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ESTUDIO DE INGENIERÍA DE DETALLE PROYECTO EXTENSIÓN BIOTREN A CORONEL
INFORME DE MÉCÁNICA DE SUELOS.
Estudio de Ingeniería de Detalle Proyecto Extensión Biotrén a Coronel
INFORME DE MECÁNICA DE SUELOS
18XXX-EFE
0508-INF-013-GEO-001-A
JUNIO 2013
ESTUDIO DE INGENIERÍA DE DETALLE PROYECTO EXTENSIÓN BIOTREN A CORONEL
INFORME DE MECÁNICA DE SUELOS
18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A
Junio 2013
INDICE
1. INTRODUCCIÓN ...................................................................................................................... 1
1.1. INFORMACIÓN PREVIA DISPONIBLE.............................................................................. 1 1.2. NORMATIVA UTILIZADA .................................................................................................. 2
2. TRABAJOS REALIZADOS ...................................................................................................... 3
2.1. SONDAJES MECÁNICOS ................................................................................................. 3
2.2. CALICATAS MECÁNICAS ................................................................................................. 6
2.3. INVESTIGACIONES DE OTROS ESTUDIOS .................................................................. 10
3. ESTUDIO GEOLÓGICO ......................................................................................................... 12
3.1. ESTRATIGRAFÍA Y GEOMORFOLOGÍA ......................................................................... 13 3.1.1. Formación Curanilahue Ec (Eoceno) ........................................................................ 14
3.1.2. Sedimentos de Terrazas Marinas y Depósitos Fluviales de Terrazas del Bío-Bío.
PLHstm. (Pleistoceno - Holoceno) ............................................................................ 14
3.1.3. Depósitos fluviales antiguos. PLHf. (Pleistoceno-Holoceno) ...................................... 15
3.1.4. Humedales. Hh. (Holoceno)...................................................................................... 16
3.1.5. Depósitos antrópicos. Han. (Holoceno) ..................................................................... 16
3.2. HIDROGEOLOGÍA .......................................................................................................... 16 3.2.1. Permeabilidad .......................................................................................................... 17 3.2.2. Medida de niveles de agua. Napa freática ................................................................ 18
3.3. TECTÓNICA Y SISMICIDAD ........................................................................................... 19 3.3.1. Normas para el diseño sísmico ................................................................................. 22
3.3.2. Zonificación tectónica del área de estudio ................................................................ 23
3.4. RIESGOS GEOLÓGICOS ............................................................................................... 24 3.4.1. Riesgos asociados a inundaciones por avenidas del río Biobio ................................. 24
3.4.2. Riesgo sismico ......................................................................................................... 25
3.4.3. Riesgos por tsunamis ............................................................................................... 26 3.4.4. Riesgo de licuefación ............................................................................................... 26
3.4.5. Otros riesgos ............................................................................................................ 27
4. MECÁNICA DE SUELOS. CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA ............................................ 28
4.1. ANTECEDENTES............................................................................................................ 28
4.2. DESCRIPCIÓN GEOTÉCNICA DEL SUBSUELO ............................................................ 28
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4.3. PARÁMETROS GEOTÉCNICOS Y DE DISEÑO DE CADA UNIDAD. ..............................30 4.3.1. Depósitos litorales de terraza. Unidad PLMsmt. Arenas Bio-bío. ...............................30
4.3.2. Depósitos fluviales actuales. .....................................................................................43
4.3.3. Humedales ...............................................................................................................44
4.3.4. Formación Curanilahue.............................................................................................44
4.3.5. Rellenos antrópicos. .................................................................................................44
5. MOVIMIENTO DE TIERRAS ...................................................................................................45
5.1. CORTES .........................................................................................................................46 5.1.1. Metodología..............................................................................................................46
5.1.2. Cálculos de estabilidad genéricos para el corte tipo ..................................................49
5.2. RELLENOS .....................................................................................................................51 5.2.1. Metodología..............................................................................................................51
5.2.2. Cálculos de estabilidad genéricos para el relleno tipo ...............................................52
5.2.3. Material constitutivo de los rellenos ...........................................................................54
5.3. ELEMENTOS CONSTITUYENTES DE LA PLATAFORMA FERROVIARIA. .....................55 5.3.1. Categoria de vía .......................................................................................................55 5.3.2. Clases de calidad de los suelos ................................................................................56
