Inge Sgc3067 207 Con Solid Ado Rev f 27frev2

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REVISIÓN 2

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

SOLICITADO POR: METRO S.A.

ENERO 2011 INFORME Nº INGE-SGC- 3067- 207Rev2/2011 VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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Santiago, 7 de Enero de 2011 INGE-3067-207Rev2/2011

Señores Metro S.A. Alameda 1414 – 3 piso Santiago At.:

Ing. Sr. Carlos Mercado Ing. Sr. Carlos Nuñez.

Ref.

Mat.:

EXPLORACIONES GEOTÉCNICAS PARA EL PROYECTO DE LA LÍNEA 6 DEL METRO DE SANTIAGO, SECTOR VITACURA – LOS CERRILLOS” Informe Geotécnico Consolidado ML6

Estimados Señores: Tenemos el agrado de adjuntar a la presente misiva el documento de la materia para Obra en Referencia, Saluda muy atentamente a Uds.,

Margarita Iris Soto Alfonso MSA GEOCONSULTORES LTDA. Gerente General MSA

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INDICE 1 DESCRIPCIÓN GENERAL DEL PROYECTO ....................................................................................................... 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 4.1 ASPECTOS GEOLÓGICOS GENERALES ..................................................................................................................................... 80 4.3 ASPECTOS GEOTÉCNICOS ....................................................................................................................................................... 84

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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 5.1 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 ESTRUCTURAS ENTERRADAS ................................................................................................................ 100 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 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 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

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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 2

Ilustración 22 COMPRESIÓN NO CONFINADA qU Kg/cm CON Z ..................................................................................................................... 71 Ilustración 23 COEFICIENTE DE CORTE CÍCLICO P DE CARGA ML6................................................................................................................... 73 Ilustración 24 K2/K2MÁX DESANGULACIÓN CÍCLICA ............................................................................................................................................. 74 Ilustración 25 G/Gmáx vs DESANGULACIÓN SÍSMICA ........................................................................................................................................ 79 Ilustración 26 G/Gmáx vs DESANGULACIÓN SÍSMICA ........................................................................................................................................ 79 Ilustración 27 CORTE NORTE – SUR EN CUENCA DEL MAIPO .......................................................................................................................... 82 Ilustración 28 FIGURA 4.2 CORTE NORTE SUR .................................................................................................................................................... 83 Ilustración 29 PROFUNDIDAD DE LA NAPA EN TRAMOS I y II .......................................................................................................................... 83 Ilustración 30 EN SAYO DE LEFRANC CON CARGA CONSTANTE ....................................................................................................................... 86 Ilustración 31 EN SAYO DE LEFRANC CON CARGA CONSTANTE ....................................................................................................................... 87 Ilustración 32 EFECTO DE ARCO EN PIQUES Y METODO CONSTRUCTIVO (Fig. 26 de CAP.9)................................................................... 105 Ilustración 33, Cuña Cedente y Tensiones actuantes- (Ecuación 45, Fig. 27 de CAP.9) .............................................................................. 105 Ilustración 34 ESTADO TENSIONAL EN EL PUNTONVOLVENTE DE FALLA.................................................................................................... 106 Ilustración 35 Cm: Ecuación 46, sen

m:

Ecuación 47, q p :Ecuación 48 .............................................................................................................. 107 INDICE DE TABLAS

TABLA 1 LISTADO GENERAL DE CALICATAS ML6.............................................................................................................................................................................. 10 TABLA 2 ESTRUCTURAS DEL PROYECTO ML6 ................................................................................................................................................................................... 11 TABLA 3 DETALLE ESTRUCTURAS DEL PROYECTO ML6 ................................................................................................................................................................... 11 TABLA 4 DETALLE DE PIQUES Y GALERÍAS ML6 ................................................................................................................................................................................ 12 TABLA 5 COEFICIENTE DE EMPUJE EN REPOSO IN-SITU PARA LA GRAVA DE SANTIAGO (BRAGA ET AL, 2004) .................................................................. 25 TABLA 6 VALORES DE DISEÑO PARA ML6 ....................................................................................................................................................................................... 62 TABLA 7

Valor de la cohesión y del ángulo de fricción para las gravas...................................................................................................................................... 66

TABLA 8

VALORES DEL PAR c- PARA EL SUELO FINO CON HUMEDAD NATURAL ......................................................................................................... 70

TABLA 9 FACTOR DE AMPLIFICACION (Fc) PARA OBTENER EL MODULO DE DEFORMACION CICLICO PARA FUNDACIONES APOYADAS EN GRAVA (INCLUYE DESPLAZAMIENTOS PERMANENTES) ................................................................................................................................................................. 75 TABLA 10 Coeficientes de Permeabilidad ML6 ................................................................................................................................................................................ 85 TABLA 11 Coeficientes para cálculo de balastos en grava ............................................................................................................................................................. 90 TABLA 12 Coeficientes para cálculo de balastos en grava ............................................................................................................................................................. 91 TABLA 13:

VELOCIDADES DE PROPAGACION DE LAS ONDAS DE CORTE ENTRE (16 Y 25 m DE PROFUNDIDAD APROXIMADA) ........................ 98

TABLA 14:

COEFICIENTES PARA EVALUAR LA AMPLITUD DE LAS ONDAS DE CORTE EN FUNCION DE LA LONGITUD DE LA ONDA PARA ML6 ..... 98

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DESCRIPCIÓN GENERAL DEL PROYECTO 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: 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) 1

2 3 4

En adelante ML6 Se iniciaron 38 excavaciones 2 de las cuales fueron discontinuadas.

Ci-jE, con i :1-36, j:1-12 Es una aseveración que se demostró con resultados de laboratorio

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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 Bases de Diseño con fundamento en modelos calibrados. En el Anexo V se entrega en detalle la bibliografía y antecedentes consultados.

5

El estudio a partir de análisis de los resultados obtenidos deberá fundamentar en forma concluyente si los suelos son homologables a otros estudiados en profundidad para otros proyectos. Por ello hablamos en este párrafo de suelos “potencialmente homologrables”, ya que se comprobará.

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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 hecho modificaciones actualizándola a medida que avanza nuestro conocimiento del subsuelo de Santiago.

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Ilustración 1 TRAZADO ML6 Y SUS TRAMOS

Ilustración 2 PLANTA DE UBICACIÓN TRAZADO ML6 Y SUS ESTACIONES 7

7

Detalle de estaciones en Láminas 2.1 a 2.32 VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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TRAM O

T R

CALICATA N°

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ESTACION Y/O SECTOR DE EM PLAZAM IENTO

COM UNA

UBICACIÓN

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

Es ta ción de interca mbio 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

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 -Edua rdo Ma tte

16

C16-8AT

TÚNEL

SANTIAGO-FRANJA EFE

18,0

PLACER- Lira

17

C17-9T

TÚNEL

SANTIAGO

19,0

Sta . Elena -Fra nklin

18

C18-6E

EST. ÑUBLE E6

ÑUÑOA

23,5

Pla zoleta Sa n Eugenio

19

C19-10T

PIQUE

NUÑOA

21,0

Avda . Ca rlos Dittborn - Los Ja zminez

20

C20-11T DA

TÚNEL

NUÑOA

19,0

Interior Es ta dio Na ciona l Ca rlos Dittborn con Ma ra ton

21

C21-11AT

PIQUE

NUÑOA

23,0

Interior Es ta dio Na ciona l

22

C22-7E

EST. GRECIA E7

NUÑOA

25,0

23

C23-12T

PIQUE

NUÑOA

22,5

24

C24-8E

EST.IRARRAZABAL E8

NUÑOA

15,5

A M O I I

T R A M

24A

C24-8AE

-

MAESTRANZA SAN EUGENIO

Pedro de Va ldivia con Avda . Grecia Pedro de Va ldivia con Edua rdo Ca s tillo Vela zco Pedro de Va ldivia N° 3482(entre Duble Almeyda e Ira rra za ba l) Pedro de Va ldivia SECTOR FUTURA ESTACION IRARRAZABAL

EST.IRARRAZABAL E8

NUÑOA

22,5

O

25

C25-13T DA

TÚNEL

NUÑOA

22,0

Pedro de Va ldivia -Luis Uribe

I

26

C26-14T

PIQUE

ÑUÑOA

21,0

Pde Va ldivia - Ra món Puebla

27

C27-15T

TÚNEL

PROVIDENCIA

20,5

Pedro de Va ldivia -Diego de Alma gro

28

C28-9E

EST. BILBAO E9

PROVIDENCIA

23,0

29

C29-17T

PIQUE

PROVIDENCIA

23,2

30

C30-10E

EST. ELEODORO YAÑEZ E10

PROVIDENCIA

25,0

31

C31-11E

EST. PEDRO DE VALDIVIA E11

PROVIDENCIA

30,0

32

C32-17T

TUNEL

PROVIDENCIA

24,0

33

C33-18T

PIQUE

PROVIDENCIA

3,0

C33-18AT

PIQUE

PROVIDENCIA

25,0

ESTACION VITACURA

LAS CONDES

30,0

TUNEL

LAS CONDES

27,5

33A 34

C34-12E

35

C35-19T CM

Pla za Pedro de Va ldivia Sector Sur Pedro de Va ldivia a l Sur de Pocuro Pedro de Va ldivia entre Ma r del Pla ta y La dizla o Erra zuriz Pedro de Va ldivia N° 239 entre Fidel Oteiza y Alfredo Ba rros RICARDO LYON A PASOS DE PROVID. VEREDA SURPONIENTE LOS LEONES CON PROVIDENCIA LOS LEONES INTERIOR HOSPITAL METROPOLITANO ENCOMENDEROS ISIDORA GOYENECHEA CON VITACURA

TABLA 1 LISTADO GENERAL DE CALICATAS ML6

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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 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

Todos los túneles en trinchera considerados en el proyecto se encuentran ubicados en el denominado Tramo II . TABLA 3 DETALLE ESTRUCTURAS DEL PROYECTO ML6 ESTACIÓN

8

KM

TIPO

FUNCIÓN

COTA DE RIEL (M)

ESTRUCTURA

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

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ESTACIÓN8

KM

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TIPO

FUNCIÓN

COTA DE RIEL (M)

