INGE-SGC3067-207 Rev2---2011

INGE-SGC-3067-207

Nº PÁG.0 DE 121

REVISIÓN 2

VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – 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


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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.2 DE 121

REVISIÓN 2


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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.3 DE 121

REVISIÓN 2


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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.4 DE 121

REVISIÓN 2


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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.5 DE 121

REVISIÓN 2


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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.6 DE 121

REVISIÓN 2


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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.7 DE 121

REVISIÓN 2


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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.8 DE 121

REVISIÓN 2


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

INGE-SGC-3067-207

Nº PÁG.10 DE 121

REVISIÓN 2


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°

INGE-SGC-3067-207

Nº PÁG.11 DE 121

REVISIÓN 2


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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.12 DE 121

REVISIÓN 2

VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262

[email protected] – www.msageoingenieros.com

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


E2 – Intercambio EFE 2+220 Doble

E3 – Club Hípico 3+602 Simple


E4 – Franklin Línea 6 5+053 Sector Abierto

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.13 DE 121

REVISIÓN 2



PIQUE KM GALERÍAS

E5 – Santa Rosa 5+697 Simple

E6 – Ñuble Línea 6 7+712 Sector Abierto



E7 - Grecia 9+673 Simple


E 8 – Irarrázaval Línea 6 10+625 Simple


E9 – Bilbao Línea 6 12+330 Simple


E 10 - Eliodoro Yañez 13+199 Simple

E11 – Pedro de Valdivia Línea 6 13+920 Pique Subterráneo


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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.14 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.15 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.16 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.17 DE 121

REVISIÓN 2



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.

mailto:[email protected]

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.18 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.19 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.20 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.21 DE 121

REVISIÓN 2



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:

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.22 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.23 DE 121

REVISIÓN 2



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:

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.24 DE 121

REVISIÓN 2



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).

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.25 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.26 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.27 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.28 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.29 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.30 DE 121

REVISIÓN 2



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:

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.31 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.32 DE 121

REVISIÓN 2



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”

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.33 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.34 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.35 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.36 DE 121

REVISIÓN 2



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 .

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.37 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.38 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.39 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.40 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.41 DE 121

REVISIÓN 2



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).

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.42 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.43 DE 121

REVISIÓN 2



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).

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.44 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.45 DE 121

REVISIÓN 2



(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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.46 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.47 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.48 DE 121

REVISIÓN 2



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.




alta, espesor variable de Sur a Norte entre uno y 5 metros.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.49 DE 121

REVISIÓN 2



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.




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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.50 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.51 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.52 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.53 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.54 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.55 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.56 DE 121

REVISIÓN 2



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)

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.57 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.58 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.59 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.60 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.61 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.62 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.63 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.64 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.65 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.66 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.67 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.68 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.69 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.70 DE 121

REVISIÓN 2



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 :

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.71 DE 121

REVISIÓN 2



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)

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.72 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.73 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.74 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.75 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.76 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.77 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.78 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.79 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.80 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.81 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.82 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.83 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.84 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.85 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.86 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.87 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.88 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.89 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.90 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.91 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.92 DE 121

REVISIÓN 2



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).

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.93 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.94 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.95 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.96 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.97 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.98 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.99 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.100 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.101 DE 121

REVISIÓN 2



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


Z Z M

MSH


en que kMS se expresa en (ton/m3) si Z, HM se expresan en (m).

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.102 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.103 DE 121

REVISIÓN 2



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°

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.104 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.105 DE 121

REVISIÓN 2



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)

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.106 DE 121

REVISIÓN 2



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:

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.107 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.108 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.109 DE 121

REVISIÓN 2



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.

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.110 DE 121

REVISIÓN 2



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 .

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.111 DE 121

REVISIÓN 2



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

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.112 DE 121

REVISIÓN 2



9 FIGURAS

F I G U R A S

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.113 DE 121

REVISIÓN 2



10 LÁMINAS

LÁMINAS

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.114 DE 121

REVISIÓN 2



11 ANEXOS

ANEXOS

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.115 DE 121

REVISIÓN 2



ANEXO I ESTRATIGRAFIAS

ANEXO I ESTRATIGRAFIAS

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.116 DE 121

REVISIÓN 2



ANEXO II ENSAYES DE LABORATORIO Y DE TERRENO

ANEXO II ENSAYOS DE LABORATORIO Y DE TERRENO

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.117 DE 121

REVISIÓN 2



ANEXO III ALBUM FOTOGRÁFICO

ANEXO III ALBUM FOTOGRÁFICO

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.118 DE 121

REVISIÓN 2



ANEXO IV MEMORIA DE CÁLCULO

ANEXO IV

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.119 DE 121

REVISIÓN 2



ANEXO V ANTECEDENTES UTILIZADOS

ANEXO V

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.120 DE 121

REVISIÓN 2



ANEXO VI OPINIÓN TÉCNICA CONSULTOR EQUIPO MSA

ANEXO VI

INGE-SGC-3067-207-2010

Nº PÁG.121 DE 121

REVISIÓN 2



INGE-SGC3067-207 Rev2---2011

Documents

Transcript of INGE-SGC3067-207 Rev2---2011