5.3.3. Diseño de las subbases ............................................................................................57
5.4. TRATAMIENTOS DE TERRENO .....................................................................................58 5.4.1. Saneos superficiales .................................................................................................60
5.4.2. Rigidización de fondos de corte ................................................................................63
5.4.3. Consideraciones sobre la naturaleza de los suelos en profundidad ...........................64
6. CIMENTACIÓN DE ESTRUCTURAS ......................................................................................65
6.1. OBRAS DE ARTE ............................................................................................................65 6.2. ESTRUCTURAS MAYORES ............................................................................................66
7. ESTUDIO DE MATERIALES ...................................................................................................67
7.1. INTRODUCCIÓN .............................................................................................................67
7.2. DISPONIBILIDAD Y NECESIDADES DE MATERIALES ..................................................67
7.3. PRESCRIPCIONES A CUMPLIR POR LOS MATERIALES ..............................................67 7.3.1. Balasto .....................................................................................................................67
7.3.2. Subbalasto ...............................................................................................................69 7.3.3. Bases. ......................................................................................................................70
7.3.4. Sub-bases ................................................................................................................71
7.3.5. Rellenos. Terraplenes .............................................................................................. 71
7.4. APROVECHAMIENTO DE MATERIALES DE LAS EXCAVACIONES EN LA FAJA
FERROVIARIA ................................................................................................................ 72
7.5. COEFICIENTES DE PASO Y ESPONJAMIENTO ............................................................ 72
7.6. MATERIALES EXTERNOS AL TRAZADO ....................................................................... 75 7.6.1. Explotación de Los Ángeles...................................................................................... 75
7.6.2. Explotación de Hualqui ............................................................................................. 76
7.6.3. Cantera Lonco .......................................................................................................... 76 PLANOS 1. Planta geológica con la situación de las investigaciones realizadas y las correspondientes a
estudios previos. E: 1/1.000 (Ansi D) 2. Perfil longitudinal Geológico-Geotécnico. EH: 1/1.000 , EV: 1/100 (Ansi D) 3. Mapa de geología y suelo de fundación (SERNAGEOMIN, E: 1/20.000) 4. Mapa de microzonación sísmica (SERNAGEOMIN, E: 1/20.000) 5. Mapas temáticos (Universidad de Biobio y Laboratorio de estudios Urbanos, E: 1/10.000)
5.1. Mapa de amenazas por tsunami 5.2. Mapa de amenazas por remoción en masa 5.3. Mapa de amenazas por desborde de cauces 5.4. Síntesis de vulnerabilidad (construcción e infraestructura) 5.5. Riesgos ante tsunami 5.6. Riesgos ante remoción en masa (vivienda e infraestructuras)
ANEXOS ANEXO Nº 1. REGISTROS DE SONDAJES ANEXO Nº 2. REGISTROS DE CALICATAS ANEXO Nº 3. REGISTROS DE ENSAYES DE LABORATORIO ANEXO Nº 4. INFORMACIÓN RECOPILADA DE ESTUDIOS PREVIOS
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1. INTRODUCCIÓN
En el presente informe se incluyen los resultados del análisis geológico-geotécnico,
mecánica de suelos, realizado para el Estudio de Ingeniería de Detalle Proyecto de
Extensión Biotrén a Coronel.
En este documento, se incluye en primer lugar una recopilación de la información previa
existente, así como una descripción de todas las prospecciones ejecutadas.
Posteriormente se presenta una descripción de las características litoestratigráficas de
los materiales atravesados, así como una descripción geomorfológica, tectónica,
hidrogeológica y sísmica de la zona en estudio.
Con la información obtenida en las prospecciones ejecutadas, y en las recopiladas de
estudios próximos, se ha realizado una caracterización geotécnica de las diferentes
formaciones afectadas, en base a la cual se ha efectuado el estudio de mecánica de
suelos-geotecnia de la línea y estructuras proyectadas.
También se ha analizado el posible aprovechamiento de los materiales a excavar, y se
recomiendan, con carácter informativo, explotaciones y empresas suministradoras para
satisfacer todas las unidades de obra presentes en este proyecto.
1.1. INFORMACIÓN PREVIA DISPONIBLE
Los trabajos llevados a cabo para la realización de este informe comenzaron con una
recopilación de la información geológico-geotécnica de la zona en estudio obtenida de la
bibliografía existente, entre las que destacan para la zona de estudio (entre latitud 36º y
37º y longitud -73º y -73,2º) los siguientes.
CARTOGRAFÍA GEOLÓGICA:
SERIE PRELIMILAR ISSN 0718-9338
E. 1:250.000: Carta Nº 4: Hoja Concepción-Chillán, Región del Biobío, Gajardo,
A.1981.32p. 1 mapa
SERIE GEOLOGÍA BÁSICA ISSN 0717-7283
SERIE GEOLOGÍA AMBIENTAL ISSN 0717-7305:
Microzonificación sísmica de la ciudad de Concepción, Región del Biobío. 2010.
Vivallos, J.; Ramírez P.; Fonseca, A. 1 mapa escala 1:20.000.
Microzonificación Sísmica del Área de San Pedro de la Paz, Región del Biobío,
escala 1:20.000.
Peligro de inundación por tsunami: Área Concepción-Talcahuano-Hualpén-
Chiguayante, Región del Biobío, escala 1:50.000.
Peligro de licuefacción: Área Concepción-Talcahuano-Hualpén-Chiguayante,
Región del Biobío, escala 1:50.000.
ESTUDIOS GEOTÉCNICOS:
BOLETÍN ISSN 0020-3939:
Investigaciones de geología aplicada a la Ingeniería, Provincia de Concepción.