ESTRUCTURA

E6 – Ñuble Línea 6

7+712

Túnel

Combinación Metro L5

-16,2

E7 - Grecia

9+677

Túnel

Intermedia

-17,2

E 8 – Irarrázaval Línea 6

10+589

Túnel

Posible futura Combinación Metro

-17,8

E9 – Bilbao Línea 6

12+343

Túnel

Intermedia

-16,7

E 10 - Eliodoro Yáñez

13+220

Túnel

Intermedia

-15,7

E11 – Pedro de Valdivia Línea 6

13+937

Túnel

Combinación Metro

-25,7

E12 - Vitacura

15+264

Túnel

Terminal

-26,5

Los Piques de ataque considerados para construir los túneles son los siguientes: TABLA 4 DETALLE DE PIQUES Y GALERÍAS ML6 PIQUE

KM

GALERÍAS

Cola de Maniobra (Inicio Trazado)

0+000

Simple

E1 – Pedro Aguirre Cerda

0+300

Doble

Interestación

1+125

Simple

Interestación

1+707

Simple

E2 – Intercambio EFE

2+220

Doble

E3 – Club Hípico

3+602

Simple

Interestación

4+300

Simple

E4 – Franklin Línea 6

5+053

Sector Abierto

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PIQUE

KM

GALERÍAS

E5 – Santa Rosa

5+697

Simple

E6 – Ñuble Línea 6

7+712

Sector Abierto

Interestación Interestación

8+428 9+160

Simple Simple

E7 - Grecia

9+673

Simple

Interestación

10+162

Simple

E 8 – Irarrázaval Línea 6

10+625

Simple

Interestación

11+436

Simple

E9 – Bilbao Línea 6

12+330

Simple

Interestación

12+776

Simple

E 10 - Eliodoro Yañez

13+199

Simple

E11 – Pedro de Valdivia Línea 6

13+920

Pique Subterráneo

Interestación

14+906

Simple

E12 - Vitacura

15+286

Doble

Cola Maniobras

15+517

Simple

Fin de Trazado

15+660

--

Se desarrolló un análisis comparativo entre las Gravas y Suelos finos descubiertos en esta campaña de prospección y la Grava y Suelo Fino estudiados en profundidad con motivo de estudios geotécnicos9 anteriores.

9 En estos estudios cuyo detalle se entrega en el Capítulo V , han participado directa o indirectamente profesionales de MSA

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Destacamos, entre otros antecedentes considerados, los estudios efectuados en el sector del nudo Vial General Velasquez, Viaducto Suiza y Metro Línea 5 Extensión a Maipú para el Tramo II y estudios del sector El Golf, Comuna de Las Condes (para el Tramo I) para los que se hicieron excavaciones de prospección muy profundas por lo que proporcionaron información relevante del subsuelo a niveles inferiores a 25 m de profundidad, que fue el nivel máximo típico prospectado en esta oportunidad. Por tratarse de obras todas ya construidas se cuenta con registros fotográficos y todas fueron visitadas durante las faenas de excavación masiva y durante la construcción por profesionales especialistas de esta oficina. Entre los Proyectos consultados10 destacan: Viaducto Suiza Proyecto de Expansión Metro Línea 5 a Maipú Estudio Geotécnico Autopista del Sol Estudio Geotécnico Puente sobre Zanjón de la Aguada, Estación El Sol Estudio Geotécnico Autopista Central Edificio Costanera Center ubicado en Avda. Vitacura con Isidora Goyenechea Edificio Titanium, en Avenida Vitacura con Isidora Goyenechea Edificio Territoria 3000(Hotel W)), en Avda. Isidora Goyenechea Edificio Magdalena Paz en Santa Magdalena con Isidora Goyenechea Edificio Corporativo BCI, ubicado en Nuestra Sra. De Los Ángeles con Avda. El Golf Estos antecedentes aseguran no quedar deficitarios en cuanto a profundidad prospectada considerando que por razones de seguridad se limitó a 25 m la profundidad máxima a excavar en esta campaña. En el Anexo V se entrega un resumen ejecutivo de la información obtenida a partir de los citados estudios geotécnicos11. La forma de análisis se fundamenta en la necesidad de entregar la caracterización de suelos y su comparación con aquellos donde ya existe la experiencia constructiva. En la Ilustración 3 siguiente se indica la ubicación en planta de los proyectos consultados.

10 11

Archivos MSA y apuntes de clases . Catedra Fundaciones , Universidad de Los Andes, Profesora:Margarita Iris Soto Alfonso.

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ML6

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

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ML6 hacia el oriente sigue por el costado de la Maestranza San Eugenio. En la Maestranza se proyecta construir una instalación de talleres y cocheras para lo cual se excavaron 3 calicatas de prospección (C8-S1, C9-T1 y C36-T2) El trazado cruza luego la Av. Bascuñán (C7-5T), y avanza por la franja del ferrocarril de Circunvalación. En la Av. Club Hípico se proyecta la estación Club Hípico (C10-3E), y cruza la Línea 2 en Franklin (C13-4E) inicio del denominado Tramo I). El eje ML6 cruza el Zanjón de la Aguada antes de llegar a la Autopista Central. Al oriente el Metro se proyecta en un túnel profundo hasta la Estación E4 Franklin L6 (C13-4E), en donde cruza bajo de la Estación Franklin la Línea 2 del Metro. La estación Franklin. En ese punto se inicia al TRAMO I. Hacia el oriente se llega bajo la franja ferroviaria a la Estación E5 (Santa Rosa, C14-5E) en túnel profundo. El trazado preliminar indica que será más superficial en este sector y será construido en trinchera tapada, pero al llegar a la Estación Ñuble (C18-6E) se profundiza pasado la calle Santa Elena antes de Av. Vicuña Mackenna. La Estación E6 (Ñuble L6) se ubica en Ñuble con Av. Benjamín Vicuña Mackenna. Luego el trazado sigue bajo la Av. Carlos Dittborn, cruzando bajo la avenida Marathon en terrenos del Estadio Nacional, hasta la Estación E7 (Grecia). A continuación de este punto el trazado sigue por la Av. Pedro de Valdivia, hacia el norte, estableciéndose la Estación E8 (Irarrázaval)(C24-8E) poco antes de llegar a esta arteria pero fuera de la misma ya que probablemente será el punto de conexión con la futura Línea 3 que correrá bajo dicha avenida. A ML6 seguirá hacia el norte, hasta la Estación E9 (Bilbao)(C28-9E) emplazada antes del cruce con la Av. Francisco Bilbao. La siguiente estación corresponde a la Estación E10 (Eliodoro Yañez, C30-10E), emplazada bajo el cruce de Av. Pedro de Valdivia y Av. Eliodoro Yañez, situada profunda, en previsión de un futuro hundimiento de esta avenida. El eje ML6 continúa hacia el norte hasta poco antes de la Avda. 11 de Septiembre, donde se ubicará la futura Estación E11 (Pedro de Valdivia, C31-11E) que sería una Estación de combinación con la actual Línea 1. VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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A continuación sigue por la Av. Pedro de Valdivia, hacia el norte, hasta la estación E11 (Pedro de Valdivia), emplazada antes de la intersección de Pedro de Valdivia con Av. 11 de Septiembre, donde se proyecta una estación de combinación con la actual Estación Pedro de Valdivia de Línea 1. El trazado continúa hacia Av. Providencia donde gira hacia el oriente en túnel profundo hasta llegar a Vitacura, por la cual gira, cruza bajo el canal San Carlos y bajo la Cola de Maniobras de la Línea 4, hasta la proyectada Estación E12 (Vitacura, C34-12E), frente a la calle Encomenderos. Las Láminas 2 1 @ 2.28 / 32 presentan, como se indicó en el Capítulo 1, la ubicación en planta de cada una de las calicatas de prospección. 1.3 TAMAÑO

DE

CAMPAÑA

PROSPECCIÓN

Y

PROFUNDIDAD

DE

LAS

CALICATAS

La cantidad y profundidad de los puntos prospectados se estableció en base al conocimiento del suelo de Santiago, la experiencia en otros proyectos Metro en Santiago, considerándose a su vez el proyecto referencial, Bases del contrato y términos de referencia. La Lámina 3/32 presenta el perfil estratigráfico que resume la posición y profundidad de los puntos estudiados. Por existir una evidente continuidad estratigráfica a lo largo del trazado se estima que el tamaño de la campaña de prospección para efectos de definir la estratigrafía del subsuelo en la profundidad de interés del proyecto- fue el adecuado- alcanzándose en un 100% de los casos profundidades de prospección superiores a los niveles de excavación que considera el proyecto referencial12. En todos los casos una vez confirmada la continuidad estratigráfica obtenida en cada punto se decidió el término de la excavación de cada una de las calicatas. La información hidrogeológica se considera suficiente toda vez que las filtraciones detectadas en muchas de las calicatas provienen básicamente de la grava arenosa del Horizonte H-3 el cual fue 12

En el sector de El Golf se incorpora como parte integrante de presente estudio la información provista por otros estudios del sector según se indicó en anterior Capítulo del presente documento.

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atravesado en todos los puntos prospectados, según se indica en el Capítulo 4. 1.4 OBJETIVOS Y ALCANCE DEL ESTUDIO

El presente documento considera la entrega de parámetros geotécnicos necesarios para el diseño de piques,y túneles que considera el proyecto ML6. Se entregan en el Capítulo 5 y 6 las bases de diseño para las estructuras indicadas considerando las propiedades geotécnicas del subsuelo que se entregan en el Capítulo 3. Para cumplir con los objetivos propuestos fue necesario obtener los parámetros mecánicos de corto y largo plazo los que permiten entregar recomendaciones constructivas, metodologías, estimar deformaciones, diseñar estructuras definitivas, para lo cual se requiere desarrollar una serie de ensayos cuyo fundamento, justificación y metodología se detalla en siguiente acápite. 1.5 ENSAYOS REQUERIDOS Y SU JUSTIFICACIÓN

En este acápite se explica que parámetros del suelo son requeridos para alcanzar los objetivos del estudio justificándose indirectamente la necesidad de ejecución de los ensayos programados. Los parámetros mecánicos de corto plazo, tanto en términos de presiones totales como en términos de presiones efectivas, con la humedad natural se requieren para definir: Metodologías y procedimientos constructivos Estimación de convergencias en el túnel Estimación de asentamientos en superficie Los parámetros mecánicos de largo plazo en términos de presiones totales como en términos de presiones efectivas con la humedad natural, tanto en condiciones drenadas como no drenadas se requieren para definir: El proyecto de estructuras de sostenimiento definitivo La estimación del impacto de las obras sobre las construcciones existentes Análisis avanzados de diseño Para la determinación de los parámetros indicados se desarrollaron ensayos de terreno y de laboratorio descritos en los siguientes acápites.

