
En este tramo no se ha detectado napa en la profundidad explorada.
A partir de los 8 m de profundidad el suelo está conformado por Gravas arenosas de la 2ª
Depositación del río Maipo, sin plasticidad y de alta a muy alta compacidad. Entre los 13 y
19m de profundidad, la grava es desgranable al impacto del martillo geológico (Horizonte
H-3). A partir de los 19 m la resistencia al impacto aumenta (Horizonte H-4) y la
desgranabilidad disminuye. Este relleno no se presenta en otros sectores prospectados del
Tramo II
2.2 ESTRATIGRAFIA E. FRANKLIN (E4) A E. VITACURA (E12)-TRAMO I
Sin perjuicio de la uniformidad de suelos- al igual que en el Tramo II- detectada a lo largo
del trazado-la estratigrafía se divide en tramos simplificando las descripciones.
2.2.1 ESTRATIGRAFIA E. FRANKLIN (E4) HASTA LA ESTACIÓN VITACURA (E12)
Corresponde a depósitos de grava arenosa de Primera y Segunda Depositación del Río
Mapocho. En profundidad aumenta el contenido de finos de la matriz y se torna
levemente superior la plasticidad.
El contenido típico de finos está comprendido entre el 3 y 6%.
La Grava presenta un tamaño máximo típico entre 5” y 8”, y es muy compacta, la trabazón
mecánica es excelente, no desgranable al golpe de martillo geológico. Comparativamente
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respecto de las gravas del Tramo II son muy resistentes al impacto de martillo geológico no
acusándose desgranabilidad.
En las calicatas ubicadas en el Tramo I se descubre la formación de suelo fino según se
presenta en la Lámina 3 de 32. Este estrato tiene un espesor variable y se detecta entre
Estación Franklin (C13-4E) y la Calicata Ubicada en las cercanías de la Futura Estación
Irarrázaval (C24-8E).
En el sector poniente del tramo los depósitos limosos y arcillosos tienen plasticidades muy
bajas a bajas a medias que están presentes en las calicatas Franklin (C13-4E) y Sta. Rosa
(C14-5E).
La Unidad U2 de finos limo arcillosos a arcillo limosos de baja plasticidad (H-2) reaparece
en la calicata C18 -6E ubicada en la futura Estación Ñuble y pique homónimo. A partir de
ese punto y hasta la Futura Estación Irarrázaval está presente en todas las calicatas. Esta
Unidad engrana con el depósito de gravas arenosas fluviales asimilables a la 1ª y/o 2ª
depositación fluvial del Río Mapocho. Este engrane se produce cerca de los 6 a 7 m de
profundidad típica.
Aproximadamente a 100 m al Sur de la Futura Estación Irarrázaval se perforó un sondaje
de 40 m de profundidad el cual no encontró suelo fino. Ello significaría que la unidad de
suelo fino se clava en profundidad hacia el Norte y Poniente.
Desde el punto de ubicación del sondaje S-1 (Lámina 3 de 32) hacia el Norte no se
detectan suelos finos. El subsuelo está constituido por gravas areno arcillosas a arcillosas
cuyo contenido de finos aumenta con la profundidad. La grava presenta una excelente
trabazón mecánica y las partículas granulares están “adheridas” a la matriz areno
arcillosa, situación típica para las partículas de la 1ª Depositación fluvial del Mapocho..
En este tramo se detectó agua en prácticamente todas las calicatas a partir de los 20 a 25
m de profundidad, y especialmente en aquellas en que subyacen estratos finos. En todos
los casos el agotamiento se realiza con medios livianos no existiendo dificultades mayores
para deprimir “la napa” y se excavan sin dificultad.
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La napa surge típicamente a profundidades variables entre los 20 y 25m, en algunos puntos
hay filtraciones desde los 10 m como en la calicata ubicada en Irarrázaval. Esto sucede
desde Santa Elena al Poniente de Ñuble previa a la detección de la Unidad H-2. Agua
presente a partir de los 16 y 15 m en las calicatas C16-8AT y C18-6E respectivamente.
En el sector de Irarrázaval hay filtraciones a partir de los 16 m de profundidad típica,
siempre agotable con equipos monofásicos.
Especial interés causa el sector de la futura estación Irarrázaval dado que no se logró llegar
a la profundidad programada a causa de las filtraciones de agua en la calicata convierten
las faenas en actividades de gran riesgo.
Se propuso profundizar la calicata con un sondaje para determinar la potencia del estrato
fino en el sector, dejando instalados piezómetro y para medir la permeabilidad con
pruebas Le Franc lo cual quedó postergado como tarea para la campaña de prospección de
la Línea 3 en el sector.
El agua aparece por estar en presencia de vías preferenciales de escurrimiento
correspondientes a tubificaciones de posición aleatoria por donde alguna vez escurrió
agua subterránea y/o superficial y por existir subyaciendo al estrato gravoso estratos de
menor permeabilidad por lo que se acumula y/o avanza según eje hidráulico hacia el norte,
según se observa en la Lámina 4 de 32.
Hacia el Norte el agua aparece a profundidades típicas entorno a los 22 a 25 m.
ESTRATIGRAFÍA TÍPICA DEL TRAMO I (VER ANEXO I Capítulo 9)
PROFUNDIDAD DESCRIPCIÓN GENERAL
UNIDAD U1
0-2 m de profundidad: Rellenos y suelo fino natural entre 1 a 5 m de profundidad.
El estrato subyacente al relleno y estrato de suelo fino
superficial contaminado, está constituido por suelos finos de
consistencia variable por sectores, consistencia típica media a
alta, espesor variable de Sur a Norte entre uno y 5 metros.
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UNIDAD U3
2 - 6 m: Gravas arenosas homologables a las gravas arenosas de la 2ª
depositación del Río Mapocho, compacidad alta a muy alta,
hasta una profundidad comprendida entre los 4 a 7m (se
considerará para efectos de diseño el engrane a los 6 m).
Grava no desgranable al impacto del martillo geológico,
presentan un tamaño máximo típico comprendido entre 5” y
8”. Finos de la matriz son arcillas limosas, de plasticidad baja a
media, porcentaje típico de finos: 3 a 6 %
UNIDAD U4
6 m en adelante: Gravas arenosas homologables a las gravas arenosas de la 1ª
depositación del Río Mapocho, compacidad alta a muy alta.
(Horizonte H-4)
UNIDAD U2
Ubicación variable23 Suelo fino natural, de plasticidad muy baja a baja y media.
Color café claro a levemente oscuro compuesto por limos baja
a muy baja entre 1 a 5 m de profundidad.
El estrato subyacente al relleno y estrato de suelo fino
superficial contaminado, está constituido por suelos finos de
consistencia variable por sectores, consistencia típica media a
alta, espesor variable de Sur a Norte entre uno y 5 metros.
2.2.2 ESTRATIGRAFIA E. FRANKLIN (E4; C13-4E) HASTA STA. ROSA(E5)
Corresponde a depósitos de grava arenosa de primera y segunda depositación. Finos sin
plasticidad, en profundidad, la grava arenosa presenta un elevado contenido de finos de
plasticidad levemente superior.
La Grava presenta un tamaño máximo típico entre 5” y 8”, es muy compacta, no
desgranable al golpe de martillo geológico en comparación con gravas de Maipú resultando
muy resistente al golpe en profundidad.
23
Ubicación en profundidad errática y claramente indicada en Lámina 3 de 32
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En las calicatas ubicadas en este tramo se descubre la formación de suelo fino en
profundidad. Bajo los 10 m de profundidad típica. Con ella engrana la unidad gravosa
hacia el poniente y oriente respectivamente se exhibe claramente en la calicata
inmediatamente siguiente designada C19 -11T desde los 8 m.
En la calicata C18-6E a los 12 m de profundidad se necesito agotar con medios livianos.
Podemos decir que la napa surge a profundidades variables entre los 10 y 30m 24
El agua aparece por estar en presencia de vías preferenciales de escurrimiento los cuales
corresponden a tubificaciones de posición aleatoria por donde alguna vez percoló agua
subterránea y/o superficial
2.2.3 ESTRATIGRAFIA E. STA. ROSA(E5) hasta ÑUBLE (E6, C18-6E)
Se aprecian en este tramo depósitos de grava arenosa de Primera y Segunda Depositación
del Río Mapocho. A medida que aumenta la profundidad aumenta el contenido de finos de
la matriz y se torna levemente superior la plasticidad.
El contenido típico de finos está comprendido entre el 3 y 6%.
La Grava presenta un tamaño máximo típico entre 5” y 8”, y es muy compacta, la trabazón
mecánica es excelente, no desgranable al golpe de martillo geológico. Comparativamente
respecto de las gravas del Tramo II son muy resistentes al impacto de martillo geológico no
acusándose desgranabilidad.
En este tramo no se descubre sino hasta la calicata ubicada en Ñuble (por su mayor
profundidad) la formación de suelo fino según se presenta en la Lámina 3 de 32.
En este tramo los depósitos limosos y arcillosos tienen plasticidades muy bajas a bajas a
medias que están presentes desde la calicata ubicada en Ñuble(C13-4E) y en la de Sta.Rosa
(C14-5E), en las intermedia no apareció.
24
En la calicata C17- 9T la napa está presente desde los 12,50m, en la calicata C18-6E se detecta agua desde los 10ml de
profundidad.
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2.2.4 TRAMO C18-6E - C22-7E (E. Ñuble a Estación Grecia)
La calicata C19-11T acusa desde los 8m de profundidad suelo fino limoso a levemente
arcilloso, el perfil muestra claramente la presencia del fino de Ñuñoa. Esta unidad exhibe
consistencia alta a muy alta en profundidad y su humedad es media a alta.
En este tramo no se ha detectado napa en la profundidad explorada.
Se efectuaron pruebas de carga y se extrajeron muestras inalteradas para ser ensayadas
según detalle de siguientes acápites y resultados de ANEXO II.
2.2.5 TRAMO C22-7E – C24-8E (Estación Grecia a Estación Irarrázaval)
En este tramo se mantiene la unidad de suelos finos de Ñuñoa sin embargo subyace a una
unidad gravo arenosa de mayor potencia hacia el Norte correspondiente a la Primera
Depositación de suelos granulares del Mapocho (bajos los 7m de profundidad) y Segunda
depositación del Mapocho (desde 0 a 7 m de profundidad).
La plasticidad de los finos es baja a media, creciente con la profundidad, la consistencia es
alta a muy alta.
La granulometría y propiedades de la grava es coincidente con la típica de la Depositación
del Mapocho.
2.2.6 TRAMO C24-8E - CALICATA C-28-9E (Estación Irarrázaval a Estación Bilbao)
Conformado por Gravas arenosas de la Segunda Depositación del río Mapocho
(profundidad menor a 7 metros). Las partículas de grava están insertas en matriz limo
arenosa a arcilla limo arenosa de plasticidad baja a media creciendo hacia el norte del
trazado y con la profundidad; la compacidad de la unidad es alta a muy alta. Las partículas
granulares presentan una excelente trabazón mecánica. El porcentaje de suelos finos es
creciente hacia el norte y en profundidad.
Subyace (bajos los 7 m de profundidad) un deposito de gravas arenosas a gravas arcillosas
correspondientes a la Primera Depositación del Río Mapocho, de alta compacidad,
excelente trabazón mecánica en una matriz areno arcillosa a arcillo arenosa de plasticidad
media, crecientes con la profundidad. En el perfil (Lámina 3 de 32) se entregan en detalle
propiedades y características de las partículas granulares tales como, tamaños máximos,
humedad natural, etc.
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2.2.7 TRAMO C28-9E - CALICATA C-34-12E (Estación Bilbao a Estación Vitacura)
Conformado por Gravas arenosas de la 2ª Depositación del río Mapocho hasta los 7 a 8m
de profundidad, finos de plasticidad media, compacidad del depósito alta a muy alta,
partículas con excelente trabazón mecánica. El contenido de suelos finos se incrementa
hacia conforme se avanza hacia el Nor Oriente y al aumentar la profundidad. Subyace la 1ª
depositación del Río Mapocho constituida por gravas areno arcillosas a areno limosas de
excelente trabazón mecánica y finos con plasticidad media.
La profundidad del contacto entre las gravas de la 1ª Depositación (con excelente trabazón
mecánica) subyacentes a las gravas de la 2ª Depositación se detecta entre los 6 y los 9m
la “transición “la cual presenta una trabazón mecánica creciente que llega a ser la de la
Unidad inferior.
Lo anterior significa que no se detectó un contacto nítido que presentara una zona de
transición clara por lo que para el diseño consideramos el contacto entre las dos
depositaciones a 6m de profundidad a lo largo de todo el TRAMO I.