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De la calicatas se obtuvo muestras inalteradas y perturbadas, las que alcanzaron una profundidad de al menos el nivel de sello de fundación siendo la típica de 25 m. 1.5.1 ENSAYOS DE TERRENO

1.5.1.1DESCRIPCIÓN ESTRATIGRÁFICA Y TOMA DE MUESTRAS Se realizó la descripción estratigráfica del subsuelo a partir de la observación de las paredes en todas sus caras indicando de lentes, bolsones anómalos y todo tipo de singularidades. Ella se entrega en el Anexo I y en el perfil estratigráfico de la Lámina 3 de 32. A su vez se describen los contactos entre estratos, tipos de engranes y ubicación de ellos. Se tomaron muestras para determinar la humedad del subsuelo metro a metro de profundidad, con el objeto de establecer pesos unitarios totales, secos, grados de Saturación, es decir las propiedades índices del suelo metro a metro. Los resultados de este trabajo se exponen en el Capítulo 2. La descripción visual considera forma y dureza de los granos, presencia de finos en forma cualitativa y estimación cuantitativa porcentual, grado de plasticidad y procedencia probable. En el Anexo uno se entrega la descripción estratigrafica de todas las calicatas Se tomaron muestras alteradas para clasificación USCS13 cada cuatro metros de profundidad y muestras inalteradas en suelos finos sobre las cuales se hicieron ensayos especiales. Los resultados de ellos se expone en el Anexo II y en la Lámina 3 de 32 se exponen: Los puntos de extracción de muestras perturbadas para los ensayos de clasificación completa (granulometría, contenido de humedad, límites de Atterberg y peso específico). Los puntos de extracción de muestras inalteradas para determinación de pesos unitarios, contenidos de humedad, ensayos de compresión no confinada, ensayos de consolidación y ensayos triaxiales. Las profundidades a las cuales se ejecutaron pruebas de carga horizontales en las paredes de la calicata C10-11T DA. Las profundidades en las cuales se ejecutaron ensayos especiales 13

Unified Soil Clasification System

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La evolución en profundidad de los límites de Atterberg, contenido de humedad y grado de saturación.

1.5.1.2 ENSAYOS PRESIOMÉTRICOS Y SU UTILIZACIÓN El ensayo presiométrico permite obtener directamente el coeficiente de reposo in situ del depósito, preferentemente en suelos finos, y arenosos. Los ensayos presiométricos se utilizan para la obtención del Módulo de Deformación a largo plazo y el coeficiente de reposo k0 in situ. Los resultados de las mediciones se entregan en Anexo V. En esta campaña no se realizaron ensayes presiométricos por lo que se utilizaron ensayos efectuados para otros estudios los que se complementaron con los ensayes triaxiales para obtener (validando para los suelos finos de este proyecto) el Módulos de Deformación a largo plazo y el coeficiente de reposo in situ k 0 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 k 0, utilizado las ecuaciones:

Ko

=

H0 /

V0

Ecuación 1 k0 in situ 14

Certificación de laboratorio Dictuc y de nuestros laboratorio.

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vo

=

h1 1+h2

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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 K o 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, elemento de suelo sujeto a una condición de deformación unidimensional.

h,

en un

Como indicamos, para la condición en reposo el coeficiente de empuje que define la tensión horizontal corresponde al coeficiente de empuje en reposo expresado como:

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h

Ko

v

Ecuación 4

B

= 1-sen

v

( v) B

(KO) NC= tg KO= tg Kor = tg

Tensión vertical,

v

h

h

DEFORMACION 1-D

( v)C

C A

0 0

Tensión horizontal

h

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:

RPC

vmax v

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:

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RPC =[ ( v)B ] / [ ( v)c ] > 1.0. Por lo tanto la trayectoria de tensiones en descarga genera un aumento del coeficiente de empuje en reposo desde el valor Ko = tg para RPC = 1.0 a Ko = tg > tg para RPC > 1.0. Para suelos granulares15, se propone la siguiente relación entre Ko y RPC: Ko

Ko

NC

RPC

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 K o: 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 1 K or

K o NC 1

1 RPC 1 RPC

Ecuación 8

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 15

Schimdt (1967) propone usar esta relación. (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: 16

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ve sometido. En estos ensayos el coeficiente en reposo se determinó a partir del módulo de Poisson, , medido para pequeñas deformaciones y corresponde a un coeficiente de reposo en recarga, Kor, a partir de un estado inicial con RPC = 2 a 4 (tensión antes de excavar > c). Así entonces, adoptando el rango = 0.15 a 0.20 medido para pequeñas deformaciones se obtiene : Kor = /(1- ) = 0.18 a 0.25

Ilustración 5 COEFICIENTE DE EMPUJE EN REPOSO CONSIDERANDO ÁNGULO FRICCIÓN

17

La figura incluye resultados experimentales informados por Broms (1971) en arenas con RPC = 6 y 32 que son consistentes con los

valores entregados por las curvas. También se incluyen valores obtenidos de los ensayos triaxiales in-situ en la Grava de Santiago que se ejecutaron a 8m de profundidad y con tensiones de confinamiento,

c

, entre 0.22 y 0.8 kg/cm2 (Kort et al, 1979).

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Los valores propuestos por Braga et al para el (K o)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 = 1sen = 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 K o in-situ TABLA 5 COEFICIENTE DE EMPUJE EN REPOSO IN-SITU PARA LA GRAVA DE SANTIAGO (BRAGA ET AL, 2004) Parámetro registrado por la instrumentación Asentamiento máximo en la superficie Asentamiento máximo a 4.8 y 4.2 m de profundidad Distorsión máxima longitudinal en superficie Distorsión máxima transversal en superficie Convergencia pared del túnel Esfuerzos normales sobre la pared del túnel Valores propuestos

PK 2+554 0.93 1.20 2.40 0.90 1.05 0.98 1.04

Ko in-situ según ajuste PK 3+446 0.63 0.65 1.60 0.68 1.00 1.24 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. VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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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

densificación Normalizada

INFLUENCIA DEL DIAMETRO D50 EN LA DENSIFICACIÓN DE SUELOS GRANULARES vc/ c 12 10 arena

8

arena

6

arena cristal sílice

4

ARENA HORMIGÓN

2

GRAVILLA

0 0,1

1

10

100

GRAVA DE SANTIAGO

Diámetro D50 mm Ilustración 7 EFECTO DE LA DENSIFICACIÓN SISMICA 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 K o in-situ, como podría ser el de un suelo VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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REVISIÓN 2

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: Ko

RPC K o NC

1

RPC 1 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 posteriormente decrecer a un valor asintótico que se presume en torno a 0.25, es decir a (Ko)NC.

18

Wroth (1975) estableció la expresión para evaluar el coeficiente de reposo in-situ en función de la razón de preconsolidación. la expresión de Wroth entrega valores del orden de los medidos in-situ con ensayos presiométricos. En los primeros 10m los finos del noroeste presentan valores que varían típicamente entre 0.60 y 0.80, mientras que para los finos del suroriente el rango es de 0.90 a 2.0. En ambos depósitos el Ko in-situ decrece a partir de 10m para tender a valores propios de un suelo normalmente consolidado.

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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. La Ilustracion 8 presenta gráficamente las mediciones efectuadas en el ensayo.

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1.5.1.5.2

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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 ρc

mc σ c

ρe π σ e 4Ι Ecuación 10

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mc c

| c|

e e

= = =

= = =

REVISIÓN 2

coeficiente de deformación cíclica permanente desplazamiento cíclico permanente al cabo de N ciclos 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) tensión estática en torno a la cual se aplica c desplazamiento del área cargada debido a la tensión e factor de forma del área cargada que para una placa rígida circular es igual a /4.

El ensayo permite conocer además la evolución de c con el número de ciclos de aplicación de la tensión c y también se conoce el par ( e, e). Luego con la Ecuación 10 se obtiene la variación del coeficiente mc con el número de ciclos. En el Capitulo 3 acápite 3.3 y en Anexo IV (Memoria de Cálculo), se entregan los resultados obtenidos en las Pruebas de Carga efectuadas en suelo fino.

1.5.1.5.3

DETERMINACION DEL COEFICIENTE DE RIGIDEZ CÍCLICA El coeficiente de rigidez cíclica, K2, permite definir el módulo de deformación elástico para carga cíclica, Ec, eliminando la deformación anelástica asociada a cada ciclo de carga (Figura 16 C). Para incluir la no linealidad de la curva deformación vs tensión cíclica, el valor de K2 se expresa en función de la deformación de corte, c, inducida en el suelo por la carga cíclica. Las expresiones que ligan estas variables en un ensayo con placa circular rígida, son:

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Ecuación 11 Ecuación 12 Ecuación 13 Ecuación 14

Ec = K2 = = = R= c

c

= o= cic= e

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. coeficiente de rigidez cíclica; módulo de Poisson igual a 0.30 como valor adoptado para los suelos finos presentes. deformación de corte cíclica en el elemento representativo; radio de la placa; amplitud de la tensión cíclica aplicada; tensión estática en torno a la cual se aplica la tensión cíclica; tensión estática media de confinamiento en el elemento representativo; desplazamiento de la placa debido a la acción c que se obtiene promediando el cic en carga con el cic en descarga.

Mediante las ecuaciones 11 @ 14 se obtiene la relación entre el coeficiente de rigidez cíclica, K2, y la deformación de corte cíclica, c, que se incluye en la Fig. 16C. del Anexo I. En el Capítulo 3, acápites 3.3.1 a 3.3.2 se entregan las propiedades mecánicas para cargas cíclicas del subsuelo de la franja ML6.

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1.5.1.6

REVISIÓN 2

ENSAYOS PORCHET Se desarrollaron ensayos Porchet para determinar el coeficiente de Permeabilidad no saturada con agua natural, capacidad de almacenamiento, y permeabilidad saturada del depósito. Las metodologías del ensaye y los resultados se entregan en el Capítulo 4, y en el ANEXO II del presente Informe Consolidado.

1.5.1.7

PRUEBAS DE AGOTAMIENTO Se efectuaron pruebas de agotamiento a Caudal constante y variable para medición de caudales para el diseño de eventuales sistemas de agotamiento de la napa freática en aquellos sectores en que se detectó. Las metodologías del ensaye y los resultados se entregan en el Capítulo 4 y en el ANEXO II respectivamente.

1.5.2 ENSAYOS DE LABORATORIO

1.5.2.1 GRANULOMETRÍA Y CLASIFICACIÓN USCS Los Análisis Granulométricos dada la estratigrafía prevista del subsuelo en la franja del proyecto se programó considerando ensayes de clasificación USCS19 cada cuatro metros de profundidad. Con este número de ensayes se logra validar las observaciones estratigráficas obtenidas en terreno, según nuestra experiencia en los suelos de Santiago. Se desarrollaron Análisis Granulométricos que permiten la obtención de las curvas granulométricas de las muestras que se entregan en las Figuras 2, 2 A y 2B (Capítulo 9, FIGURAS). Sin perjuicio de este número mínimo de análisis planificado a priori, se extrajeron muestras de los estratos novedosos y singularidades. El cuadro general de análisis y sus resultados se entrega en el ANEXO II del presente documento. Se realizaron del orden de 250 clasificaciones.

19

Sistema de Clasificación USCS :”Unified Soil Classification System”

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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.

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Ilustración 9 ENSAYO DE COMPRESION NO CONFINADA

En el ensayo de compresión no confinada la tensión de confinamiento lateral es nula y el corte por lo tanto lo establece la deformación vertical, lo cual se explica gráficamente.

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Ilustración 10 DETERMINACION DE PROPIEDADES MECÁNICAS SUELO FINO

Al tener un elemento de suelo en la profundidad Z, se verá sometido a un incremento del empuje H, manteniéndose constante la tensión vertical hasta que el suelo alcanza su estado final de falla, en el cual está movilizado plenamente el par c- . En el estado final tenemos: Hf =

vK+2c

(K)1/2

Empuje máximo que pude resistir el suelo a la profundidad Z Ecuación 15

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v=

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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 k221, y se compararon los parámetros mov*, el coeficiente de deformación cíclico 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 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 . 21

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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 pq, en el que el estado de tensiones del círculo de Mohr se representa por un punto.

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Ilustración 12 SIMPLIFICACION USANDO DIAGRAMAS P-Q

Usando esta representación es muy sencillo graficar estados de tensiones para incrementos que se rijan por una ley determinada. Por ejemplo si el confinamiento es anisotrópico y el historial de tensiones se rige por a partir de un estado 3/ 1 = K de confinamiento inicial definido por 30, 10 se tendrá: 1

p

q

q p

q p

3

2

q

1

1

3

2

3 1

1

3

1 K 1 K

1

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Trayectoria de tensiones correspondiente

Ilustración 13 SIMPLIFICACION USANDO DIAGRAMAS P-Q

Hay infinitas trayectorias de tensiones, algunas de las cuales se representan en la Ilustración 13 figura a partir de un estado inicial de confinamiento isotrópico. En la Ilustración 14 se grafica la evolución de cm y de m con la deformación de la probeta triaxial distinguiéndose la cohesión máxima, cmax, que puede movilizar el suelo y el ángulo de fricción movilizado,

* m , cuando la cohesión alcanza el máximo.

En la Ilustración 15 se representan las envolventes definidas por cmax y

* m

mediante tres

tipos de ensayos ejecutados en la 1ª Depositación de la grava del Mapocho. Las que se obtuvieron a partir de las envolventes de falla obtenidas a su vez , con el par movilizado, cm- m, para un nivel de deformación, , prefijado.

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Ilustración 14 TRIAXIAL GIGANTE EN LA GRAVA DE SANTIAGO Triaxiales en grava de Santiago

TENSIÓN DE CORTE [Ton/cm2]

12,00 10,00 8,00 6,00

Tensión normal Passive Tests

4,00

Tensión normal Corte Directo

2,00

Tx Situ

0,00 0

2

4

6

8

10

12

TENSIÓN NORMAL [Ton/cm2]

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

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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).

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

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

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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: 1a3% Entre los horizontes H-3 y H-4 se detecta una unidad de suelo fino consistente U2 (H-2) en las calicatas de los extremos del Tramo II. Los suelos Finos exhiben una consistencia alta y alta a muy alta en profundidad

UNIDAD U2 16 a 19 m:

Suelo fino limo arcilloso a arcillo limoso, color café, baja a nula plasticidad, consistencia alta a muy alta, humedad media.

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(Horizonte H-2), La potencia de este estrato es variable. Este estrato se detecto en las calicatas de la Estación Cerrilos y en Club Hípico (Lámina 3/32) UNIDAD U4

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. 20m en adelante:

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

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la primera depositación (H-4), estratigrafía típica de otros sectores de Santiago (ANEXO V), a saber, Avda. Pajaritos en Maipú, Quinta Normal, Ñuñoa, entre otros. 2.1.3. SECTOR CALICATA PENITENCIARÍA La calicata C11-6T acusa un relleno compactado de espesor aproximado 8m desde el nivel de terreno lo que hizo necesaria su fortificación durante su excavación. El relleno tiene una Densidad Relativa del orden de un 70 % exhibiendo compacidad baja a muy baja El relleno fue materializado en su oportunidad para apoyar la fundación de estructuras del recinto penitenciario y/o de la franja vial en las inmediaciones de la calicata en la franja vial. En este tramo no se ha detectado napa en la profundidad explorada. A partir de los 8 m de profundidad el suelo está conformado por Gravas arenosas de la 2ª Depositación del río Maipo, sin plasticidad y de alta a muy alta compacidad. Entre los 13 y 19m de profundidad, la grava es desgranable al impacto del martillo geológico (Horizonte H-3). A partir de los 19 m la resistencia al impacto aumenta (Horizonte H-4) y la desgranabilidad disminuye. Este relleno no se presenta en otros sectores prospectados del Tramo II 2.2 ESTRATIGRAFIA E. FRANKLIN (E4) A E. VITACURA (E12)-TRAMO I

Sin perjuicio de la uniformidad de suelos- al igual que en el Tramo II- detectada a lo largo del trazado-la estratigrafía se divide en tramos simplificando las descripciones. 2.2.1 ESTRATIGRAFIA E. FRANKLIN (E4) HASTA LA ESTACIÓN VITACURA (E12) Corresponde a depósitos de grava arenosa de Primera y Segunda Depositación del Río Mapocho. En profundidad aumenta el contenido de finos de la matriz y se torna levemente superior la plasticidad. El contenido típico de finos está comprendido entre el 3 y 6%. La Grava presenta un tamaño máximo típico entre 5” y 8”, y es muy compacta, la trabazón mecánica es excelente, no desgranable al golpe de martillo geológico. Comparativamente

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respecto de las gravas del Tramo II son muy resistentes al impacto de martillo geológico no acusándose desgranabilidad. En las calicatas ubicadas en el Tramo I se descubre la formación de suelo fino según se presenta en la Lámina 3 de 32. Este estrato tiene un espesor variable y se detecta entre Estación Franklin (C13-4E) y la Calicata Ubicada en las cercanías de la Futura Estación Irarrázaval (C24-8E). En el sector poniente del tramo los depósitos limosos y arcillosos tienen plasticidades muy bajas a bajas a medias que están presentes en las calicatas Franklin (C13-4E) y Sta. Rosa (C14-5E). La Unidad U2 de finos limo arcillosos a arcillo limosos de baja plasticidad (H-2) reaparece en la calicata C18 -6E ubicada en la futura Estación Ñuble y pique homónimo. A partir de ese punto y hasta la Futura Estación Irarrázaval está presente en todas las calicatas. Esta Unidad engrana con el depósito de gravas arenosas fluviales asimilables a la 1ª y/o 2ª depositación fluvial del Río Mapocho. Este engrane se produce cerca de los 6 a 7 m de profundidad típica. Aproximadamente a 100 m al Sur de la Futura Estación Irarrázaval se perforó un sondaje de 40 m de profundidad el cual no encontró suelo fino. Ello significaría que la unidad de suelo fino se clava en profundidad hacia el Norte y Poniente. Desde el punto de ubicación del sondaje S-1 (Lámina 3 de 32) hacia el Norte no se detectan suelos finos. El subsuelo está constituido por gravas areno arcillosas a arcillosas cuyo contenido de finos aumenta con la profundidad. La grava presenta una excelente trabazón mecánica y las partículas granulares están “adheridas” a la matriz areno arcillosa, situación típica para las partículas de la 1ª Depositación fluvial del Mapocho.. En este tramo se detectó agua en prácticamente todas las calicatas a partir de los 20 a 25 m de profundidad, y especialmente en aquellas en que subyacen estratos finos. En todos los casos el agotamiento se realiza con medios livianos no existiendo dificultades mayores para deprimir “la napa” y se excavan sin dificultad.

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La napa surge típicamente a profundidades variables entre los 20 y 25m, en algunos puntos hay filtraciones desde los 10 m como en la calicata ubicada en Irarrázaval. Esto sucede desde Santa Elena al Poniente de Ñuble previa a la detección de la Unidad H-2. Agua presente a partir de los 16 y 15 m en las calicatas C16-8AT y C18-6E respectivamente. En el sector de Irarrázaval hay filtraciones a partir de los 16 m de profundidad típica, siempre agotable con equipos monofásicos. Especial interés causa el sector de la futura estación Irarrázaval dado que no se logró llegar a la profundidad programada a causa de las filtraciones de agua en la calicata convierten las faenas en actividades de gran riesgo. Se propuso profundizar la calicata con un sondaje para determinar la potencia del estrato fino en el sector, dejando instalados piezómetro y para medir la permeabilidad con pruebas Le Franc lo cual quedó postergado como tarea para la campaña de prospección de la Línea 3 en el sector. El agua aparece por estar en presencia de vías preferenciales de escurrimiento correspondientes a tubificaciones de posición aleatoria por donde alguna vez escurrió agua subterránea y/o superficial y por existir subyaciendo al estrato gravoso estratos de menor permeabilidad por lo que se acumula y/o avanza según eje hidráulico hacia el norte, según se observa en la Lámina 4 de 32. Hacia el Norte el agua aparece a profundidades típicas entorno a los 22 a 25 m. ESTRATIGRAFÍA TÍPICA DEL TRAMO I (VER ANEXO I Capítulo 9) PROFUNDIDAD DESCRIPCIÓN GENERAL UNIDAD U1 0-2 m de profundidad: Rellenos y suelo fino natural entre 1 a 5 m de profundidad. El estrato subyacente al relleno y estrato de suelo fino superficial contaminado, está constituido por suelos finos de consistencia variable por sectores, consistencia típica media a alta, espesor variable de Sur a Norte entre uno y 5 metros.