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3 PARAMETROS GEOTÉCNICOS DE LOS SUELOS
En este capítulo se presentan las propiedades de las unidades de suelo presentes en el
trazado de ML6 las cuales han sido obtenidas a partir de ensayos de terreno y de
laboratorio:
3.1 Propiedades Índice
3.2 Propiedades Mecánicas para cargas Estáticas y
3.3 Propiedades Mecánicas para cargas cíclicas
3.1 PROPIEDADES ÍNDICES
3.1.1 UBICACIÓN DE LOS SUELOS FINOS EN LA CARTA DE PLASTICIDAD
En la Fig. 1 del Capítulo 9, se muestra la ubicación de los suelos Finos en la carta de
plasticidad, concluyéndose que se trata de limos, arcillas, limos arcillosos y arcillas limosas
de plasticidad baja a nula Las muestras se ubicaron en el promedio del rango definido por
suelos finos de otros sectores de la ciudad.
En general el subsuelo de la franja en estudio presenta plasticidades medias, tal como se
aprecia en la citada figura, lo cual ha sido validado en laboratorio.
En Anexo II se entregan los resultados de laboratorio tabulados y la certificación del
organismo competente.
3.1.2 GRANULOMETRÍA
Las Figs. 2, 2A y 2B (Capítulo 9) presentan las curvas granulométricas de las Gravas
arenosas presentes en ML6 observándose que se encuentran dentro de la banda típica de
las Gravas Maipo y Mapocho obtenidas en diferentes comunas de la ciudad de Santiago. Se
observó que los finos constituyentes de la matriz donde están insertas las partículas de
grava exhiben plasticidades desde nulas a bajas y que su porcentaje de finos fluctúa
típicamente entre 1% y 3% (gravas limpias a muy limpias) en el Tramo II y entre 3 y 6% en
el Tramo I.
La Figura 2 (Capítulo 9) muestra la banda granulométrica típica de la grava de Santiago y la
de finos.
La distribución granulométrica para las Gravas de la L6 está centrada con respecto a la
banda del Ripio de Santiago lo que nos permite junto con otros resultados de terreno y de
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laboratorio, homologarlas con las conocidas gravas de las respectivas depositaciones de los
ríos Maipo y Mapocho de Santiago.
En la Fig. 3(Capítulo 9) se ilustran las granulometrías para los suelos finos presentes en este
proyecto, los cuales caen exactamente en la banda estratigráfica de los suelos finos de
Santiago Norte y Oriente.
La estabilidad global para futuras excavaciones en el tiempo está avalada por la larga
permanencia de cortes en la grava desgranable. (Vertedero Lo Errázuriz y Ruta 78 sector
Viaducto Suiza). De hecho, la grava desgranable presenta módulos de deformación
estática, obtenidos con ensayos de placa, solo un 10% inferiores a los de la 2ª Depositación
de los ríos Maipo y Mapocho. Tampoco se aprecian diferencias sistemáticas en el
coeficiente de deformación cíclica permanente, mc, y en el coeficiente de corte cíclico, K2.
Concordamos que el problema de las gravas desgranables durante la construcción de
túneles para metro ya se supero.
3.1.3 GRADOS DE SATURACIÓN
Las Figs. 4A y 4B (Anexo I) muestran la variación en profundidad del grado de saturación. El
grado de saturación aumenta con la profundidad, al compararlo con el de otros sectores
de Santiago resulta ser muy similar entre sectores Oriente y Poniente. Para los suelos
granulares la Saturación es de otro orden con un promedio cercano al 50%. El promedio
para los suelos finos se mantiene en torno al 80%, siendo similar al detectado en la Línea 2
Cerro Blanco-Vespucio, al de la Línea 4 entre Príncipe de Gales y al promedio de suelos
finos de otros sectores de Santiago.
La Ilustración 1625 entrega los puntos obtenidos al analizar las muestras de suelo fino y
granular del subsuelo en la franja de interés del proyecto.
La Ilustración 16 entrega los puntos obtenidos al analizar las muestras de suelo fino y
granular del subsuelo en la franja de interés del proyecto.
25
En este documento mantiene los números de Ilustración, Figura y Láminas del Informe Consolidado aunque muchas de ellas se han
omitido
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Ilustración 16 VARIACIÓN DEL GRADO DE SATURACIÓN S CON LA PROFUNDIDAD %
Para efectos de diseño se adoptará:
S = 82%
3.1.4 PESOS UNITARIOS
Se determinó el Peso unitario natural de las muestras, la humedad natural y grado de
saturación.
La Fig. 5(Capítulo 9) ilustra la variación del peso unitario total con el grado de saturación
incluyéndose como referencia resultados de otras obras.
La Ilustración muestra que para los suelos Finos, adoptando un grado de saturación
promedio de S = 55% para los primeros 10m de profundidad, se obtiene un peso unitario
promedio = 1. 70 t/m3, mientras que para profundidades mayores a 10 m se define
0
5
10
15
20
25
30
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140 150
Z
Pro
fun
did
ad
( m
)
Saturacion %
SUELOS FINOS ML6
GRAVA ML6
GRANULARES TRAMO IITRAMO S I yII Suelos finos
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S = 90% con el que se obtiene = 1.88 t/m3. Para efectos de diseño, ante variaciones
estacionales del grado de saturación, recomendamos adoptar en este proyecto:
SUELOS FINOS = 1.85 t/m3
Para el caso de las Gravas se obtiene una saturación media de las unidades presentes en el
trazado cercana al 85% que entrega un peso unitario de = 2.25 t/m3, prácticamente
coincidente con el medido en las depositaciones Maipo y Mapocho. Se recomienda por lo
tanto como valor para diseño un valor único en todo la Línea 6 :
GRAVAS ARENOSAS = 2.25 t/m3
Ilustración 17 VARIACIÓN DEL PU CON GRADO DE SATURACIÓN S
1,300
1,400
1,500
1,600
1,700
1,800
1,900
2,000
2,100
2,200
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140 150
PU
( T
on
/m3)
Saturacion %
SUELOS FINOS ML6
FINOS DE L2NN
FINOS DE SANTIAGO
Lineal (SUELOS FINOS ML6)
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3.1.5 ÍNDICE DE HUECOS
La Fig. 7 (Capítulo 9) representa el índice de huecos para los suelos Finos de la línea 6,
observándose que su promedio es levemente inferior al obtenido en líneas anteriores pero
esta diferencia es no significativa en términos de saturación o pesos unitarios por lo que no
se considera.
La Ilustración 18 presenta la variación de índice de huecos con la profundidad.
Ilustración 18 Variación del Índice de Huecos e con la profundidad
3.1.6 INDICE DE PENETRACIÓN STANDAR
En este estudio no se midió de manera especial este parámetro ya que el único sondaje
que se hizo penetró sólo grava, sin embargo consideramos los resultados obtenidos en los
sondajes perforados en suelos finos del eje recoleta y otros sondajes perforados en suelos
finos de Santiago ya que las propiedades índice y las mecánicas permiten hacer la
0,00
5,00
10,00
15,00
20,00
25,00
30,00
0,000 0,100 0,200 0,300 0,400 0,500 0,600 0,700 0,800 0,900 1,000 1,100 1,200
Z P
RO
FUN
DID
AD
m
e INDICE DE HUECOS%
GRAVA ML6
FINOS DE LML6
FINOS DEL NORTE ML2NN
FINOS DEL SUR PONIENTE Y ORIENTE ML5 MAIPU Y ML1
TRAMO ITRAMO II
FINOS OTRAS LINEAS
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homologación; estos valores son además similares a los índices registrados en sondajes
perforados para la autopista Américo Vespucio Sur, en particular para el enlace Quilicura.
3.2 PROPIEDADES MECÁNICAS PARA CARGAS ESTÁTICAS
3.2.1 MÓDULOS DE DEFORMACIÓN PARA LAS GRAVAS
En la Fig. 8 (Capítulo 9) se resumen los módulos de deformación estáticos para las Gravas
de la Depositación del Mapocho, presentes en el Tramo I del Proyecto ML6.
La Fig. 9 (Capítulo 9) reproduce la variación en profundidad del módulo de deformación
para las Gravas de la Depositación Maipo que son los que aplican en Tramo II, la que se
definió a partir de pruebas de carga, ensayos presiométricos y otros ensayos in situ
indicados para otras obras (círculos en blanco). Esta variación sirvió de apoyo para afirmar
que la grava detectada en este estudio corresponde a gravas de la depositación del Maipo
hacia el extremo Poniente del trazado para tornarse -a partir de la Estación Franklin hacia
el Oriente en grava asimilable a la grava del Mapocho.
TRAMO I
De acuerdo a la Fig. 8(Anexo 1), para efectos de diseño se utilizará un módulo de
deformación en carga definido por las relaciones siguientes:
E = 4600 Z 0.55 Ecuación 18
E = 6500 Z 0.53
Ecuación 19
Z<6 m de profundidad
Para Z>6 m de profundidad
en (ton/m2) si la profundidad Z, medida desde la superficie del terreno, se expresa en (m).
Para procesos de descarga o de recarga el módulo de deformación estático se obtendrá
multiplicando por 2.0 los valores definidos con las ecuaciones (18 y 19 ).
Edescarga = 2Ecarga
Erecarga = 2Ecarga
Ecarga con ecuaciones (18) y (19
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TRAMO II
De acuerdo a la Fig. 9(Capítulo 9), para efectos de diseño se utilizará un módulo de
deformación en carga definido por las relaciones siguientes:
E = 4200 Z 0.55
Ecuación 20 E = 5500 Z 0.53
Ecuación 21
Para Z< 17 m
Z> 17 m
en (ton/m2) si la profundidad Z, medida desde la superficie del terreno, se expresa en (m).
Para procesos de descarga o de recarga el módulo de deformación estático se obtendrá
multiplicando por 2.0 los valores definidos con las ecuaciones (20 y 21).
Edescarga = 2Ecarga
Erecarga = 2Ecarga
Ecarga con ecuaciones (20) y (21)
3.2.2 MÓDULOS DE DEFORMACIÓN PARA SUELOS FINOS
Este se obtuvo a partir de 9 ensayos triaxiales sobre tres series de probetas obtenidas a
partir de muestras inalteradas extraídas de las calicatas según anterior acápite y de pruebas
de carga en suelo fino aplicando carga cíclica en 2 niveles de tensión estática.
Los ensayos efectuados en esta oportunidad fueron:
Triaxial estandar a 26 natural.
Triaxial en descarga a natural.
Ensayos de corte directo a natural
Se definió la variación con la profundidad, con el nivel de presiones medias y el progreso
de la deformación por corte.
La Fig. 10 (Anexo 1) entrega los módulos de deformación estáticos para los suelos Finos de
la Línea 6 obtenidos a partir de ensayos de compresión no confinada desarrollados en este
estudio y de ensayos triaxiales que validaron ensayos efectuados para otros estudios. Los
valores obtenidos en ensayos de compresión no confinada se encuentran dentro de la
26
=humedad
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banda de resultados para otros suelos finos estudiados para obras en Santiago, en
particular los suelos Finos de la extensión Norte de la Línea 2, y los suelos finos del tramo
entre Príncipe de Gales y Departamental de la Línea 4. A su vez son similares a los
obtenidos en el sector de Quilicura.
Se adopta para la Línea 6:
E = 2000 + 210 Z1.3 para Z < 12m Ecuación 22
E = 7300+308 (Z-12) para Z 12m Ecuación 23
E se expresa en (ton/m2) si la profundidad Z, medida desde la superficie del terreno, se
expresa en (m).
Para la obtención del módulo de deformación estático para procesos de descarga o de
recarga se multiplicarán por 2.0 los valores que entreguen las ecuaciones (22) y (23)
indicadas.
3.2.2.1 MÓDULOS PRESIOMETRICOS27
Este módulo incluye las deformaciones instantáneas más las deformaciones por
consolidación a largo plazo. Se definió a partir de ensayos presiométricos ejecutados en
suelos finos homólogos, cuyos resultados fueron complementados con pruebas de carga,
con triaxiales ejecutados en probetas inalteradas con humedad natural, ensayos de
compresión no confinada y en sayos de consolidación.
Lo anterior ya que para esta campaña se consideró innecesaria la realización de pruebas
adicionales.
En la Fig. 10B (Capitulo 9) se presentan los resultados de los ensayos presiométricos
realizados para la extensión de la Línea 228 en dos sondajes designados S-1 y S-2 en su
oportunidad, insertos en suelo fino.
27
Para determinar el Módulo de deformación estático en carga a largo plazo (deformación instantánea más consolidación), se utilizaron
ensayos presiométricos efectuado con motivo de estudios para las Línea 2 Norte , Línea 4 , ensayos que complementados con
triaxiales, consolidación y Compresiones no confinadas permiten obtener los Módulos para diseño de estructuras de ML6.
28
En Anexo II se incluyen tablas de ensayos desarrollados en tres sondajes del eje Recoleta para estudio Metro Línea 2.
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La Fig. 10C(Capitulo 9) incluye como dato complementario los resultados de ensayos
presiométricos ejecutados para otras obras en otros sectores del depósito de suelo fino de
Santiago. En general se observa similitud con los resultados presiométricos obtenidos para
la Línea 2 Norte.
Con el tipo de suelo, los valores de Em y de la razón Em / pL representados en la citada
figura se definió el parámetro, , mediante el cual se calculó el módulo de deformación
estático en carga a largo plazo, E, para los suelos finos29. En la Fig. 10C(Capítulo 9) se
grafica la variación en profundidad del módulo de deformación en carga así obtenido
empleando los resultados de todos los ensayos presiométricos representados en la Fig.
10B(Capítulo 9).
Los máximos valores se obtienen entre 5 y 6 m de profundidad y entre 10 y 11m.
Los módulos presiométricos, Em, para las Gravas varían entre 900 kg/cm2 a 2000
kg/cm2 aumentando con la profundidad, estos valores aplican a gravas de Maipo y del
Mapocho.
Las presiones límites obtenidas en la grava siempre tienen un error dado que los ensayos
no han alcanzado a definir la presión límite por el excesivo volumen inicial de la cavidad del
sondaje:
En Maipu se obtiene: pL > 24 – 48 kg/cm2
En Loa Domínicos:. pL > 14 – 48 kg/cm2
En la Grava de la Línea 2: pL > 20 kg/cm2.
Para el diseño de la línea 6 utilizar PL= 40 Kg/cm2
Dado que no se realizaron ensayos presiométricos en los finos de la línea 6 para el diseño le
asignamos:
Presión límite pL = 19 kg/cm2 como valor representativo
Módulo Presiométrico Em = 500 kg/cm2 como valor representativo.
La Tabla 6 resume los valores de diseño de los índices presiométricos para Metro línea 6.
29
El Ensayo presiométrico se ejecuta in –situ, los parámetros obtenidos con dicho ensayo corresponden al suelo con la humedad
natural que este tiene en terreno. Para tal efecto se perforó en seco la zona donde se realizó el ensayo presiométrico.
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TABLA 6 VALORES DE DISEÑO PARA ML6
Suelo Presión límite
pL (kg/cm2)
Módulo presiométrico
Em (kg/cm2)
Gravas 40 1500
Suelos Finos 18 500
NOTAS:
Los valores de los módulos presiométricos se incorporan a los módulos obtenidos con otros tipos de ensayos según se
expone en los acápites (3.2.1) y (3.2.2).
En la Fig. 10A se establece la variación en profundidad del módulo de deformación
estático en carga a largo plazo considerando solamente los ensayos ejecutados para la
extensión de la Línea 2 Cerro Blanco – Vespucio. Esta variación se establece para tres
factores de seguridad, FS, con respecto a la falla del suelo, haciendo notar que las
deformaciones obtenidas con este módulo de deformación incluyen las deformaciones
instantáneas más las que se generan a largo plazo por la consolidación del suelo. En las
Figs. 10B y 10C se representa la variación del módulo en profundidad para FS = 3.0 y 2.0
respectivamente.
Para efectos de diseño se propone utilizar la variación del módulo de deformación por
carga estática a largo plazo establecida en la Fig. 10B para un factor de seguridad FS =
3.0. Esta variación es similar a la definida para los suelos finos de la Línea 4 en donde
se cuenta con el comportamiento registrado en obra en tramos de túneles ya
ejecutados.
3.2.2.2 MÓDULO DE DEFORMACIÓN INSTANTÁNEO PARA CARGA ESTÁTICA
Corresponde al módulo requerido para evaluar deformaciones a corto plazo.
Así, para efectos de evaluar la componente de las deformaciones a corto plazo o
instantáneas se utilizará el módulo de deformación, Ei, que se obtendrá multiplicando por
1.8 el que se obtenga mediante la Fig. 10C.
Del mismo modo, si se requiriese evaluar las deformaciones en carga a largo plazo
generadas exclusivamente por la consolidación del suelo, se empleará un módulo de
deformación, Ec, obtenido multiplicando por 2.2 el que se obtenga con la Fig. 10C. La
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deformación resultante será igual a la suma de la deformación instantánea más la
deformación por consolidación.
3.2.2.3MÓDULO DE DEFORMACIÓN ESTÁTICO EN DESCARGA Y EN RECARGA
De acuerdo a los resultados obtenidos de ensayos en suelos finos para la extensión Línea 2
Norte de Metro se usará un módulo de deformación obtenido multiplicando por 2.0 el que
se obtenga con el procedimiento indicado en el numeral 3.2.2.2 para evaluar
deformaciones estáticas instantáneas en descarga o recarga generadas exclusivamente por
consolidación en descarga o recarga.
Resumiendo:
Módulo para deformación instantánea para carga estática
Módulo para deformación solamente por consolidación para carga estática
Módulo para deformación instantánea mas consolidación para carga estática
El módulo E se obtiene de la Fig. 10C.
Ei = 1.8 E
Ei = 1.8 E
Ec = 2.2 E
E
Módulo de deformación instantáneo para descarga o recarga estática
Módulo de deformación solamente por consolidación para descarga o
recarga estática
Módulo de deformación instantánea mas consolidación para descarga o
recarga estática
(Ei)d,r = 3.6E
(Ec)d,r = 4.4E
(E)d,r = 2 E
Para efectos de diseño se propone utilizar la variación del módulo de deformación por carga
estática a largo plazo establecida en la Fig. 10C para un factor de seguridad FS = 3.0. Esta
variación es similar a la definida para los suelos finos de la Línea 4 en donde se cuenta con el
comportamiento registrado en obra en tramos de túneles ya ejecutados.
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3.2.3 COEFICIENTE DE REPOSO IN-SITU PARA LAS GRAVAS
El coeficiente de reposo in-situ para la Grava de Santiago, reportado en este subcapítulo se
adopta a partir de mediciones efectuadas durante la construcción de los túneles de la
Línea 5 y túneles de la línea 2 y 4 como se indicó en acápite 3.2.2.
La Fig. 11A(Capítulo 9) presenta la variación con la profundidad del coeficiente de reposo
in-situ para la Grava ( no distinguimos entre gravas del Mapocho o del Maipo).
Para efectos de diseño se recomiendan el uso de las siguientes expresiones, en las que la
profundidad Z, medida desde la superficie del terreno, se expresa en (m):
(Ko)in-situ = 0.90 para Z 6m Ecuación 24
(Ko)in-situ = 0.90-0.053(Z-6) para 6m Z 18m Ecuación 25
(Ko)in-situ = 0.25 para Z 18m Ecuación 26
Ilustración 19 k0 in situ para la grava de Santiago
Los valores adoptados corresponden a los entregados por ensayos in situ desarrollados en
suelos gravosos de Santiago, principalmente ensayos presiométricos desarrollados en
sondajes perforados durante los estudios Geotécnicos para Metro Línea 4 y Metro Línea 2
Norte.
0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
26
28
30
0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
K0 IN SITU GRAVAS
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3.2.4 COEFICIENTE DE REPOSO IN-SITU PARA LOS SUELOS FINOS
Se emplearán los coeficientes de reposo in situ dada la similitud de rigidez y de resistencia
(ver siguiente acápite) entre los finos de la Línea 6, los finos del Nor Poniente y los de la
Línea 4 se recomienda el empleo de los coeficientes de reposo expuestos en la Fig. 11B
(Anexo I) a saber:
(Ko)in-situ = 0.65 para Z 12 m
Ecuación 27
(Ko)in-situ = 0.45 para Z 12 m Ecuación 28
en que Z es la profundidad medida desde la superficie del terreno.
3.2.5 PARÁMETROS RESISTENTES PARA LAS GRAVAS
La grava presente en el ML6 presenta las conocidas características de las depositaciones
fluviales de Santiago para las cuales se ha determinado fehacientemente su resistencia al
corte, ha sido además caracterizada mediante ensayos a gran escala en muestras no
perturbadas. Válido es por lo tanto utilizar la variación con la deformación de la cohesión,
c, y el ángulo de fricción, , deducida con dichos ensayos y que se expuso en acápite 1.5.2.3
y que se expone en la Fig.6. de la cual se deducen los valores del par cmáx - m y del par c-
en que:
cmax = Cohesión máxima que se alcanza para una deformación = 0.6% (en carga) y =
0.3% en descarga.
m = Angulo de fricción movilizado cuando la cohesión alcanza su valor máximo.
c- = Par cohesión - fricción utilizado tradicionalmente en ingeniería geotécnica y que se define con
el criterio de desviador máximo; se moviliza para 2.5% (en carga) y 1.3% en descarga.
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TABLA 7 Valor de la cohesión y del ángulo de fricción para las gravas
UNI
DAD
ENSAYOS
(FIG. 6 e Ilustraciónes 14 y 15)
ANÁLISIS
RETROSPECTIVOS DISEÑO ML6
cmax
t/m2
m
c
t/m2
cmax
t/m2
m
cmax
t/m2
m c
t/m2
H-3 2.5 45,0º 1.25 53º 2.0 a
2.2(30)
45º 2.5 45º 2,00 50°
H-4 3.75 a
4.5 47.5º
2.3 a
2.8 53º
2.0 a
2.2(31)
46º 3.5 47,5º 2.15 53º
La figura se puede utilizar cuando el suelo es sometido a una condición de carga en cuyo
caso se emplea la escala con la deformación, c, y para condición en descarga o recarga se
utiliza la escala con la deformación, d. La ubicación de la 1ª y 2ª Depositación de la grava
a que se hace mención en la Fig. 6 (Capítulo 9) aparece definida en el perfil estratigráfico
de la Lámina 3 de 32.
Debido a que el desviador máximo en los ensayos triaxiales se alcanza para deformaciones
muy variables, se procedió a determinar la movilización de la cohesión con la deformación,
obteniéndose una cohesión máxima maximorum, cmax, igual a 5.2 ton/m2. Este valor es
consistente con la cohesión deducida con los ensayos de compresión no confinada
desarrollados en esta oportunidad32, en los que la falla se alcanza cuando la cohesión
movilizada es máxima.
(30)
Cohesión máxima obtenida de análisis retrospectivos en cortes de antiguos “pozos ripieros”, como fueron los cortes de 17m de
altura del Vertedero Lo Errázuriz, y un corte existente de 10m y 75º con respecto a la horizontal ubicado cerca del cruce entre la Ruta 78 a San Antonio y la Avda. Américo Vespucio. (31)
Cohesión máxima obtenida de análisis retrospectivos en cortes de antiguos “pozos ripieros”, como fueron los cortes de 17m de
altura del Vertedero Lo Errázuriz, y un corte existente de 10m y 75º con respecto a la horizontal ubicado cerca del cruce entre la Ruta 78 a San Antonio y la Avda. Américo Vespucio. 32
Ver explicación acápite capitulo 1 acápite 2.3.1
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Ilustración 20 Desacople C- - para determinar valores de diseño.
3.2.6 PARÁMETROS RESISTENTES PARA LOS SUELOS FINOS
En la Fig. 13(Capítulo 9) se resumen los valores de la resistencia a la compresión no
confinada, qu, en función del grado de saturación del suelo fino, los que incluyen resultados
de otras obras ubicadas en el sector Norte, y valores obtenidos para la Línea 4 entre
Príncipe de Gales y Vicuña Mackenna. De la Figura se aprecia:
La resistencia a la compresión no confinada muestra una tendencia a aumentar al
disminuir el grado de saturación.
Para el grado de saturación de diseño S 75-80%, la resistencia a la compresión no
confinada oscila típicamente entre 0.6 y 3,5 kg/cm2, con un promedio en torno a 2.0
kg/cm2, que coincide absolutamente con los valores obtenidos para los finos del norte.
La resistencia a la compresión no confinada muestra una tendencia al aumento con la
profundidad, lo que es coherente con la inspección visual de las calicatas, con la
variación en profundidad del índice de penetración estandar (Fig. 7ª, Capíitulo 9, con la
variación de la presión límite presiométrica (Fig. 10 B), con la variación del módulo de
deformación estático a largo plazo (Fig. 10C) y la variación del coeficiente de corte
cíclico máximo (Fig. 16 C).
Para un grado de saturación dado existe una variación aleatoria de la resistencia a la
compresión, la que en parte sería explicable por su aumento con la profundidad. En
0,00
2,00
4,00
6,00
8,00
10,00
12,00
0 2 4 6 8 10 12
TEN
SIÓ
N D
E C
OR
TE[T
on
/cm
2]
TENSIÓN NORMAL [Ton/cm2]
Triaxiales en grava de Santiago
Tensión normal Passive Tests
Tensión normal Corte Directo
Tx Situ
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consecuencia, para efectos de diseño se trabajará con valores promedio entre 0 y 10m
y a más de 10 m.
Para efectos de diseño puede considerarse que la resistencia para cargas horizontales
y verticales es similar.
En la Fig. 15(Capítulo 9) se exponen las envolventes de falla definidas con el desviador
máximo a partir de ensayos triaxiales de compresión en carga en la modalidad
convencional (CONV)33, con carga escalonada (CE)34 y con carga controlada (CC)35, todos
ellos ejecutados en muestras de suelo fino con humedad natural.