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UNIDAD U3 2 - 6 m:

UNIDAD U4 6 m en adelante:

UNIDAD U2 Ubicación variable23

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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 % Gravas arenosas homologables a las gravas arenosas de la 1ª depositación del Río Mapocho, compacidad alta a muy alta. (Horizonte H-4)

Suelo fino natural, de plasticidad muy baja a baja y media. Color café claro a levemente oscuro compuesto por limos baja a muy baja entre 1 a 5 m de profundidad. El estrato subyacente al relleno y estrato de suelo fino superficial contaminado, está constituido por suelos finos de consistencia variable por sectores, consistencia típica media a alta, espesor variable de Sur a Norte entre uno y 5 metros.

2.2.2 ESTRATIGRAFIA E. FRANKLIN (E4; C13-4E) HASTA STA. ROSA(E5) Corresponde a depósitos de grava arenosa de primera y segunda depositación. Finos sin plasticidad, en profundidad, la grava arenosa presenta un elevado contenido de finos de plasticidad levemente superior. La Grava presenta un tamaño máximo típico entre 5” y 8”, es muy compacta, no desgranable al golpe de martillo geológico en comparación con gravas de Maipú resultando muy resistente al golpe en profundidad.

23

Ubicación en profundidad errática y claramente indicada en Lámina 3 de 32

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En las calicatas ubicadas en este tramo se descubre la formación de suelo fino en profundidad. Bajo los 10 m de profundidad típica. Con ella engrana la unidad gravosa hacia el poniente y oriente respectivamente se exhibe claramente en la calicata inmediatamente siguiente designada C19 -11T desde los 8 m. En la calicata C18-6E a los 12 m de profundidad se necesito agotar con medios livianos. Podemos decir que la napa surge a profundidades variables entre los 10 y 30m 24 El agua aparece por estar en presencia de vías preferenciales de escurrimiento los cuales corresponden a tubificaciones de posición aleatoria por donde alguna vez percoló agua subterránea y/o superficial

2.2.3 ESTRATIGRAFIA E. STA. ROSA(E5) hasta ÑUBLE (E6, C18-6E) Se aprecian en este tramo depósitos de grava arenosa de Primera y Segunda Depositación del Río Mapocho. A medida que aumenta la profundidad aumenta el contenido de finos de la matriz y se torna levemente superior la plasticidad. El contenido típico de finos está comprendido entre el 3 y 6%. La Grava presenta un tamaño máximo típico entre 5” y 8”, y es muy compacta, la trabazón mecánica es excelente, no desgranable al golpe de martillo geológico. Comparativamente respecto de las gravas del Tramo II son muy resistentes al impacto de martillo geológico no acusándose desgranabilidad. En este tramo no se descubre sino hasta la calicata ubicada en Ñuble (por su mayor profundidad) la formación de suelo fino según se presenta en la Lámina 3 de 32. En este tramo los depósitos limosos y arcillosos tienen plasticidades muy bajas a bajas a medias que están presentes desde la calicata ubicada en Ñuble(C13-4E) y en la de Sta.Rosa (C14-5E), en las intermedia no apareció.

24

En la calicata profundidad.

C17- 9T la napa está presente desde los 12,50m, en la calicata C18-6E se detecta agua desde los 10ml de

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2.2.4 TRAMO C18-6E - C22-7E (E. Ñuble a Estación Grecia) La calicata C19-11T acusa desde los 8m de profundidad suelo fino limoso a levemente arcilloso, el perfil muestra claramente la presencia del fino de Ñuñoa. Esta unidad exhibe consistencia alta a muy alta en profundidad y su humedad es media a alta. En este tramo no se ha detectado napa en la profundidad explorada. Se efectuaron pruebas de carga y se extrajeron muestras inalteradas para ser ensayadas según detalle de siguientes acápites y resultados de ANEXO II.

2.2.5 TRAMO C22-7E – C24-8E (Estación Grecia a Estación Irarrázaval) En este tramo se mantiene la unidad de suelos finos de Ñuñoa sin embargo subyace a una unidad gravo arenosa de mayor potencia hacia el Norte correspondiente a la Primera Depositación de suelos granulares del Mapocho (bajos los 7m de profundidad) y Segunda depositación del Mapocho (desde 0 a 7 m de profundidad). La plasticidad de los finos es baja a media, creciente con la profundidad, la consistencia es alta a muy alta. La granulometría y propiedades de la grava es coincidente con la típica de la Depositación del Mapocho. 2.2.6 TRAMO C24-8E - CALICATA C-28-9E (Estación Irarrázaval a Estación Bilbao) Conformado por Gravas arenosas de la Segunda Depositación del río Mapocho (profundidad menor a 7 metros). Las partículas de grava están insertas en matriz limo arenosa a arcilla limo arenosa de plasticidad baja a media creciendo hacia el norte del trazado y con la profundidad; la compacidad de la unidad es alta a muy alta. Las partículas granulares presentan una excelente trabazón mecánica. El porcentaje de suelos finos es creciente hacia el norte y en profundidad. Subyace (bajos los 7 m de profundidad) un deposito de gravas arenosas a gravas arcillosas correspondientes a la Primera Depositación del Río Mapocho, de alta compacidad, excelente trabazón mecánica en una matriz areno arcillosa a arcillo arenosa de plasticidad media, crecientes con la profundidad. En el perfil (Lámina 3 de 32) se entregan en detalle propiedades y características de las partículas granulares tales como, tamaños máximos, humedad natural, etc.

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2.2.7 TRAMO C28-9E - CALICATA C-34-12E (Estación Bilbao a Estación Vitacura) Conformado por Gravas arenosas de la 2ª Depositación del río Mapocho hasta los 7 a 8m de profundidad, finos de plasticidad media, compacidad del depósito alta a muy alta, partículas con excelente trabazón mecánica. El contenido de suelos finos se incrementa hacia conforme se avanza hacia el Nor Oriente y al aumentar la profundidad. Subyace la 1ª depositación del Río Mapocho constituida por gravas areno arcillosas a areno limosas de excelente trabazón mecánica y finos con plasticidad media. La profundidad del contacto entre las gravas de la 1ª Depositación (con excelente trabazón mecánica) subyacentes a las gravas de la 2ª Depositación se detecta entre los 6 y los 9m la “transición “la cual presenta una trabazón mecánica creciente que llega a ser la de la Unidad inferior. Lo anterior significa que no se detectó un contacto nítido que presentara una zona de transición clara por lo que para el diseño consideramos el contacto entre las dos depositaciones a 6m de profundidad a lo largo de todo el TRAMO I.

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

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laboratorio, homologarlas con las conocidas gravas de las respectivas depositaciones de los ríos Maipo y Mapocho de Santiago.

En la Fig. 3(Capítulo 9) se ilustran las granulometrías para los suelos finos presentes en este proyecto, los cuales caen exactamente en la banda estratigráfica de los suelos finos de Santiago Norte y Oriente. La estabilidad global para futuras excavaciones en el tiempo está avalada por la larga permanencia de cortes en la grava desgranable. (Vertedero Lo Errázuriz y Ruta 78 sector Viaducto Suiza). De hecho, la grava desgranable presenta módulos de deformación estática, obtenidos con ensayos de placa, solo un 10% inferiores a los de la 2ª Depositación de los ríos Maipo y Mapocho. Tampoco se aprecian diferencias sistemáticas en el coeficiente de deformación cíclica permanente, m c, y en el coeficiente de corte cíclico, K2. Concordamos que el problema de las gravas desgranables durante la construcción de túneles para metro ya se supero.

3.1.3 GRADOS DE SATURACIÓN Las Figs. 4A y 4B (Anexo I) muestran la variación en profundidad del grado de saturación. El grado de saturación aumenta con la profundidad, al compararlo con el de otros sectores de Santiago resulta ser muy similar entre sectores Oriente y Poniente. Para los suelos granulares la Saturación es de otro orden con un promedio cercano al 50%. El promedio para los suelos finos se mantiene en torno al 80%, siendo similar al detectado en la Línea 2 Cerro Blanco-Vespucio, al de la Línea 4 entre Príncipe de Gales y al promedio de suelos finos de otros sectores de Santiago. La Ilustración 1625 entrega los puntos obtenidos al analizar las muestras de suelo fino y granular del subsuelo en la franja de interés del proyecto. La Ilustración 16 entrega los puntos obtenidos al analizar las muestras de suelo fino y granular del subsuelo en la franja de interés del proyecto. 25

En este documento mantiene los números de Ilustración, Figura y Láminas del Informe Consolidado aunque muchas de ellas se han omitido

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Saturacion % 0

10

20

30

40

50

60

70

80

90 100 110 120 130 140 150

0

Profundidad

( m)

5

10

SUELOS FINOS ML6

15

GRAVA ML6

Z

20

25

GRANULARES TRAMO II

TRAMO S I yII Suelos finos

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

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S = 90% con el que se obtiene = 1.88 t/m3. Para efectos de diseño, ante variaciones estacionales del grado de saturación, recomendamos adoptar en este proyecto: SUELOS FINOS

= 1.85 t/m3

Para el caso de las Gravas se obtiene una saturación media de las unidades presentes en el trazado cercana al 85% que entrega un peso unitario de = 2.25 t/m3, prácticamente coincidente con el medido en las depositaciones Maipo y Mapocho. Se recomienda por lo tanto como valor para diseño un valor único en todo la Línea 6 : GRAVAS ARENOSAS

= 2.25 t/m3

2,200 2,100 2,000

SUELOS FINOS ML6

PU ( Ton/m3)

1,900

FINOS DE L2NN

1,800 FINOS DE SANTIAG O

1,700

Lineal (SUELOS FINOS ML6)

1,600 1,500 1,400 1,300 0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140 150