Para ML6 se realizaron ensayos triaxiales CONV en finos, ya que son suficientes para
establecer las correlaciones requeridas.
La ilustración siguiente presenta las curvas Tensión deformación obtenidas para un ensayo
realizado en muestras d suelo fino presente en el subsuelo del trazado.
33
Consolidated Isotropic Dreined 34
Ver metodología Anexo IV 35
Idem
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Ilustración 21 Deformación unitaria en probetas extraídas de C2-1E a 22 m
A raíz de la gran variación medida en su oportunidad para las deformaciones requeridas
para alcanzar el desviador máximo, se definieron envolventes asociadas a distintos niveles
de deformación.
La resistencia al corte en suelos finos queda dada por el par cohesión – ángulo de fricción,
c- , la caracterización se entrega en la Tabla 8 que entrega un resumen de valores
obtenidos con distintos criterios en suelos finos de Santiago.
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25
q, kg
/cm
2
Deformación Unitaria, , %
Gráfico q vs Deformación
EXTENSION L6 CERRILLOS VITACURAEnsayo Triaxial sobre probeta natural CID
PROBETA N° 2 C2E-ML6 PROBETA N° 3 C2E-ML6PROBETA N° 1 C2E-ML6 PROBETA N° 1ML2
Calicata C2-E
PROBETA 1 con c= 2,50 kg/cm2
PROBETA 2 con c= 3,00kg/cm2
PROBETA 3 con c= 3,5 kg/cm2
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TABLA 8 VALORES DEL PAR c- PARA EL SUELO FINO CON HUMEDAD NATURAL
Criterio c (ton/m2) Observación
Desviador máximo con triaxiales
en carga
3.3
2.8
23º
33.6º
Envolvente inferior
Envolvente superior
Ambas envolventes engloban
deformaciones en el rango 1% - 10%
Triaxiales en carga con
desacoplamiento del par c- en
función de la deformación:
4%
4% < 10%
4%
4% < 10%
5.2 (4.6)
3.5
5.2 (5.6)
3.5
19º
21º
31º
31.5º
Para profundidades
Z < 10m
Para profundidades
Z 10m
Triaxiales en descarga con
desacoplamiento del par c- en
función de la deformación:
0.25%
0.25 < 0.7%
2.5
0.25
32.5º
35º
Cualquier profundidad
( ) Cohesión máxima obtenida con el ángulo de fricción movilizado y la resistencia a la compresión no confinada
promedio dentro de la profundidad.
Debido a la dispersión de resultados para definir las envolventes con los diferentes
niveles de deformación prefijados, empleadas en el desacoplamiento del par c- ,
para efectos de diseño se adoptan los siguientes parámetros:
Carga c = 3,0 ton/m2
= 30º
La cohesión del suelo fino obtenida con la envolvente de falla para el desviador
máximo mediante triaxiales en carga es del orden de 3 ton/m2.
La Fig. 13(Capítulo 9), presenta la variación de la resistencia a la compresión no
confinada, qu, con el grado de saturación, S.
Esto se aprecia además en la Ilustración 22 siguiente :
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Ilustración 22 COMPRESIÓN NO CONFINADA qU Kg/cm2 CON Z
La Fig. 14(Capítulo 9) presenta la variación en profundidad de la resistencia qu para los
suelos Finos de la Línea 6, se presentan en la misma figura dicha variación en otras Línea de
Metro para apreciar la similitud de valores para los distintos suelos finos de Santiago.
La Fig. 15(Capítulo 9) resume las envolventes de falla para desviador máximo obtenidas
mediante ensayos triaxiales efectuados para ML6 los que entregan resultados
absolutamente coincidentes con aquellos efectuados con anterioridad. Para estudios
anteriores (según se indica en Fig.15) se ejecutaron ensayos triaxiales del tipo carga
controlada y con deformación controlada en suelos finos de Santiago. La figura incluye la
envolvente de falla para los suelos Finos de la Línea 6.
En Anexo IV se entregan resultados de Laboratorio de los ensayos triaxiales .
3.2.7 MÓDULO DE POISSON Y ÁNGULOS DE DILATANCIA
GRAVAS Módulo de Poisson = 0.25
0,00
5,00
10,00
15,00
20,00
25,00
30,00
0,000 0,500 1,000 1,500 2,000 2,500 3,000 3,500 4,000 4,500 5,000 5,500 6,000 6,500 7,000
Z P
RO
FUN
DID
AD
m
ML6
ML6 TII
FINOS DE SANTIAGO
Lineal (ML6)
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Angulo de Dilatancia = 12º
SUELOS FINOS: Los ensayos triaxiales drenados ejecutados en los suelos Finos de arrojan
un comportamiento contractivo. Esto queda refrendado por los
triaxiales saturados ejecutados en finos de otros sectores y en ML6
muestran comportamiento dilatante para deformaciones 5%.
Por consiguiente, para efectos de diseño se adoptará:
Módulo de Poisson = 0.30
Angulo de Dilatancia = 0
3.3 PROPIEDADES MECÁNICAS PARA CARGAS CÍCLICAS (SISMO)
3.3.1 COEFICIENTES DE DEFORMACIÓN CÍCLICA
El coeficiente de deformación cíclica representa la magnitud de las deformaciones
anelásticas (fuera del rango elástico, es decir deformaciones no recuperables)
experimentadas por el suelo sometido a cargas cíclicas. Se utiliza en la definición de la
rigidez cíclica del suelo tal como se expone en el acápite 3.3.2.
Numerosas pruebas de carga efectuadas en el suelo de Santiago en particular en Gravas y
en suelos finos aplicando ciclos de amplitud constante, nos permiten recomendar
utilizando un sismo de diseño al cual le asociamos 30 ciclos equivalentes de amplitud
constante, los siguientes valores de diseño para el coeficiente mc :
Gravas mc = 0.80
A partir del ensayo de Placa de Carga se conoció la evolución de c con el número de ciclos
de aplicación de la tensión c y se obtuvo el par ( e, e). Así entonces, con la ec. 3.2.1.1
se conoce la variación del coeficiente mc con el número de ciclos.
La Ilustración 23 presenta las curvas a partir de las cuales se obtienen los parámetros en
forma gráfica. Ellos se validan en forma analítica.
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Ilustración 23 COEFICIENTE DE CORTE CÍCLICO P DE CARGA ML6
La Fig. 16B(Capítulo 9) presenta los resultados obtenidos para los ensayos efectuados en la
calicata del interior del estadio nacional, concluyéndose que se ubica dentro de la banda
generada mediante ensayos de placa en otras obras.
Se adopta para el diseño:
Suelos finos mc = 1.60
Las curvas correspondientes se presentan en la Fig. 16 A y Fig.16 B
La Fig. 16C presenta el Coeficiente de corte cíclico obtenido para suelos finos a partir de la
Pruebas de Carga desarrolladas en suelo fino (Calicata Estadio Nacional) en 2 niveles de
tensión.
La Ilustración 24 presenta el coeficiente normalizado para los finos de la Linea 6.
En Gris se presentan los obtenidos para finos del Nor Oriente de Santiago.
0
0,5
1
1,5
2
2,5
3
3,5
4
0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30 32
mc
Nùmero de ciclos N
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Ilustración 24 K2/K2MÁX DESANGULACIÓN CÍCLICA
3.3.2MÓDULO DE DEFORMACIÓN CÍCLICO
Se obtiene multiplicando el Módulo Estático por Fc el módulo de deformación estático en
carga obtenido con las Ecuaciones 20 y 21. El factor Fc incorpora los desplazamientos
permanentes por carga cíclica determinados mediante el coeficiente de deformación cíclica
permanente, mc, presentado en la Fig. 16A y 16B. En la Tabla 9 se entregan los factores Fc
considerando un sismo con 25 ciclos representativos:
La interacción sísmica de fundaciones se modela utilizando la constante de balasto para
carga cíclica kc que se obtiene a través de la siguiente fórmula:
c
cmFF
k21
ke
Ecuación 29 Donde:
ke = Constante de balasto para carga estática definida con el módulo de
deformación para carga estática (ver numerales 3.2.1 ó 3.2.2 según se trate
de Gravas, o Suelos Finos, respectivamente).
0,0000
0,1000
0,2000
0,3000
0,4000
0,5000
0,6000
0,7000
0,8000
0,9000
1,0000
0,0001 0,0010 0,0100 0,1000 1,0000
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F1 =
1.0 si la tensión cíclica varía simétricamente en torno a la tensión estática.
F1 = 0.6 si la tensión cíclica varía asimétricamente en torno a la tensión estática (por
ej. en la fundación de un muro de contención).
F2 = 0.65 si las tensiones cíclicas se evalúan con la aceleración máxima del sismo
de diseño.
F2 =
1.0 si las tensiones cíclicas se evalúan con el coeficiente sísmico reducido.
I =
0.79 para fundaciones circulares.
I
=
0.88
LB /5.01
5.1 siendo B el lado menor de una fundación rectangular y L el
lado mayor.
TABLA 9 FACTOR DE AMPLIFICACION (Fc) PARA OBTENER EL MODULO DE DEFORMACION
CICLICO PARA FUNDACIONES APOYADAS EN GRAVA (INCLUYE DESPLAZAMIENTOS
PERMANENTES)
Tipo de Tipo de carga sobre la fundación(36)
fundación Asimétrica Simétrica
Circular o cuadrada Corrida
2.3 3.4
1.2 1.7
Para el análisis sísmico de estructuras enterradas se usa el Modelo Cinemático que
requiere los siguientes parámetros:
desangulación sísmica del suelo en campo libre
resortes horizontales de interacción suelo-estructura
Se determinan empleando el módulo de deformación cíclico, *
cE , dado por la relación
siguiente: *
cE
= 140 (1 + ) K2 cσ
Ecuación 30
c
= 3
21 ov
Kσ
Ecuación 31
(36)
La carga cíclica asimétrica se presenta en fundaciones de elementos de contención o en la zona de empotramiento de pie derechos de entibaciones sometidas a sismos.
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en que *c
E
= Módulo de deformación cíclico en (ton/m2)37
K2 = Coeficiente de corte cíclico para las Gravas
obtenido de la Fig. 16C (pruebas de carga y
ensayos de compresión no confinada)
v = Tensión vertical en (ton/m2) a la profundidad
donde se está determinando el módulo *c
E .
= Módulo de Poisson definido en el numeral (3.2.7).
PARA LA GRAVA
өs = 4,463x10-4
rad DESANGULACION DE DISEÑO PARA ML6 para la aceleración máxima de campo libre
La constante de balasto (promedio) de interacción horizontal a una profundidad Z,
expresada en (ton/m3) si la altura del muro de la estructura que interacciona con el suelo,
HM, y la profundidad bajo el nivel de terreno Z, se expresan en (m) está dada por:
MH
zk 500.13HS
Ecuación 32
PARA EL SUELO FINO
өs = 8.42x10-4
rad DESANGULACION DE DISEÑO PARA ML6 para la aceleración máxima de campo libre
La constante de balasto de interacción horizontal a una profundidad Z, expresada en
(ton/m3) si la altura del muro de la estructura que interacciona con suelo fino, HM, y la
profundidad bajo el nivel de terreno, z, se expresan en (m):
37
Corresponde al módulo para obtener las deformaciones sísmicas del suelo en campo libre representadas por la distors ión
angular, S= /G, y los resortes horizontales de interacción sísmica entre una estructura enterrada y el suelo que la embebe
(modelo cinemático). Para tal efecto, mediante las pruebas de carga cíclica se determinó el coeficiente de corte cíclico, K2,
requerido para obtener el módulo de deformación cíclico, cuyos valores se exponen en la Fig.16C que corresponde a los
obtenidos en proyectos metro para la grava. Consecuentemente se deben consideran para el diseño las siguientes
distorsiones y constantes de balasto respectivamente para el diseño de las estructuras de la Línea 6.
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MH
zk 500.2HS
Si Z<10m de profundidad
MH
zk 400.6HS
Si Z>10m de profundidad
Ecuaciónes 33
Proviene de considerar la altura del muro de la estructura que interacciona con suelo fino, HM, y la
profundidad bajo el nivel de terreno, z, se expresan en (m):
M
RG
H
zFFk xHS
FG=1,20 FR=4.600
Para H= 25m usaremos KHS = 390
3.3.3 MODELO DE DEFORMACIÓN CÍCLICO PARA GRAVAS Y FINOS DE LÍNEA 6.
El coeficiente de corte cíclico se ha establecido considerando el total de datos obtenidos de
los análisis de laboratorio efectuados para este estudio complementados para las obras
Metro en Santiago, obras concesionadas, Pruebas de carga varias (en suelos finos y en
gravas), ensayos Bender elements sobre suelos finos, utilizando el Modelo de curvas de
Dobry y Mucetic38.
Dobry establece la variación de la desangulación por solicitaciones cíclicas con la
plasticidad de las unidades consideradas.
La deformación de corte cíclico es mayor si la plasticidad aumenta. Esto fue determinado
empíricamente a partir de un gran número de ensayos de corte cíclico.
38
Investigaciones de Vucetic y Dobry (1991) profundizadas por Borden et al (1996 y Hoyos & Mcari (1999) establecen la variación del Módulo de Corte con la deformación por corte, en función del IP y la variación de la relación de amortiguamiento con la deformación por corte, en función del IP
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A mayor Índice de Plasticidad, aumentan las desangulaciones sísmicas y los
desplazamientos sísmicos y el modulo de corte sísmico disminuye. El módulo de corte G a
su vez depende de la razón de preconsolidación OCR ó RPC.39
A partir de ensayos de Compresión No Confinada sobre muestras inalteradas de suelo fino
se obtuvo para ML6:
39
Ilustración ¡Error! Sólo el documento principal. VARIACION DEL MÓDULO DE CORTE NORMALIZADO CON LA DEFORMACIÓN
Para los suelos finos de Santiago efectivamente la RPC está en el rango válido dado que se encuentran entre 1 y 5 medidos en al menos cien
ensayos de consolidación unidimensional en sectores Norte, Oriente y poniente de Santiago.
Bowles entrega una relación empírica para el cálculo de G39:
TABLA ¡Error! Sólo el documento principal.:RELACIÓN EMPÍRICA DE BOWLES PARA LA EVALUACIÓN DEL MÓDULO DE CORTE (OCR=RPC=RAZÓN DE
PRECONSOLIDACIÓN)
M: Índice de plasticidad del suelo.
n: 0,5
f(e) : 1+e
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Ilustración 25 G/Gmáx vs DESANGULACIÓN SÍSMICA
Lo cual se muestra en la curva de la Ilustración 14.
Ilustración 26 G/Gmáx vs DESANGULACIÓN SÍSMICA
0,0000
0,1000
0,2000
0,3000
0,4000
0,5000
0,6000
0,7000
0,8000
0,9000
1,0000
0,0001 0,0010 0,0100 0,1000 1,0000
0,0000
0,5000
1,0000
0,0001 0,0010 0,0100 0,1000 1,0000
k2/k2máx
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4 HIDROGEOLOGIA DEL SUBSUELO
4.1 ASPECTOS GEOLÓGICOS GENERALES
La cuenca de Santiago corresponde a una sucesión de rellenos aluviales de origen
glaciofluvial, es decir, corresponden a sedimentos de origen glacial erodados por las aguas
de los ríos y retransportados por estos hasta su nuevo lugar de depositación. No es extraño
entonces el hecho, muy común en la cuenca, de encontrar junto con materiales gruesos
bien redondeados (ripio), otros angulosos y con claras manifestaciones de su origen glacial;
del mismo modo, con frecuencia se ubican bastante aguas abajo de los ríos Mapocho y
Maipo, bloques con tamaño muy superior al de los rodados que los acompañan y que son
restos, in situ, de morrenas rebajadas por aguas superficiales.
Durante el primer período interglacial, cuando el régimen de lluvias hizo posible la
permanencia de los caudales superficiales, los ríos principales de la cuenca avanzaron en el
valle a través de cauces bastantes diferentes de los que hoy les conocemos.
Evidentemente, la depositación de materiales con menor contenido de finos arcillosos, más
permeables y favorables para la existencia de acuíferos importantes, se habrá producido en
o cerca de tales cauces.
Por lo mismo, se desarrollaron sectores donde el arrastre fluvial fue menor o más lento
promoviendo la depositación de material fino lo que configuró lo que conocemos hoy
como gravas fluviales con vías preferenciales de escurrimiento.
Estas llamados vías preferenciales corresponden a tubificaciones de posición aleatoria por
donde alguna vez percoló agua subterránea y/o superficial.
4.2.1 SISTEMA HIDROGRÁFICO
En términos generales la cuenca de Santiago se enmarca al sur por el paso de la Angostura
de Paine, al norte por los cerros de la cuesta El Manzano y al oeste por la cordillera de la
costa.
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Esta cubre todos los conos de rodado de los ríos Maipo y Mapocho cuyos límites oeste
exhiben sedimentos producto de antiguos y actuales cambios de curso, los que enfrentados
a la cordillera de la costa, disminuyen su velocidad de escurrimiento.
4.2.2 CUADRO SEDIMENTARIO GENERAL
El río Mapocho fue capaz de erodar un amplio cauce a través de la Morrena Primera, el cual
rellenó, en sus etapas de sedimentación, con un potente espesor de acarreos compuestos
por materiales propios de la morrena.
Los materiales lavados de los depósitos morrénicos constituirían los últimos depósitos
sedimentarios importantes que llegaron al valle en esta parte y presumiblemente
corresponden a aquellos grandes clastos que se encuentran dispersos sobre toda la
superficie del terreno.
En su último período el río Mapocho sometió a la región baja a la acción sedimentaria de
los materiales lavados de los cerros cordilleranos complementados además con los
desbordes del río en períodos de precipitaciones muy grandes.
Fusiones violentadas por la actividad volcánica han producido acciones de relleno muy
enérgicas dentro de la cuenca de Santiago, con llenado de vastas superficies con cenizas
volcánicas mezcladas con arcillas y arenas las cuales se ubican bajo los ripios aluviales,
emergiendo hacia el sur oeste de la cuenca.
4.2.3 AGUAS SUBTERRÁNEAS
El agua proveniente de precipitaciones, en parte se adentra en el subsuelo exhibiendo una
superficie freática bajo la cual los suelos presentan una condición de saturación. Esta superficie
puede corresponder a un acuífero libre o acuíferos colgados que responden a acumulaciones
locales de aguas sobre lentes de suelo impermeables.
La Lámina 4 de 32 presenta la ubicación en planta de los cursos superficiales y la dirección
en que circulán las Aguas Subsuperficiales y/o Subterráneas.
Se indica en ella la ubicación del trazado del Proyecto.
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En la cuenca de Santiago predominan los acuíferos libres, sin embargo, en el área de
interés para el presente estudio existe una cubierta impermeable de suelos finos en ciertos
sectores que origina o puede eventualmente originar confinamientos locales de aguas
subterráneas. Esta zona está entre Ñuble y la Estación Irarrázaval.
La forma de la superficie freática es similar a la superficie topográfica y se acercan hacia el
oeste y suroeste llegando a aflorar hacia la parte occidental de la cuenca.
Hacia Las Condes el nivel freático se sitúa entre 25m y 50m, hacia el centro de Santiago en
torno a 50m y hacia el sector de Maipú, cercano a los 30m
La Ilustración 27 presenta un perfil transversal al trazado ML6 a la altura de la Autopista
Central donde se aprecia claramente los causes superficiales y subterráneos que escurren
de Oriente a Poniente en el sector de interés. .
Ilustración 27 CORTE NORTE – SUR EN CUENCA DEL MAIPO
La Ilustración 28 corresponde a un corte esquemático del subsuelo en dirección Norte Sur
y muestra vías preferenciales de escurrimiento en las unidades granulares de las
depositaciones del Río Maipo y Mapocho. Estás vías se mantienen al subyacer estratos
impermeables o de permeabilidad menor.
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Ilustración 28 FIGURA 4.2 CORTE NORTE SUR
La Ilustración 29 entrega la profundidad de la napa madre en la franja del Tramo I.
Ilustración 29 PROFUNDIDAD DE LA NAPA EN TRAMOS I y II
Lo anterior explica en forma general la presencia de agua en el tramo en estudio, aclarando
que se logró agotar y secar exitosamente todas y cada una de las calicatas donde se
detectó agua.
Para el diseño se consideró presencia de agua al calcular empujes. En Anexo II se presentan las
mediciones efectuadas en terreno destinadas a cuantificar los caudales de filtración.
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4.3 ASPECTOS GEOTÉCNICOS
La presencia de agua detectada según se ilustra en perfil longitudinal de la Lámina 3 de 32
se debe analizar a la luz de las consecuencias durante la construcción del proyecto.
En la franja de Proyecto ML6 el suelo está constituido por unidades de permeabilidad
variable y la distribución del agua estará controlada por la presencia de barreras
impermeables o permeables. En efecto, cada una de las unidades de suelos presenta una
configuración granulométrica en la cual la matriz, presenta una permeabilidad dispar con
eventuales vías preferenciales o “dedos de agua” contenidas en el cuerpo del horizonte.
Es fundamental por lo tanto conocer la distribución estratigráfica en profundidad del
subsuelo por lo cual realizaron mediciones de la permeabilidad del estrato atravesado.
Para lograr lo anterior se realizaron ensayes in-situ tendientes a conocer la permeabilidad
(k) en profundidad. Cabe señalar que los valores del coeficiente de permeabilidad, si son
efectuados sobre la matriz cerrada del depósito, no reflejan la existencia de vías
preferenciales con permeabilidades muy superiores.
4.4 MODELO ESTRATIGRÁFICO
La estratigrafía adoptada corresponde a suelos granulares cuya superficie freática se ubica
por sobre una unidad de suelos finos limosos a arcillosos de plasticidad baja a media de
espesor variable y desconocido en general, impermeable frente a la permeabilidad de la
grava lo que se traduce en acumulación del agua proveniente de vías preferenciales de
escurrimiento presentes en la grava cuando ellas se cortan, lo que obliga a agotar para
poder realizar faenas de prospección manual y/o futuras obras de construcción.
4.5 PROSPECCIONES Y ENSAYES
Para la presente campaña de exploración, se ejecutaron dos tipos de ensayes en calicatas:
Ensayo de Recuperación en Calicatas con gasto constante
Medición de la cota del espejo de agua antes de iniciar el bombeo.
Bombeo de la napa hasta la mayor profundidad posible al interior del pozo. Se
registra el tiempo que demora el agote.
Registro de la cota del espejo de agua correspondiente a la máxima depresión en
régimen permanente al interior de la calicata.
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Detención del bombeo y registro, a intervalos de tiempo según una secuencia
preestablecida, de la cota del espejo de agua conforme recupera su nivel original.
Ensayo de Recuperación en Calicatas con gasto variable
Adicionalmente se midió el gasto a extraer para mantener la napa deprimida a un nivel
constante.
Una vez deprimida la napa en su interior, se inspeccionó visualmente las paredes por
donde escurría el agua y se registró la sección promedio de la excavación en la altura
mojada.
Considerando todos los antecedentes y resultados obtenidos (ver Anexo II), se obtuvo los
siguientes órdenes de magnitud de la permeabilidad:
TABLA 10 Coeficientes de Permeabilidad ML6
Tipo de Suelo Permeabilidad [cm/s]
Grava Arenosa 3.0x10-2
Finos 1.0x10-5
4.6 ENSAYES LEFRANC
4.6.1 CON CARGA CONSTANTE
En el sondaje se ejecutó una prueba de Le Franc
El ensayo consiste en levantar la tubería de entibación (impermeable) una altura l
(Ilustración 30), y llenarla con agua, la cual fluye hacia el interior del sondaje. Se mantiene
éste lleno hasta la boca, añadiendo agua. Se prosigue hasta que se comprueba que el
régimen es estacionario.
La permeabilidad está dada por:
K=m Q/H
donde m, es un coeficiente de forma, que depende de la cavidad desde la que se inyecta.
En este caso ésta es cilíndrica, de diámetro d y altura l. Este coeficiente tiene dimensiones
L-1.
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Se puede demostrar que el coeficiente se calcula con la siguiente fórmula:
l
dlm
2
/2ln
Ilustración 30 EN SAYO DE LEFRANC CON CARGA CONSTANTE
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4.6.2 CON CARGA VARIABLE
Este ensayo es muy conveniente en suelos poco permeables, y también forma parte en cierta
manera de la rutina de ejecución de los sondeos.
El procedimiento consiste en medir la altura H en tiempos diferentes, los datos así recogidos
pueden ser interpretados con la siguiente fórmula (Ilustración 31):
2
1
2
2
ln8
1ln
H
H
tl
d
l
d
ld
K con l/d ≤4
2
1
2
ln8
2ln
H
H
tl
d
ld
K con l/d > 4
Siendo t el tiempo transcurrido entre las medidas de altura H1 y H2. Ambos suponen que la
permeabilidad horizontal KH es igual a la vertical KV.
Se grafica en el eje Y las alturas Hi en escala logarítmica y el el eje X el tiempo en escala
aritmética, se obtiene una recta y con la geometría como dato obtener K.
Ilustración 31 EN SAYO DE LEFRANC CON CARGA CONSTANTE
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5 BASES DE DISEÑO DE ESTRUCTURAS ENTERRADAS
5.1 BASES DE DISEÑO PARA PIQUES
En la Fig. 17 (Capítulo 9) se establece la variación en profundidad del empuje de tierras
estático, H, que actúa sobre el manto del Pique, para cuyo efecto se lo ha considerado como
un cilindro de radio R 8 a 13m. Existen en el trazado por lo tanto tipos de piques asociados a
la estratigrafía del sector. Ellos se tratan según cada “modelo” de análisis dado por la
estratigrafía.