Saturacion % Ilustración 17 VARIACIÓN DEL PU CON GRADO DE SATURACIÓN S

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3.1.5 ÍNDICE DE HUECOS La Fig. 7 (Capítulo 9) representa el índice de huecos para los suelos Finos de la línea 6, observándose que su promedio es levemente inferior al obtenido en líneas anteriores pero esta diferencia es no significativa en términos de saturación o pesos unitarios por lo que no se considera. La Ilustración 18 presenta la variación de índice de huecos con la profundidad.

e

INDICE DE HUECOS%

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 0,00

GRAVA ML6 5,00

m

FINOS DE LML6

Z PROFUNDIDAD

10,00

15,00

FINOS DEL NORTE ML2NN FINOS DEL SUR PONIENTE Y ORIENTE ML5 MAIPU Y ML1

20,00

25,00

TRAMO II

TRAMO I FINOS OTRAS LINEAS

30,00

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

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homologación; estos valores son además similares a los índices registrados en sondajes perforados para la autopista Américo Vespucio Sur, en particular para el enlace Quilicura. 3.2

PROPIEDADES MECÁNICAS PARA CARGAS ESTÁTICAS

3.2.1 MÓDULOS DE DEFORMACIÓN PARA LAS GRAVAS En la Fig. 8 (Capítulo 9) se resumen los módulos de deformación estáticos para las Gravas de la Depositación del Mapocho, presentes en el Tramo I del Proyecto ML6. La Fig. 9 (Capítulo 9) reproduce la variación en profundidad del módulo de deformación para las Gravas de la Depositación Maipo que son los que aplican en Tramo II, la que se definió a partir de pruebas de carga, ensayos presiométricos y otros ensayos in situ indicados para otras obras (círculos en blanco). Esta variación sirvió de apoyo para afirmar que la grava detectada en este estudio corresponde a gravas de la depositación del Maipo hacia el extremo Poniente del trazado para tornarse -a partir de la Estación Franklin hacia el Oriente en grava asimilable a la grava del Mapocho. TRAMO I De acuerdo a la Fig. 8(Anexo 1), para efectos de diseño se utilizará un módulo de deformación en carga definido por las relaciones siguientes: E = 4600 Z 0.55

Z6 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 VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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TRAMO II De acuerdo a la Fig. 9(Capítulo 9), para efectos de diseño se utilizará un módulo de deformación en carga definido por las relaciones siguientes: E = 4200 Z 0.55

Para Z< 17 m

Ecuación 20

E = 5500 Z 0.53 Ecuación 21

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

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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

2

E se expresa en (ton/m ) 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 2 28 en dos sondajes designados S-1 y S-2 en su oportunidad, insertos en suelo fino.

27

Para determinar el Módulo de deformación estático en carga a largo plazo (deformación instantánea más consolidación), se utilizaron

ensayos presiométricos efectuado con motivo de estudios para las Línea 2 Norte , Línea 4 , ensayos que complementados con triaxiales, consolidación y Compresiones no confinadas permiten obtener los Módulos para diseño de estructuras de ML6. 28

En Anexo II se incluyen tablas de ensayos desarrollados en tres sondajes del eje Recoleta para estudio Metro Línea 2.

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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 finos 29. 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/cm 2 a 2000 2 kg/cm aumentando con la profundidad, estos valores aplican a gravas de Maipo y del Mapocho. Las presiones límites obtenidas en la grava siempre tienen un error dado que los ensayos no han alcanzado a definir la presión límite por el excesivo volumen inicial de la cavidad del sondaje: En Maipu se obtiene: pL > 24 – 48 kg/cm2 En Loa Domínicos:. pL > 14 – 48 kg/cm2 En la Grava de la Línea 2: pL > 20 kg/cm2. Para el diseño de la línea 6 utilizar PL= 40 Kg/cm2 Dado que no se realizaron ensayos presiométricos en los finos de la línea 6 para el diseño le asignamos: Presión límite pL = 19 kg/cm2 como valor representativo Módulo Presiométrico Em = 500 kg/cm2 como valor representativo. La Tabla 6 resume los valores de diseño de los índices presiométricos para Metro línea 6. 29

El Ensayo presiométrico se ejecuta in –situ, los parámetros obtenidos con dicho ensayo corresponden al suelo con la humedad natural que este tiene en terreno. Para tal efecto se perforó en seco la zona donde se realizó el ensayo presiométrico.

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REVISIÓN 2

TABLA 6 VALORES DE DISEÑO PARA ML6 Suelo

Presión límite pL (kg/cm2) 40 18

Módulo presiométrico Em (kg/cm2) 1500 500

Gravas Suelos Finos 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, E i, que se obtendrá multiplicando por 1.8 el que se obtenga mediante la Fig. 10C. Del mismo modo, si se requiriese evaluar las deformaciones en carga a largo plazo generadas exclusivamente por la consolidación del suelo, se empleará un módulo de deformación, Ec, obtenido multiplicando por 2.2 el que se obtenga con la Fig. 10C. La

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deformación resultante será igual a la suma de la deformación instantánea más la deformación por consolidación. 3.2.2.3MÓDULO DE DEFORMACIÓN ESTÁTICO EN DESCARGA Y EN RECARGA De acuerdo a los resultados obtenidos de ensayos en suelos finos para la extensión Línea 2 Norte de Metro se usará un módulo de deformación obtenido multiplicando por 2.0 el que se obtenga con el procedimiento indicado en el numeral 3.2.2.2 para evaluar deformaciones estáticas instantáneas en descarga o recarga generadas exclusivamente por consolidación en descarga o recarga. Resumiendo: Módulo para deformación instantánea para carga estática Módulo para deformación solamente por consolidación para carga estática Módulo para deformación instantánea mas consolidación para carga estática El módulo E se obtiene de la Fig. 10C.

Ei = 1.8 E Ei = 1.8 E Ec = 2.2 E E

Módulo de deformación instantáneo para descarga o recarga estática

(Ei)d,r = 3.6E

Módulo de deformación solamente por consolidación para descarga o recarga estática

(Ec)d,r = 4.4E

Módulo de deformación instantánea mas consolidación para descarga o recarga estática

(E)d,r = 2 E

Para efectos de diseño se propone utilizar la variación del módulo de deformación por carga estática a largo plazo establecida en la Fig. 10C para un factor de seguridad FS = 3.0. Esta variación es similar a la definida para los suelos finos de la Línea 4 en donde se cuenta con el comportamiento registrado en obra en tramos de túneles ya ejecutados.

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3.2.3 COEFICIENTE DE REPOSO IN-SITU PARA LAS GRAVAS El coeficiente de reposo in-situ para la Grava de Santiago, reportado en este subcapítulo se adopta a partir de mediciones efectuadas durante la construcción de los túneles de la Línea 5 y túneles de la línea 2 y 4 como se indicó en acápite 3.2.2. La Fig. 11A(Capítulo 9) presenta la variación con la profundidad del coeficiente de reposo in-situ para la Grava ( no distinguimos entre gravas del Mapocho o del Maipo). Para efectos de diseño se recomiendan el uso de las siguientes expresiones, en las que la profundidad Z, medida desde la superficie del terreno, se expresa en (m): (Ko)in-situ = 0.90

para Z

6m Ecuación 24

(Ko)in-situ = 0.90-0.053(Z-6)

para 6m

Z

18m Ecuación 25

(Ko)in-situ = 0.25

para Z

18m Ecuación 26

K0 IN SITU GRAVAS 0,0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1,0

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30

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

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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 cen que: cmax

= Cohesión máxima que se alcanza para una deformación

= 0.6% (en carga) y =

0.3% en descarga. m

c-

= Angulo de fricción movilizado cuando la cohesión alcanza su valor máximo. = Par cohesión - fricción utilizado tradicionalmente en ingeniería geotécnica y que se define con el criterio de desviador máximo; se moviliza para

2.5% (en carga) y

1.3% en descarga.

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TABLA 7 UNI DAD

REVISIÓN 2

Valor de la cohesión y del ángulo de fricción para las gravas

ENSAYOS (FIG. 6 e Ilustraciónes 14 y 15)

ANÁLISIS RETROSPECTIVOS

cmax t/m2

cmax t/m2

m

c t/m2

H-3

2.5

45,0º

1.25

53º

H-4

3.75 a 4.5

47.5º

2.3 a 2.8

53º

2.0 a 30) 2.2( 2.0 a 31) 2.2(

m

DISEÑO ML6

cmax 2 t/m

m

c 2 t/m

45º

2.5

45º

2,00

50°

46º

3.5

47,5º

2.15

53º

La figura se puede utilizar cuando el suelo es sometido a una condición de carga en cuyo caso se emplea la escala con la deformación, c, y para condición en descarga o recarga se utiliza la escala con la deformación, d. La ubicación de la 1ª y 2ª Depositación de la grava a que se hace mención en la Fig. 6 (Capítulo 9) aparece definida en el perfil estratigráfico de la Lámina 3 de 32. Debido a que el desviador máximo en los ensayos triaxiales se alcanza para deformaciones muy variables, se procedió a determinar la movilización de la cohesión con la deformación, obteniéndose una cohesión máxima maximorum, cmax, igual a 5.2 ton/m2. Este valor es consistente con la cohesión deducida con los ensayos de compresión no confinada desarrollados en esta oportunidad32, en los que la falla se alcanza cuando la cohesión movilizada es máxima.

(30)

Cohesión máxima obtenida de análisis retrospectivos en cortes de antiguos “pozos ripieros”, como fueron los cortes de 17m de altura del Vertedero Lo Errázuriz, y un corte existente de 10m y 75º con respecto a la horizontal ubicado cerca del cruce entre la Ruta 78 a San Antonio y la Avda. Américo Vespucio. (31) Cohesión máxima obtenida de análisis retrospectivos en cortes de antiguos “pozos ripieros”, como fueron los cortes de 17m de altura del Vertedero Lo Errázuriz, y un corte existente de 10m y 75º con respecto a la horizontal ubicado cerca del cruce entre la Ruta 78 a San Antonio y la Avda. Américo Vespucio. 32 Ver explicación acápite capitulo 1 acápite 2.3.1

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REVISIÓN 2

Triaxiales en grava de Santiago

TENSIÓN DE CORTE [Ton/cm2]

12,00 10,00 8,00 6,00

Tensión normal Passive Tests

4,00

Tensión normal Corte Directo

2,00

Tx Situ

0,00 0

2

4

6

8

10

12

TENSIÓN NORMAL [Ton/cm2]

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

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

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 Ver metodología Anexo IV 35 Idem 34

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REVISIÓN 2

5,0 Calicata PROBETA 1 con PROBETA 2 con PROBETA 3 con

4,5 4,0

C2-E c= 2,50 kg/cm2 c= 3,00kg/cm2 c= 3,5 kg/cm2

q, kg/cm2

3,5 3,0 2,5 2,0 1,5 1,0 0,5

PROBETA N° 2 C2E-ML6 PROBETA N° 1 C2E-ML6

0,0 0

1

2

3

4

5

6

7

8

PROBETA N° 3 C2E-ML6 PROBETA N° 1ML2

9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25

Deformación Unitaria,

, %

Gráfico q vs Deformación EXTENSION L6 CERRILLOS VITACURA Ensayo Triaxial sobre probeta natural CID

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.