Las Fig.17 (Capítulo 9) se muestra la metodología de cálculo de empujes estáticos, la cual
considera presencia de Grava (H-3-y H-4), y suelos finos (H-2).
La Fig. 18 (Capítulo 9) entrega las distribuciones general de diseño para el empuje H
correspondientes a la grava y al suelo fino presentes en los piques de este proyecto. Las
figuras 18 A a 18 C (Capítulo 9) entregan a su vez los casos particulares)La variación del
empuje estático con la profundidad para la grava expuesta considera la secuencia
constructiva haciendo nula su cohesión, mientras que para el suelo fino se incluyó tanto la
secuencia constructiva como la cohesión. El Empuje H, actúa sobre el manto del Pique, para
cuyo efecto se lo ha considerado como un cilindro de radio R 8 a 13m.
En la Fig. 18 D (Capítulo 9) se formulan dos distribuciones obtenidas como sigue:
Variación Conservadora Corresponde a un empuje conservador en el cual
se ha considerado el efecto de la secuencia
constructiva con excavaciones de 2m de altura,
pero sin incluir la cohesión del suelo.
Variación más Realista. En este caso el empuje se obtiene considerando
el efecto de la secuencia constructiva e
incluyendo la cohesión del suelo.
Para el cálculo se aplicó la metodología que incorpora la secuencia constructiva y la cohesión
del suelo, la cual se expone en Anexo IV (Memoria de Cálculo) del presente documento y se
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refiere a la utilización del Método Efecto de Arco Simplificado para cálculo de empujes sobre
el Revestimiento de Piques en Grava, y que entrega una variación más realista.
En el Anexo IV citado, se entregan las tablas de cálculo con empujes normales al manto a
distintas profundidades y los gráficos correspondientes.
La Fig. 19 (Capítulo 9) establece el modelo de análisis donde el Pique se intercepta con la
galería de acceso a la Estación o el Túnel.
Las Fig. 20(Capítulo 9) presentan en cada caso particular y general las constantes de balasto
estática requerida por el modelo de la Fig.19 (Anexo I) en función de la altura, H, del pique
para suelos finos y suelos granulares. Estableciéndose los balastos para cargas cíclicas en un
pique de altura H, y Radio R en la Fig 21 (Capítulo 9).
5.1.2 MODELO DE ANALISIS CINEMATICO PARA EMPUJES SÍSMICOS
Para la determinación de la componente sísmica del empuje se propone el modelo
conservador expuesto en la Fig. 22 (Capítulo 9) En dicho modelo se aplican los
desplazamientos de campo libre, s, sobre la base de los resortes horizontales ubicados en el
frente sobre el cual ataca el sismo. El modelo incluye además la existencia de resortes de
interacción horizontal en el resto de los frentes así como resortes verticales en la losa de
fondo del pique.
La determinación del desplazamiento de campo libre, s, se efectúa utilizando las siguientes
desangulaciones sísmicas del suelo:
Grava sg = 4,463x10-4 rad
Suelo fino sf = 8.42x10-4 rad
Para definir los resortes de interacción vertical en la losa de fondo se utilizarán las siguientes
constantes de balasto:
Sello de fundación grava sin napa kvs = 18.000 t/m3
Sello de fundación grava con napa kvs = 16.000 t/m3
Sello de fundación en Suelo Fino kvs = 15.000 t/m3
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Los resortes de interacción horizontales se determinarán empleando la constante de balasto
horizontal, kHS, calculada como:
Suelo fino (kHS)f = 390 Z 40
Grava (kHS)g = Kg Z
en que (kHS)f y (kHS)g se expresan en (ton/m3) si la profundidad, Z, medida
desde la superficie del terreno se expresa en (m) y el término K en
(ton/m3.5). El término K se obtiene de la siguiente tabla:
TABLA 11 Coeficientes para cálculo de balastos en grava
H (m)
Kg (ton/m3.5)
14 16 18 20 22 24
1150 1010 895 805 735 670
5.1.2.1 PARA ESTRUCTURAS TEMPORALES
Grava
sg = 2 x10-4 rad
(kHS)g = Constante de balasto para representar la interacción sísmica horizontal
entre el pique y el suelo se evaluará como:
(kHS)g = Kg Z
en que gHSk )( se expresa en (ton/m3) si la profundidad, Z, medida desde la
superficie del terreno se expresa en (m) y el término Kg en (ton/m3.5). El
término Kg se obtiene de la tabla siguiente:
40
KH=3,29 G/H con G= 70 K2 ( c)0,5
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TABLA 12 Coeficientes para cálculo de balastos en grava
H (m) Kg (ton/m3.5)
14 16 18 20 22 24
1785 1560 1390 1250 1140 1040
Suelo Fino sf = 5x10-4 rad
Suelo fino (kHS)f = Kf Z 41
en que (kHS)f se expresa en (ton/m3) si la profundidad, Z, medida desde la
superficie del terreno se expresa en (m) y el término Kf en (ton/m3.5). El
término Kf se obtiene de la tabla siguiente:
TABLA 12A Coeficientes para cálculo de balastos en finos
H (m) Kf (ton/m3.5)
14 16 18 20 22 24
645 565 500 450 410 345
El análisis expuesto en la Fig. 22(Anexo I) se repetirá invirtiendo el sentido de la dirección
del sismo.
Los empujes que resulten del análisis sísmico se superponen a estáticos.
41
KH=3,29 G/H con G= 70 K2 ( c)0,5
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5.1.3 EMPUJES SÍSMICOS EN PIQUES OVOIDALES
El empuje estático se obtendrá incrementando en 10% el empuje entregado ACÁPITE 5.1.1
El empuje, q2, se mantendrá igual al entregado PARA PIQUES CIRCULARES.
La constante de balasto, kh, para el análisis estático se mantiene sin modificación.
Para el análisis de la componente sísmica trabajando como estructura permanente, se
mantendrá la desangulación sísmica del suelo y las constantes de balasto correspondientes
establecidas.
5.1.4 BASES DE DISEÑO PIQUES RECTANGULARES
Los piques rectangulares se confeccionarán utilizando pie derechos conformados por pilas
excavadas manualmente o por pilotes preexcavados, ambos de hormigón armado,
recomendándose el uso de pilotes con perforación encamisada.
Los pie derechos se deberán arriostrar lateralmente mediante anclajes postensados
temporales mientras que el frente de suelo entre dichos pie derechos se estabiliza
temporalmente con una pantalla de hormigón armado o de shotcrete armado, en ambos
casos materializada a medida que progresa la excavación.
5.1.4.1 CÁLCULO DE EMPUJES CONSIDERANDO PIQUE COMO ESTRUCTURA TEMPORAL
La Fig. 23(Capítulo 9) entrega el empuje estático, e, el cual descargará sobre los pie
derechos una carga lineal a lo largo de su fuste, qe, dada por:
qe = e s Ecuación 34
donde qe se expresa en ton/ml si e se expresa en ton/m2 y la distancia entre ejes de pie
derechos adyacentes, S, en (m).
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El empuje sísmico, s, se incluye en la Fig. 23 (Capítulo 9) para el pique trabajando como
estructura temporal, de modo que descargará sobre los pié derechos una carga lineal
sobre su fuste, qs, dada por:
qs = s s Ecuación 35
5.1.4.2 PIQUE COMO ESTRUCTURA PERMANENTE
Los empujes estáticos actúan sin contar con los anclajes que se han destensado y, en tanto
los pié derechos se incorporen estructuralmente a los muros perimetrales (el muro se
ancla a los pié derechos), los empujes se definen como sigue:
MUROS DE ESPESOR 15cm
El empuje estático:
Carga lineal a lo largo del fuste de los pie
derechos
qe obtenido con la Ecuación 34
usando el e de la Fig. 23
Empuje sobre el muro entre pie
derechos
eM obtenido de la Figura Fig.23.1
El muro se ancla a los pié
derechos.
Los empujes sísmicos:
Carga lineal a lo largo del fuste de los
pie derechos
*
sq = 1.7 qs
con qs obtenido para estructura
temporal con la Ecuación 35
Empuje sobre el muro perimetral
anclado a los pie derechos
*
sm =1.7 sm
con sm obtenido de la Fig. 23.1
En que *
Sq se determina multiplicando por 1.70 la carga lineal qs obtenida para régimen
temporal con la Ecuación 35.
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El empuje *
SM se obtendrá multiplicando por 1.70 el SM obtenido de la Fig.23.1
(Capítulo 9).
MUROS DE ESPESOR e, con e = 0.40 a 0.80m Se considerará que el empuje actuará con un valor único tanto en los pie derechos como en el muro:
Empuje estático eM = e con e obtenido de la Fig. 23(Capítulo 9).
Empuje sísmico *
SM = 1.7 S con S obtenido de la Fig. 23.1(Capítulo 9).
5.1.4.3 DIMENSIONAMIENTO DE LOS ANCLAJES TEMPORALES
El cilindro o bulbo resistente de los anclajes se instala por detrás de la cuña de empuje
indicada en la Fig. 23.2(Capítulo 9).
El dimensionamiento del cilindro resistente se efectuará con un factor de seguridad FS ≥
1.25 con respecto a la solicitación de fluencia del cable del anclaje. Para dimensionar el
cilindro resistente se considera un factor de seguridad FS ≥ 1.25 con respecto a la
solicitación de fluencia del cable del anclaje. Para tal efecto se considerará una carga de
falla al arranque por ml de cilindro que depende del estrato de suelo en el cual se inserta el
anclaje, a saber:
CARGA DE FALLA AL ARRANQUE POR METRO LINEAL
Grava 2ª Depositación: 35 ton/ml
Grava 1ª Depositación: 45 ton/ml
Suelo Fino: 25 ton/ml
El cable se dimensionará para la carga estática mas sismo con FS = 1.1.
Las cargas de servicio son las obtenidas considerando Pique como estructura Temporal.
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5.2 BASES DE DISEÑO DE TUNELES
5.2.1 EMPUJES ESTÁTICOS EN TUNEL CONSIDERANDO EFECTO DEL AGUA
Las estructuras construidas en túnel
σ = Z - Z ; Z Z Ecuación 36
en que σ se expresa en ton/m2 si la profundidad del punto sobre el manto del
revestimiento, Z, y la profundidad de la napa, Z , ambas medidas desde la superficie del
terreno, se expresan en (m)
Adicionalmente, al empuje hidrostático se superpondrá la variación del empuje del suelo
debido a una disminución del 50% en el módulo de deformación a largo plazo del suelo fino
que quede bajo napa. Para analizar este efecto se propone la metodología siguiente:
(i) Procesar mediante un análisis elástico una sección plana del túnel con el
revestimiento final, sin considerar napa y como única solicitación el peso propio del
suelo.
(ii) Repetir (i) reduciendo a la mitad del módulo de deformación a largo plazo del suelo
fino bajo napa; en este caso las solicitaciones por peso propio del suelo se
evaluarán con d sobre la napa y con un peso unitario boyante b para el suelo bajo
napa.
(iii) La diferencia de presiones del suelo sobre el manto del túnel obtenidas con (i) e (ii)
generará un diferencial de esfuerzos que se superpondrán a los obtenidos para la
situación final sin napa e incluyendo la secuencia constructiva del túnel (diseño
original).
5.2.2 EMPUJES ESTÁTICOS EN TUNEL CONSIDERANDO EFECTO DEL AGUA
5.2.2.1 Distorsiones sísmicas En la Fig. 24 se ilustran esquemáticamente las distorsiones sísmicas presentes en una
estructura enterrada las que corresponden a:
Caso A. La “elástica” del depósito de suelo en un plano transversal a la estructura.
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Caso B. La “elástica” debido a la propagación de ondas de corte en el sentido
longitudinal de la estructura con polarización vertical y horizontal.
5.2.2.2 Deformación sísmica en el plano transversal de la estructura (Caso A)
El análisis para el Caso A emplea un modelo cinemático esquematizado en la Fig. 25
(Capítulo 9). En dicho modelo la deformación sísmica del suelo de campo libre, s, se
impone en la base de los resortes de interacción horizontal. La deformación s se
determina con las desangulaciones si, ss, mientras que los resortes de interacción se
determinan con las constantes de balasto kHS.
El análisis según el modelo expuesto en la Fig. 25 (Capítulo 9) se repetirá invirtiendo la
dirección de la aceleración máxima del sismo, ao.
5.2.2.3 Propagación de las ondas de corte (Caso B)
La deformación máxima de tracción o compresión, max, inducida en el sentido longitudinal
de la estructura por el paso de la onda, ha sido formulada por Kuesel en el Jour. de la ASCE,
Structural Division, Junio 1969. El criterio utilizado por Kuesel considera que la
deformación experimentada por la estructura es idéntica a la de la onda, lo cual es
conservador ya que ignora la interacción suelo estructura.
Por otra parte, la verificación para ondas propagándose en el sentido transversal de la
estructura es de poco interés práctico, ya que normalmente el ancho de la estructura es
reducido con respecto a la longitud de la onda de interés.