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TABLA 8 Criterio

VALORES DEL PAR c- PARA EL SUELO FINO CON HUMEDAD NATURAL c (ton/m2) Observación

Desviador máximo con triaxiales en carga

Triaxiales en carga con desacoplamiento del par c- en función de la deformación: 4% 4% < 10%

4% <

REVISIÓN 2

4% 10%

3.3 2.8

23º 33.6º

Envolvente inferior Envolvente superior Ambas envolventes engloban deformaciones en el rango 1% - 10%

5.2 (4.6) 3.5

19º 21º

Para profundidades Z < 10m

5.2 (5.6) 3.5

31º 31.5º

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 32.5º Cualquier profundidad 0.25 35º ( ) Cohesión máxima obtenida con el ángulo de fricción movilizado y la resistencia a la compresión no confinada promedio dentro de la profundidad.

Debido a la dispersión de resultados para definir las envolventes con los diferentes niveles de deformación prefijados, empleadas en el desacoplamiento del par c- , para efectos de diseño se adoptan los siguientes parámetros: Carga c = 3,0 ton/m2 = 30º La cohesión del suelo fino obtenida con la envolvente de falla para el desviador máximo mediante triaxiales en carga es del orden de 3 ton/m2. La Fig. 13(Capítulo 9), presenta la variación de la resistencia a la compresión no confinada, qu, con el grado de saturación, S. Esto se aprecia además en la Ilustración 22 siguiente :

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REVISIÓN 2

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

0,00

ML6 5,00

Z PROFUNDIDAD

m

ML6 TII

10,00

15,00

20,00

FINOS DE SANTIAG O Lineal (ML6)

25,00

30,00

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

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Angulo de Dilatancia SUELOS FINOS:

REVISIÓN 2

= 12º

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 Angulo de Dilatancia

= 0.30 =0

3.3 PROPIEDADES MECÁNICAS PARA CARGAS CÍCLICAS (SISMO)

3.3.1 COEFICIENTES DE DEFORMACIÓN CÍCLICA El coeficiente de deformación cíclica representa la magnitud de las deformaciones anelásticas (fuera del rango elástico, es decir deformaciones no recuperables) experimentadas por el suelo sometido a cargas cíclicas. Se utiliza en la definición de la rigidez cíclica del suelo tal como se expone en el acápite 3.3.2. Numerosas pruebas de carga efectuadas en el suelo de Santiago en particular en Gravas y en suelos finos aplicando ciclos de amplitud constante, nos permiten recomendar utilizando un sismo de diseño al cual le asociamos 30 ciclos equivalentes de amplitud constante, los siguientes valores de diseño para el coeficiente mc : Gravas

mc = 0.80

A partir del ensayo de Placa de Carga se conoció la evolución de c con el número de ciclos de aplicación de la tensión c y se obtuvo el par ( e, e). Así entonces, con la ec. 3.2.1.1 se conoce la variación del coeficiente mc con el número de ciclos. La Ilustración 23 presenta las curvas a partir de las cuales se obtienen los parámetros en forma gráfica. Ellos se validan en forma analítica.

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REVISIÓN 2

4

3,5

3

2,5

mc

2

1,5

1

0,5

Nùmero de ciclos N

0 0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

26

28

30

32

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

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REVISIÓN 2

1,0000 0,9000 0,8000 0,7000 0,6000 0,5000 0,4000 0,3000 0,2000 0,1000 0,0000

0,0001

0,0010

0,0100

0,1000

1,0000

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: kc

F1 F2 mc

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).

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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

=

1 .5

0.88

siendo B el lado menor de una fundación rectangular y L el

1 0 .5 B / L

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 carga sobre la fundación(36) Asimétrica Simétrica 2.3 1.2 3.4 1.7

Tipo de fundación Circular o cuadrada Corrida

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, E c* , dado por la relación siguiente: E*c

c

=

=

140 (1 + ) K2

σv

1 2K o 3

σc

Ecuación 30

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

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REVISIÓN 2

2 37 E*c = Módulo de deformación cíclico en (ton/m )

en que

K2

v

= Coeficiente de corte cíclico para las Gravas obtenido de la Fig. 16C (pruebas de carga y ensayos de compresión no confinada) = Tensión vertical en (ton/m2) a la profundidad donde se está determinando el módulo E * . c = 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: k HS

13.500

z HM 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 distorsión

angular,

= /G, y los resortes horizontales de interacción sísmica entre una estructura enterrada y el suelo que la embebe

S

(modelo cinemático). Para tal efecto, mediante las pruebas de carga cíclica se determinó el coeficiente de corte cíclico, K2, requerido para obtener el módulo de deformación cíclico, cuyos valores se exponen en la Fig.16C que corresponde a los obtenidos en proyectos metro para la grava.

Consecuentemente se deben consideran para el diseño las siguientes

distorsiones y constantes de balasto respectivamente para el diseño de las estructuras de la Línea 6.

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k HS

REVISIÓN 2

2.500

z HM

Si Z10m 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):

k HS

FGxFR

z HM

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

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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

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REVISIÓN 2

1,0000 0,9000 0,8000 0,7000 0,6000 0,5000 0,4000 0,3000 0,2000 0,1000 0,0000 0,0001

0,0010

0,0100

0,1000

1,0000

Ilustración 25 G/Gmáx vs DESANGULACIÓN SÍSMICA

Lo cual se muestra en la curva de la Ilustración 14. 1,0000

k2/k2máx 0,5000

0,0000

0,0001 0,0010 0,0100 0,1000 1,0000

Ilustración 26 G/Gmáx vs DESANGULACIÓN SÍSMICA

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4 4.1

REVISIÓN 2

HIDROGEOLOGIA DEL SUBSUELO ASPECTOS GEOLÓGICOS GENERALES La cuenca de Santiago corresponde a una sucesión de rellenos aluviales de origen glaciofluvial, es decir, corresponden a sedimentos de origen glacial erodados por las aguas de los ríos y retransportados por estos hasta su nuevo lugar de depositación. No es extraño entonces el hecho, muy común en la cuenca, de encontrar junto con materiales gruesos bien redondeados (ripio), otros angulosos y con claras manifestaciones de su origen glacial; del mismo modo, con frecuencia se ubican bastante aguas abajo de los ríos Mapocho y Maipo, bloques con tamaño muy superior al de los rodados que los acompañan y que son restos, in situ, de morrenas rebajadas por aguas superficiales. Durante el primer período interglacial, cuando el régimen de lluvias hizo posible la permanencia de los caudales superficiales, los ríos principales de la cuenca avanzaron en el valle a través de cauces bastantes diferentes de los que hoy les conocemos. Evidentemente, la depositación de materiales con menor contenido de finos arcillosos, más permeables y favorables para la existencia de acuíferos importantes, se habrá producido en o cerca de tales cauces. Por lo mismo, se desarrollaron sectores donde el arrastre fluvial fue menor o más lento promoviendo la depositación de material fino lo que configuró lo que conocemos hoy como gravas fluviales con vías preferenciales de escurrimiento. Estas llamados vías preferenciales corresponden a tubificaciones de posición aleatoria por donde alguna vez percoló agua subterránea y/o superficial.

4.2.1 SISTEMA HIDROGRÁFICO En términos generales la cuenca de Santiago se enmarca al sur por el paso de la Angostura de Paine, al norte por los cerros de la cuesta El Manzano y al oeste por la cordillera de la costa.

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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.

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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.

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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.

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4.3

REVISIÓN 2

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

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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 Grava Arenosa Finos

Permeabilidad [cm/s] 3.0x10-2 1.0x10-5

4.6 ENSAYES LEFRANC 4.6.1 CON CARGA CONSTANTE En el sondaje se ejecutó una prueba de Le Franc El ensayo consiste en levantar la tubería de entibación (impermeable) una altura l (Ilustración 30), y llenarla con agua, la cual fluye hacia el interior del sondaje. Se mantiene éste lleno hasta la boca, añadiendo agua. Se prosigue hasta que se comprueba que el régimen es estacionario. La permeabilidad está dada por: K=m Q/H donde m, es un coeficiente de forma, que depende de la cavidad desde la que se inyecta. En este caso ésta es cilíndrica, de diámetro d y altura l. Este coeficiente tiene dimensiones L-1.

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REVISIÓN 2

Se puede demostrar que el coeficiente se calcula con la siguiente fórmula:

m

ln 2l / d 2 l

d

H

l

Ilustración 30 EN SAYO DE LEFRANC CON CARGA CONSTANTE

FIG. 1 Ensayo LeFranc con carga constante

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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):

d

2

l ln d

K

l d

2

1 ln

8 l t

2 l d 8 l t

d 2 ln K

ln

H1 con l/d ≤4 H2

H1 con l/d > 4 H2

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. d

H1

H2

l

Ilustración 31 EN SAYO DE LEFRANC CON CARGA CONSTANTE FIG. 2 Ensayo LeFranc con carga variable

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5

REVISIÓN 2

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: Corresponde a un empuje conservador en el cual Variación Conservadora 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 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. VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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REVISIÓN 2

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, desangulaciones sísmicas del suelo: Grava Suelo fino

sg sf

s,

se efectúa utilizando las siguientes

= 4,463x10-4 rad = 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 Los resortes de interacción horizontales se determinarán empleando la constante de balasto horizontal, kHS, calculada como:

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REVISIÓN 2

Suelo fino

Z

(kHS)f = 390

Grava

(kHS)g = Kg

40

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 3.5

H (m)

Kg (ton/m )

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 (k HS ) g se expresa en (ton/m3) si la profundidad, Z, medida desde la superficie del terreno se expresa en (m) y el término K g 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 VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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TABLA 12 Coeficientes para cálculo de balastos en grava 3.5

H (m)

Kg (ton/m )

14 16 18 20 22 24

1785 1560 1390 1250 1140 1040

Suelo Fino

sf

Suelo fino

= 5x10-4 rad (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 K f 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 VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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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, q e, dada por:

qe =

donde qe se expresa en ton/ml si derechos adyacentes, S, en (m).

e

e

s

Ecuación 34

se expresa en ton/m2 y la distancia entre ejes de pie

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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 Empuje sobre derechos

el

muro

entre

qe

usando el

pie

eM

e de

la Fig. 23

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

obtenido con la Ecuación 34

q s* = 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

con

sm

sm

obtenido de la Fig. 23.1

* En que q S se determina multiplicando por 1.70 la carga lineal q s obtenida para régimen

temporal con la Ecuación 35.