Luego la deformación máxima de la estructura en su sentido longitudinal, max, para ondas
de corte propagándose en dicho sentido, queda expresada como:
%1002.5
max xL
A
Ecuación 37
A = K (L)n Ecuación 38
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En que max se expresa en porcentaje mientras que A y L se expresan en pies.
Para aplicar las Ecuaciones 37 y 38 los términos A y L (expresados en pies) se definen :
L = Longitud de la onda crítica igual a 6 veces el ancho de la estructura, B, ó 6 veces su
altura, HM, según se trate de curvaturas impuestas a la estructura en su plano horizontal
o vertical, respectivamente.
A = Amplitud correspondiente a la onda de longitud, L.
K y n = Constantes empíricas obtenidas de registros sísmicos que dependen del tipo de suelo en
donde se propaga la onda
Las constantes K y n formuladas por Kuesel para suelos firmes (por ejemplo los depósitos de la
Grava de Santiago) han sido verificadas con registros de sismos chilenos en gravas arenosas
compactas (sismo de 1985 y 2011).
Para el caso de suelos finos la amplitud de la onda se dedujo corrigiendo la constante K para
gravas en función de la razón 42
entre las velocidades de propagación de las ondas de corte en la
grava y el suelo fino.
42
vmax = A vmax = velocidad máxima de las partículas = 2πf Considerando que
grava fino
Tendremos que :
vmax fino / vmax grava = A fino/ Agrava = vmax fino/70 70m/s se midió en sismo 1985
Para Z<10m se tiene:
Se obtuvo k2 max= 50, ( sf) = 2,2x10-1 % = k2/k2máx = 0,25 luego k2 = 50x 0.25 = 13
G=70 k2
c= 5x 1,85 (1+ 2xk0/3) =5x 1,85 (1+ 2x0,65)/3) = 7,1 ton/m3 (k0=0,65)
G= 70x13(7.1)0.5= 2500 t/m2 ; =1,85/9,8 = 0,189 kg/m3
vs= m/seg= 120 m/seg =(vs) max = 220m/seg
Para Z>10m se tiene:
Se obtuvo k2 max= 100 ( sf) = 1x10-1 % = k2/k2máx = 0,38 k2 = 100x 0.38 = 38
G=70 k2
c= 21x 1,85 (1+ 2xk0)/3) = 21x 1,85 (1+ 2x0.45)/3) = 24.6 ton/m3 (k0=0,45)
G= 70x38(24.6)0.5= 13193 t/m2 ; =1,85/9,8 = 0,189 kg/m3
vs= m/seg= 264 m/seg =(vs) max = 428 m/seg
vmax fino / vmax grava= 257/400=0,6
Luego la Amplitud de la onda se debe al menos DUPLICARSE respecto de gravas.
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Adicionalmente se incluyó el efecto de una eventual napa considerándose, para efectos de
diseño, que todo el suelo en la altura HM de la estructura presenta una velocidad de ondas
de corte asociada a una condición bajo napa.
En la Tabla 13 se resumen los valores promedio de las velocidades de propagación de las
ondas de corte en las gravas y en los suelos finos dentro de las profundidades en las que se
emplazan los túneles. En dicha tabla se incluyen dos velocidades de propagación que
corresponden a:
vsmax = Velocidad de propagación de las ondas de corte para pequeñas
deformaciones de corte cíclicas (por ejemplo las inducidas en una prospección
sísmica), que se incorporan como antecedente referencial.
vs = Velocidad de propagación de las ondas de corte asociada a la deformación de
corte pick inducida por un sismo fuerte utilizada en el análisis.
TABLA 13: VELOCIDADES DE PROPAGACION DE LAS ONDAS DE CORTE ENTRE (16 Y 25
m DE PROFUNDIDAD APROXIMADA)
Suelo vsmax
(m/seg)
vs
(m/seg)
Vmax
(m/seg)
Grava
Finos
650
420
400
260
0.28
0.48
Adicionalmente, en la Tabla 13 se han incluido los valores de la velocidad máxima de
partículas del suelo, Vmax, correspondientes a la aceleración máxima de diseño (ao = 0.4 g).
En la Tabla 14 se entregan los valores de diseño para los coeficientes K y n a ser utilizados
en la Ecuación 38
TABLA 14: COEFICIENTES PARA EVALUAR LA AMPLITUD DE LAS ONDAS DE CORTE EN FUNCION DE
LA LONGITUD DE LA ONDA PARA ML6
Suelo K n
Grava
Finos
1 x 10-8
2.6 x 10-8
1. 95
1.95
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Se hace notar que al introducir los valores establecidos en la Tabla 14 en la Ecuación 38, la
longitud de la onda, L, debe expresarse en pies, con lo cual la amplitud de la oda, A, queda
también expresada en pies.
Adicionalmente se incluyó el efecto del ascenso de la napa considerándose, para efectos de
diseño, que todo el suelo fino en la altura HM de la estructura presenta una velocidad de
ondas de corte asociada a una condición bajo napa.
En las siguientes tablas se resumen los valores promedio de las velocidades de
propagación de las ondas de corte en los suelos finos y gravas y los coeficientes para
evaluar la amplitud de las ondas incluyendo una eventual presencia de napa.
TABLA 15: VELOCIDADES DE PROPAGACION DE LAS ONDAS DE CORTE PARA SUELOS BAJO
NAPA
vsmax
(m/seg)
vs
(m/seg)
Vmax
(m/seg)
600
345
360
220
0.25
0.55
(estimado)
TABLA 16: COEFICIENTES PARA EVALUAR LA AMPLITUD DE LAS ONDAS DE CORTE EN
FUNCION DE LA LONGITUD DE LA ONDA EN SUELOS BAJO NAPA
Suelo K n
Grava
Finos
1.6 x 10-8
3.2 x 10-8
1. 95
1.95
5.2.2.3 Superposición de solicitaciones sísmicas
A las solicitaciones que se obtengan con el análisis estático se superpondrán las
solicitaciones debidas a la componente sísmica obtenidas con los procedimientos
establecidos en los acápites anteriores. Para tal efecto, considerando que la componente
sísmica de estas solicitaciones se establece utilizando la aceleración máxima de campo libre
en la superficie del terreno (ao = 0.4g), se las multiplicará por 0.60. A las solicitaciones
sísmicas así modificadas se procederá a aplicarles los coeficientes de mayoración
correspondientes para efectuar la superposición estática mas sismo.
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5.3 BASES DE DISEÑO DE ESTACIONES43
5.3.1 EMPUJES DE TIERRA ESTÁTICOS
El empuje de tierra estático sobre el muro perimetral de estaciones (considerando efecto de
la napa presente a una profundidad Z= Z se determinará utilizando las presiones
horizontales establecidas en la Fig.25.1 Para efectos de diseño, en la Fig. 25.1 se considera
que el muro tapa se ancla a los pie derechos y que está sometido a una presión de tierra
horizontal nominal equivalente al 10% de la presión de tierra que actúa sobre dichos pie
derechos.
Para situaciones particulares en las que los pie derechos presenten luces importantes sin
arriostres (ejemplo: ausencia de losas intermedias), al destensar los anclajes se producen
desplazamientos horizontales adicionales, . Ello genera una reducción en el empuje de
tierra estático que se determina con el procedimiento indicado en la Fig. 25.3.
La constante de balasto horizontal, kHe, presente en los modelos de las Figs. 25.1 y 25.3 se
determinará como:
Para Z Z )4001050(1
ZD
Hek Ecuación 39
Para Z Z )1203400(1
ZD
Hek Ecuación 40
en que kHe se expresa en ton/m3 si D, Z se expresan en (m). Para el caso de pilas reemplazar
D por B, en que B es el ancho del frente de la pila que se desplaza en contra del suelo.
Cuando debido a la acción del empuje hidrostático, σ , fuera necesario disponer un muro
tapa con rigidez comparable a la rigidez de los pie derechos, no será válido diferenciar el
empuje de tierras que actúa sobre el muro y sobre dichos pie derechos. En este caso σep =
σeM = σe H/HM con σe obtenido de la Fig. 25.2, mientras que σePa = σeMa = σea = 0.7 ton/m2.
Para el caso particular expuesto en la Fig. 25.3 M
eeMepH
H*** , mientras que
σePa = σeMa = σea = 0.7 ton/m2.
43
Se ha considerado una estación construida a tajo abierto tipo inserta en suelos finos . Estas bases de diseño en el informe IMS ML6 se consideró como Anexo IV.1.a el que en esta edición se incluye en cuerpo del informe para facilitar la comprensión del mismo. El Anexo IV.1.b presenta Estación inserta en grava
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5.3.2 ANÁLISIS PARA LA COMPONENTE SÍSMICA
Los empujes debidos a la componente sísmica se determinarán con el modelo cinemático
expuesto en la Fig. 25.4, en el cual el desplazamiento sísmico de campo libre, s, se aplicará
en la base de los resortes representados por la constante de balasto, kMS. Esta constante
de balasto se conectará tanto a los pie derechos como al eventual muro tapa.
El análisis se repetirá invirtiendo la dirección del sismo.
Debido a que los parámetros del modelo cinemático expuesto en la Fig. 25.4 se dedujeron
para una aceleración máxima en la superficie del terreno igual a 0.40 g, los esfuerzos que
resulten en la estructura (o la componente sísmica de las presiones sobre los elementos
perimetrales) se multiplicarán por 0.60. Los esfuerzos así obtenidos se superpondrán a los
generados por los empujes de tierra estáticos, mayorándolos con los factores que
correspondan.
Sobre las losas de la estación se aplicará una fuerza de inercia determinada con un
coeficiente sísmico Cs = 0.10.
5.3.2 SECTORES CON EVENTUALES RAMPAS
5.3.1.1 EMPUJES DE TIERRA ESTÁTICOS
En la Fig. 25.6 se representan los empujes de tierra estáticos en el sector con rampa.
Por razones geométricas puede requerirse la colocación de un relleno compactado entre el
muro perimetral y los eventuales taludes de la rampa (se recomienda rellenos de
pumicita).
5.3.1.2 ANÁLISIS PARA LA COMPONENTE SÍSMICA
Se efectuará según lo establecido en el cuerpo del presente informe (Fig. 25.4):
Z 10 m M
MSH
zk 2950 Ecuación 41
10 m Z Z M
MSH
zk 4900 Ecuación 42
Z Z M
MSH
zk 3100 Ecuación 43
en que kMS se expresa en (ton/m3) si Z, HM se expresan en (m).
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La constante de balasto kvs = 2 kve se define empleando la constante de balasto estática,
kve, obtenida en la Fig. 25.5
5.3.1.3 TENSIONES DE CONTACTO ADMISIBLES
Para sellos de fundación a menos de 10m de profundidad bajo la superficie del
terreno, las tensiones admisibles serán: Cargas estáticas 2.5 kg/cm2
Cargas estáticas + sísmicas 3.8 kg/cm2
Para sellos de fundación en a más de 10 m de profundidad: Cargas estáticas 5.0 kg/cm2
Cargas estáticas + sísmicas 7.5 kg/cm2
En el caso eventual napa, las tensiones admisibles en fundaciones deben
considerar peso boyante.
Para fundaciones con sello bajo la napa, es decir a una profundidad bajo la superficie del
terreno, DF, mayor que la profundidad de la napa, Z , las tensiones de contacto se
determinarán como si no existiese napa y posteriormente se les restará la subpresión, σ ,
existente a nivel de sello de fundación (σ = DF - Z en ton/m2 si DF y Z en metros). La
tensión que resulte al restar la subpresión se debe comparar con las tensiones admisibles
5.3.1.4 DIMENSIONAMIENTO DE MUROS PERIMETRALES
El dimensionamiento de los muros perimetrales se efectúa con los empujes establecidos en
la Fig. 25.7. Dicha figura hace distinción de los tramos entibados con pie derechos
cantilever de los tramos en los que los pie derechos se arriostran con anclajes.
En ambos casos se propone dimensionar los muros perimetrales sin considerar los pie
derechos empleados en la entibación.
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6. EFECTO DE LA SUBPRESION EN LOSAS DE FONDO ESTRUCTURAS
ENTERRADAS
6.1 ESTRUCTURAS TUNELEADAS
Para el caso de túneles y estaciones en túnel, el tratamiento de los empujes considerando
la presencia eventual de napa se hace según lo indicado en el acápite 5.3 del presente
informe.
Dada la geometría de las secciones tuneleadas no se preveen problemas estructurales de
importancia.
En cuanto a la flotación, el peso de la cubierta de suelo sobre la clave de los túneles,
determinado con un peso unitario = 1.85 ton/m3, o = 2.25 ton/m3 sería suficiente para
evitar la flotación de la estructura. En suelos mixtos también el peso de la cubierta sería
también suficiente.
6.2 PIQUES Y ESTACIONES
En este caso, la subpresión de la napa sobre la losa de fondo plana puede generar
esfuerzos intolerables en dicha losa, además del riesgo de flotación existe.