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El empuje

* SM

REVISIÓN 2

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 Empuje sísmico

eM * SM

=

e

= 1.7

S

con

e obtenido

de la Fig. 23(Capítulo 9).

con

S obtenido

de la Fig. 23.1(Capítulo 9).

5.1.4.3 DIMENSIONAMIENTO DE LOS ANCLAJES TEMPORALES El cilindro o bulbo resistente de los anclajes se instala por detrás de la cuña de empuje indicada en la Fig. 23.2(Capítulo 9). El dimensionamiento del cilindro resistente se efectuará con un factor de seguridad FS ≥ 1.25 con respecto a la solicitación de fluencia del cable del anclaje. Para dimensionar el cilindro resistente se considera un factor de seguridad FS ≥ 1.25 con respecto a la solicitación de fluencia del cable del anclaje. Para tal efecto se considerará una carga de falla al arranque por ml de cilindro que depende del estrato de suelo en el cual se inserta el anclaje, a saber: CARGA DE FALLA AL ARRANQUE POR METRO LINEAL Grava 2ª Depositación: 35 ton/ml Grava 1ª Depositación: 45 ton/ml Suelo Fino: 25 ton/ml El cable se dimensionará para la carga estática mas sismo con FS = 1.1. Las cargas de servicio son las obtenidas considerando Pique como estructura Temporal.

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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)

(ii)

(iii)

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. 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. 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 SÍSMICOS MODELO DE ANALISIS CINEMÁTICO 5.2.1.1 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. Caso B. La “elástica” debido a la propagación de ondas de corte en el sentido longitudinal de la estructura con polarización vertical y horizontal. VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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REVISIÓN 2

5.2.1.2 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, a o.

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, de corte propagándose en dicho sentido, queda expresada como:

max,

para ondas

5.2 A x100 % L

max

Ecuación 37 n

A = K (L)

Ecuación 38

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

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L=

REVISIÓN 2

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. Amplitud correspondiente a la onda de longitud, L. Constantes empíricas obtenidas de registros sísmicos que dependen del tipo de suelo en donde se propaga la onda

A= Kyn=

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 42entre 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 Z10m se tiene: Se obtuvo k2 max= 100  ( sf) = 1x10-1 % = k2/k2máx = 0,38 k2 = 100x 0.38 = 38 G=70 k2 = 21x 1,85 (1+ 2xk0)/3) = 21x 1,85 (1+ 2x0.45)/3) = 24.6 ton/m3 (k0=0,45) c G= 70x38(24.6)0.5= 13193 t/m2 ; =1,85/9,8 = 0,189 kg/m3 v s=

m/seg= 264 m/seg =(vs) max = 428 m/seg

vmax fino / vmax grava= 257/400=0,6 Luego la Amplitud de la onda se debe al menos DUPLICARSE respecto de gravas.

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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 =

vs =

TABLA 13:

Suelo Grava Finos

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. Velocidad de propagación de las ondas de corte asociada a la deformación de corte pick inducida por un sismo fuerte utilizada en el análisis. VELOCIDADES DE PROPAGACION DE LAS ONDAS DE CORTE ENTRE (16 Y 25 m DE PROFUNDIDAD APROXIMADA)

vsmax (m/seg) 650 420

vs (m/seg) 400 260

Vmax (m/seg) 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 (a o = 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 Grava Finos

K 1 x 10-8 2.6 x 10-8

n 1. 95 1.95

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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 la 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

vs

Vmax

(m/seg)

(m/seg)

(m/seg)

600

360

0.25

345

220

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 Grava Finos

K 1.6 x 10-8 3.2 x 10-8

n 1. 95 1.95

5.2.2.3 Superposición de solicitaciones sísmicas A las solicitaciones que se obtengan con el análisis estático se superpondrán las solicitaciones debidas a la componente sísmica obtenidas con los procedimientos establecidos en los acápites anteriores. Para tal efecto, considerando que la componente sísmica de estas solicitaciones se establece utilizando la aceleración máxima de campo libre en la superficie del terreno (ao = 0.4g), se las multiplicará por 0.60. A las solicitaciones sísmicas así modificadas se procederá a aplicarles los coeficientes de mayoración correspondientes para efectuar la superposición estática mas sismo.

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5.3

REVISIÓN 2

BASES DE DISEÑO ESTRUCTURAS ENTERRADAS 43

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 Para Z

k He

Z Z

k He

1

(1050

400 Z )

(3400

120 Z )

Ecuación 39

D 1

Ecuación 40

D

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 σ ep = 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

* ep

* eM

* e

H , mientras que σePa = HM

σeMa = σea = 0.7 ton/m2.

43

Se ha considerado una estación construida a tajo abierto tipo inserta en suelos finos y en gravas. 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. VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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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, k MS. 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

10 m

k MS

2950 4900

Z

Z

k MS

Z

Z

k MS

z HM z HM

3100

z HM

en que kMS se expresa en (ton/m3) si Z, HM se expresan en (m). VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

Ecuación 41

Ecuación 42

Ecuación 43

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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 Cargas estáticas + sísmicas

2

2.5 kg/cm 3.8 kg/cm2

Para sellos de fundación en a más de 10 m de profundidad: Cargas estáticas Cargas estáticas + sísmicas

5.0 kg/cm2 7.5 kg/cm2

En el caso eventual napa, las tensiones admisibles en fundaciones deben considerar peso boyante. Para fundaciones con sello bajo la napa, es decir a una profundidad bajo la superficie del terreno, DF, mayor que la profundidad de la napa, Z , las tensiones de contacto se determinarán como si no existiese napa y posteriormente se les restará la subpresión, σ , existente a nivel de sello de fundación (σ = DF - Z en ton/m2 si DF y Z en metros). La tensión que resulte al restar la subpresión se debe comparar con las tensiones admisibles 5.3.1.4 DIMENSIONAMIENTO DE MUROS PERIMETRALES El dimensionamiento de los muros perimetrales se efectúa con los empujes establecidos en la Fig. 25.7. Dicha figura hace distinción de los tramos entibados con pie derechos cantilever de los tramos en los que los pie derechos se arriostran con anclajes. En ambos casos se propone dimensionar los muros perimetrales sin considerar los pie derechos empleados en la entibación.

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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 Angulo de fricción

c = 2.2 ton/m2 = 28°

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REVISIÓN 2

En lo que respecta al Factor de Seguridad a la Flotación, FSF, este se definirá como: RA

FSF

PP U

RM

Ecuación 44

1.2

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 Para Z

Z Z

= 0.45 σHe = 0.40 σHe

en que se expresa en (ton/m2) si la presión estática del suelo que actúa sobre la estructura, σHe , se expresa en (ton/m2). El término σHe se determina según metodología indicada.

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7.

7.1

REVISIÓN 2

ANALISIS DE CÁLCULO DE EMPUJES EN PIQUES

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)

(16)

Ilustración 33, Cuña Cedente y Tensiones actuantes- (Ecuación 45, Fig. 27 de CAP.9) VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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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 m

Ko TIF

= = = =

Cohesión movilizada promedio en la cuña excavada Ángulo de fricción promedio movilizado en la cuña excavada. Coeficiente de reposo in – situ. Trayectoria de tensiones en descarga del punto P al término de la excavación de la cuña de altura h.

Mediante ensayos triaxiales de compresión en descarga es posible obtener una familia de envolventes de "falla" movilizadas para diferentes valores de la deformación vertical, v, del suelo:

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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 C m

' m

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 am

7.2.3 Con

' am

' m

' m

y la deformación

se define un nuevo par

v.

c "m

" m

mediante las ecs. (41) y (42).

7.2.4 Se vuelve al paso dado por la Ecuación 46 utilizando el nuevo par c "m

" m

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, σ H, que actúa radialmente sobre el manto del cilindro se obtiene como: σH = K σ v

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Ecuación 49

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7.3

REVISIÓN 2

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 = (K o) 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 σ H y K como podría desprenderse de la ec. (45). Por ejemplo, para Z = 11 m la tensión σ H 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

relacionado con el módulo de Poisson secante movilizado en el suelo, relación siguiente:

k Con las deformaciones

está

, a través de la

1

Ecuación 50

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

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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.

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8.

REVISIÓN 2

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

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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 2 kg/cm 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 VITACURA N° 9990 – OF. 405 – VITACURA – SANTIAGO; FONO FAX (56-2) 2475262 [email protected] – www.msageoingenieros.com

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REVISIÓN 2

FIGURAS

FIGURAS

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REVISIÓN 2

LÁMINAS

LÁMINAS

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REVISIÓN 2

ANEXOS

ANEXOS

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ANEXO I

REVISIÓN 2

ESTRATIGRAFIAS

ANEXO I ESTRATIGRAFIAS

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ANEXO II

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ENSAYES DE LABORATORIO Y DE TERRENO

ANEXO II ENSAYOS DE LABORATORIO Y DE TERRENO

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ANEXO III

REVISIÓN 2

ALBUM FOTOGRÁFICO

ANEXO III ALBUM FOTOGRÁFICO

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ANEXO IV

REVISIÓN 2

MEMORIA DE CÁLCULO

ANEXO IV

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ANEXO V

REVISIÓN 2

ANTECEDENTES UTILIZADOS

ANEXO V

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ANEXO VI

REVISIÓN 2

OPINIÓN TÉCNICA CONSULTOR EQUIPO MSA

ANEXO VI

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