Para cubrir estos problemas, cuando procediera, se propone la colocación de anclajes
verticales conectados a la losa de fondo, materializados con lechada de cemento inyectada
con una presión pi 10 kg/cm2.
Estos anclajes tendrán capacidad para tomar la resultante de la subpresión sobre la losa de
fondo, a la que se le restará la resultante de las presiones de contacto en el sello de
fundación de dicha losa determinadas sin napa.
Los anclajes se dimensionarán como elementos permanentes utilizando las siguientes
propiedades del suelo:
Cohesión c = 2.2 ton/m2
Angulo de fricción = 28°
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En lo que respecta al Factor de Seguridad a la Flotación, FSF, este se definirá como:
2.1
U
RPPRFSF MA Ecuación 44
en que RA = Solicitación de arranque en los anclajes requerida para verificar la ec. (44); PP =
Peso propio de la estructura, incluida la eventual sobrecarga de suelo sobre su techo,
determinada sin napa; RM = Resistencia por roce en el perímetro de la estructura en
contacto con el suelo; y U = Resultante de la subpresión que actúa en la losa de fondo,
determinada con una presión hidrostática σ = DF - Z en (ton/m2) si la profundidad del
sello de fundación, DF , y la profundidad de la napa, Z , ambas medidas desde la superficie
del terreno, se expresan en (m).
El término RM se determinará con una resistencia de roce en el contacto suelo estructura,
, dada por la siguiente relación:
Para Z Z = 0.45 σHe
Para Z Z = 0.40 σHe
en que se expresa en (ton/m2) si la presión estática del suelo que actúa sobre la
estructura, σHe , se expresa en (ton/m2). El término σHe se determina según metodología
indicada.
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7. ANALISIS DE CÁLCULO DE EMPUJES EN PIQUES
7.1 EXPLICACION DEL METODO UTILIZADO PARA CÁLCULO DE REVESTIMIENTOS (PIQUES NO RECTANGULARES)
El presente Capítulo explica cómo se construye el pique y las tensiones en el manto. En este caso se considera piques en grava.
La Ecuación 45 de la Fig. 27(Capítulo 9) e ilustración 33 indica que la tensión vertical
aumenta más lentamente que σv = Z.
Ilustración 32 EFECTO DE ARCO EN PIQUES Y METODO CONSTRUCTIVO (Fig. 26 de CAP.9)
Ilustración 33, Cuña Cedente y Tensiones actuantes- (Ecuación 45, Fig. 27 de CAP.9)
(16)
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El estado tensional en el punto P de la cuña excavada con altura, h, se representa en la
Figura 28 ( Ilustración 34) por el siguiente diagrama p-q, como sigue:
Ilustración 34 ESTADO TENSIONAL EN EL PUNTONVOLVENTE DE FALLA
Cm = Cohesión movilizada promedio en la cuña excavada
m = Ángulo de fricción promedio movilizado en la cuña excavada.
Ko = Coeficiente de reposo in – situ.
TIF = Trayectoria de tensiones en descarga del punto P al término de la excavación de
la cuña de altura h.
Mediante ensayos triaxiales de compresión en descarga es posible obtener una familia de
envolventes de "falla" movilizadas para diferentes valores de la deformación vertical, v, del suelo:
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Ilustración 35 Cm: Ecuación 46, sen m: Ecuación 47, q p :Ecuación 48
PROCEDIMIENTO:
7.2.1 Se fijó 2B h y se definió un coeficiente K de análisis igual al de reposo en carga
K = (Ko) carga = 0.2Para una profundidad Z = H dada se adopta en primera aproximación un
par ''mmC movilizado en la cuña excavada, el que se introduce en la Ecuación 46, con
lo que se calcula un 'v en primera aproximación.
7.2.2 Mediante la Ecuación 47 se define p' = 0.5 'v con el cual se entra en la Fig. 29 definiendo
el punto P' por donde pasa la envolvente correspondiente. Ello permite definir el par
movilizado ''mma y la deformación v.
7.2.3 Con ''mma se define un nuevo par ""
mmc mediante las ecs. (41) y (42).
7.2.4 Se vuelve al paso dado por la Ecuación 46 utilizando el nuevo par ""mmc con el que se
calcula un nuevo "v mediante la Ecuación 48, repitiéndose el proceso hasta lograr
convergencia. 7.2.5 Una vez obtenido el σv para distintos valores de Z = H, la tensión horizontal, σH, que actúa
radialmente sobre el manto del cilindro se obtiene como:
σH = K σv Ecuación 49
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7.3 COMENTARIOS Y RESULTADOS DEL ANÁLISIS
En la Fig. 32(Capítulo 9) se representa la variación en profundidad de la presión horizontal,
σH, sobre el manto del cilindro para tres valores del coeficiente K entre el valor K = (Ko)
carga = 0.25 y un valor superior K = 1.0 que correspondería al caso de grandes
deformaciones, v, caso que se asocia a un efecto de arco plenamente desarrollado en un
suelo denso como es la grava de Santiago. A modo ilustrativo, las líneas segmentadas en la
Fig. 30 (Capítulo 9) representan el caso hipotético sin efecto de arco para los tres valores de K
adoptados en los cálculos.
De los resultados expuestos en la Fig.32(Capítulo 9) se concluye
Al incluir el efecto de arco no existe proporcionalidad entre σH y K como podría
desprenderse de la ec. (45). Por ejemplo, para Z = 11 m la tensión σH aumenta en 2.85
veces si K aumenta en 4 veces al pasar de 0.25 a 1.0.
La tensión σH con efecto de arco es una fracción de la que se obtiene al no considerarlo.
En la Fig. 31(Capítulo 9) se representa el coeficiente de transmisión lateral de tensiones,
K , que se genera al asentarse el bloque cedente para una condición extrema de
deformación unidimensional ( H = 0). Para esta condición, el coeficiente K está
relacionado con el módulo de Poisson secante movilizado en el suelo, , a través de la
relación siguiente:
1k Ecuación 50
Con las deformaciones obtenidas al aplicar el método simplificado de efecto de arco, el
módulo de Poisson secante se obtuvo utilizando las relaciones = f ( ) establecidas con
ensayos triaxiales en muestras no perturbadas de la grava de Santiago
Los resultados de la Fig. 31(Capítulo 9) indican que para los niveles de deformación del
suelo obtenidos en el bloque cedente, el valor máximo del coeficiente K movilizado por
efecto Poisson (incluye la dilatancia) no supera 0.30, con un promedio máximo igual a 0.26.
Por lo tanto se adopta:
K = 0.25
La Fig. 30(Capítulo 9) indica que para ese rango de k la diferencia no es incidente en σH.
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Si bien los resultados de la Fig. 31(Capítulo 9) consideran el contacto entre la 1ª y la 2ª
Depositación de la grava de Santiago a 6 m de profundidad, el valor máximo de K queda
en torno a 0.40 si dicho contacto se profundiza a 12 m, se obtiene un promedio en torno a
0.30.
La Fig. 32(Capítulo 9) se representa la deformación vertical de la cuña excavada la cual
alcanza un valor máximo en torno al 0.15% (promedio máximo 0.12%). Este nivel de
deformaciones indica un desarrollo parcial del efecto de arco ya que la deformación para
generar la falla de la grava en descarga es de 0.3-0.4%.
Para un contacto entre las dos depositaciones de la grava más profundo que el
contemplado en la Fig. 32(Capítulo 9) (por ejemplo 12 m) la deformación máxima llega a
ser de un 0.2%, promediando 0.15%.
7.4 CONCLUSIÓN
De acuerdo a los resultados comentados correspondería utilizar la curva para K = 0.25
expuesta en la Fig. 30. Esta curva entrega tensiones horizontales sobre el manto del pique
que incluso son inferiores a las establecidas por la curva establecida en la Fig. 18 D(Capítulo
9) del Informe. Se hace notar que la curva de D de esa figura despreció la cohesión.
Para el diseño se deben utilizar los empujes establecidos en las Figuras 18 A a 18 C (la figura 18 D y
las figuras 30, 31, y 32 se entregan para justifican y fundamentar el método de análisis).
Al empuje se debe adicionar el empuje hidrostático del agua, σ , definido con la Ecuación
36.
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8. CONCLUSIONES
La distribución granulométrica para las Gravas en todo el trazado está centrada con
respecto a la banda del Ripio de Santiago luego sumado al hecho de tener
propiedades índice comunes se asimilan gravas a Depositaciones conocidas de
Santiago.
Los parámetros de resistencia y deformación son similares a los de otros sectores
de la grava de Santiago
Las características mecánicas y de trabajabilidad de los estratos de gravas
desgranables (Tramo II) observadas en el sector poniente de ML6 se conocieron
durante las faenas de construcción de la Línea a Maipú.
No hay novedades de aplicación de métodos constructivos usados en Proyectos
Metro. La estabilidad global para futuras excavaciones en el tiempo está avalada
por la larga permanencia de cortes en la grava desgranable. (Vertedero Lo Errázuriz
y Ruta 78 sector Viaducto Suiza). De hecho, la grava desgranable presenta módulos
de deformación estática, obtenidos con ensayos de placa, solo un 10% inferiores a
los de la 2ª Depositación Maipú y Mapocho.
No hay novedades de aplicación de métodos constructivos usados en Proyectos
Metro. La estabilidad global para futuras excavaciones en el tiempo está avalada
por la larga permanencia de cortes en la grava desgranable. (Vertedero Lo Errázuriz
y Ruta 78 sector Viaducto Suiza). De hecho, la grava desgranable presenta módulos
de deformación estática, obtenidos con ensayos de placa, solo un 10% inferiores a
los de la 2ª Depositación Maipú y Mapocho.
Para el suelo granular presente es factible excavar túneles mediante el método
NATM
La estabilidad global en el tiempo está avalada por la larga permanencia de cortes
en la grava desgranable. (Vertedero Lo Errázuriz y Ruta 78 sector Viaducto Suiza).
De hecho, la grava desgranable presenta módulos de deformación estática,
obtenidos con ensayos de placa, solo un 10% inferiores a los de la 2ª Depositación
Maipú y Mapocho
No existen diferencias sistemáticas en el coeficiente de deformación cíclica
permanente, mc, y en el coeficiente de corte cíclico, K2 entre las gravas presentes en
el trazado ML6 .
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El Módulo de deformación para las gravas se obtuvo usando los resultados de
ensayos presiométricos y mediante 7 pruebas de carga. La grava desgranable del
horizonte H-3 (TRAMO II) exhibe un módulo 10% menor al de la 2ª depositación de
la grava del Maipú o del Mapocho.
La grava del horizonte H-4 que se desarrolla bajo la grava desgranable exhibe un
módulo de deformación en torno al de la 1ª Depositación del Maipo en el TRAMO
II.
Los valores del módulo de deformación para suelos finos generados con las
Ecuaciones 18, 19, 20 y 21 corresponden a una condición a largo plazo. Se indica en
texto coeficiente que permite obtener deformaciones “instantáneas” o de corto
plazo.
Se deberían verificar en etapa de diseño final las secciones para Ko in-situ igual a
0.25-0.30 constante con la profundidad, aun cuando se reconoce que ello no sería
representativo para las gravas.
La distorsión sísmica se evaluó con el procedimiento establecido en el Manual de
Carreteras del MOP.
Para el caso de los suelos finos se utilizó el procedimiento establecido en el
Manual de Carreteras utilizando una aceleración máxima de campo libre
ao = 0.30g y una resistencia a la compresión no confinada qu = que = 2.5
kg/cm2 complementados con resultados de ensayos de Compresión no confinada.
El par c- para la grava desgranable se evaluó con análisis retrospectivos de cortes
cuasi verticales con alturas de 10 ó más metros. En consecuencia, la excavación de
túneles será menos favorable debido principalmente a la elevada desgranabilidad
de la grava al impacto y no por condiciones de estabilidad global.
Las bases de diseño entregadas para Estaciones, Estaciones Superficiales, Piques,
etc. se han entregados considerando estructuras típicas hasta ahora consideradas
en los proyectos Metro.
Margarita Soto Alfonso
MSA Geoconsultores Ltda.
Ingeniero Civil U de Chile
Santiago Enero 2010
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9 FIGURAS
F I G U R A S
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10 LÁMINAS
LÁMINAS
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11 ANEXOS
ANEXOS
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ANEXO I ESTRATIGRAFIAS
ANEXO I ESTRATIGRAFIAS
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ANEXO II ENSAYES DE LABORATORIO Y DE TERRENO
ANEXO II ENSAYOS DE LABORATORIO Y DE TERRENO
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ANEXO III ALBUM FOTOGRÁFICO
ANEXO III ALBUM FOTOGRÁFICO
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ANEXO IV MEMORIA DE CÁLCULO
ANEXO IV
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ANEXO V ANTECEDENTES UTILIZADOS
ANEXO V
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ANEXO VI OPINIÓN TÉCNICA CONSULTOR EQUIPO MSA
ANEXO VI
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