1963. Galli, C.; Lemke, R.W. 79 p
El suelo de fundación de Concepción. Galli, C.; Lemke, R.W. 1967. 1 hoja con mapa
de suelo de fundación, escala 1:10.000.
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MAPAS TOPOGRÁFICOS:
Mapa topográfico 1:50.000: Instituto Geográfico Militar (2007). R.912.8343 BIO.
Biobío.
Adicionalmente se ha consultado toda la información geológico-geotécnica disponible de
los diversos proyectos realizados en la zona. A continuación se incluye una relación de
los documentos consultados.
Estudio para la Interconexión Vial Logística Portuaria Concepción (Ruta 160-IV
Puente-Puertos). Ministerio de Obras Públicas – Dirección General de Obras
Públicas. Avance n° 3. Anteproyecto. Geoconsultores
Estudio de Mecánica de Suelos. Conexión Interportuaria VII Región. Informe de
estructuras. M.F., Ingeniería de Fundaciones
Informe de Mecánica de Suelos. Local Técnico Boca Sur. San Pedro de la Paz.
EMPRO Ltda.
Estudio de Ingeniería. Reposición puente sobre el río Bio BÍo, Concepción – San
Pedro de la Paz. CMGI, 2010.
De dichos proyectos se ha empleado tanto la información obtenida de las diversas
prospecciones realizadas (sondeos mecánicos y calicatas) como los resultados de los
ensayos de laboratorio efectuados, que se presentan en el ANEXO 4 del presente
informe.
La campaña de reconocimientos mecánicos realizados en el tramo en la fase actual de
los estudios consta de:
3 sondeos mecánicos que totalizan 60 m de perforación. Las profundidades y
objetivos de estos reconocimientos son los indicados en la Tabla 2.1.I.
36 calicatas. Su localización y objetivo son las incluidas en el la Tabla 2.2.I.
1.2. NORMATIVA UTILIZADA
Para el estudio de la modernización de la línea se han seguido las siguientes normas:
Norma Técnica. Elementos constituyentes de la vía. EFE. NT-01-01-03.V01
Norma Técnica. Construcción de la vía férrea. EFE. NT-01-01-01.V01
UIC Leaflet 719R, “Earthworks and track bed for railway lines”. UIC (International
Union of Railways).
Normas RENFE. NRV N°3-4-1, 2-1-0.0 y 2-1-0.1
Manual de Carreteras del MOP. Sección 3.602
Manual AREMA. Parte 1
Normas del I.N.N.
Normas A.S.T.M
Geotecnia, Volumen I, MOP-1985, Laboratorio Nacional de Vialidad
Norma Sísmica Chilena NCh 433
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2. TRABAJOS REALIZADOS
Como se ha comentado anteriormente, los trabajos llevados a cabo para la realización de
este informe comenzaron con una recopilación de la información geológico-geotécnica de
la zona en estudio obtenida de la bibliografía existente, así como de los diversos
proyectos realizados anteriormente:
A continuación, se efectuó un reconocimiento de campo, incluyendo la realización de la
cartografía geológica y un reportaje fotográfico (ANEXO 5) del tramo en estudio. En base
a las observaciones de campo, se ha realizado un análisis de los taludes existentes en
infraestructuras próximas, así como medidas estructurales en afloramientos rocosos
(únicamente en las proximidades de Coronel), puntos de agua y puntos de observación
geológica, y se ha investigado las zonas de explotación activas más próximas al trazado.
Se ha propuesto la ejecución de prospecciones/ensayes para eliminar posibles dudas
sobre la continuidad de los horizontes estratigráficos, o cuando sea necesario un
conocimiento mayor del terreno por la singularidad de las obras proyectadas. Dichos
reconocimientos tienen como objetivo reconocer la naturaleza de los diferentes
materiales presentes, distinguir las posibles capas más blandas y/o menos coherentes
(presencia de arenas con agua), espesores de rellenos antrópicos, así como para
conocer parámetros geotécnicos del terreno, densidad, cohesión, ángulo de fricción
interna, módulo de elasticidad, capacidad de soporte, etc.
Para el diseño de la campaña de reconocimientos se han seguido las directrices
incluidas en las bases técnicas, en las que recomienda la ejecución de calicatas de 2m
de profundidad y sondajes de 15m en los emplazamientos de puentes y pasos
desnivelados.
De acuerdo con la estructura geológica del tramo en proyecto, mayoritariamente sobre
depósitos granulares poco consolidados (dunas, playas), y la estructura morfológica, al
discurrir el trazado en gran medida por una planicie litoral de topografía plana, es posible
plantear una campaña basada en reconocimientos someros, mediante calicatas con
retroexcavadora (previstas en principio hasta profundidades de incluso 4m, no
alcanzadas finalmente por los constantes derrumbes de las paredes por la baja cohesión
del material), alcanzando el reconocimiento profundo a partir de sondajes.
Las calicatas con retroexcavadora fueron realizadas cada unos 500m. Fueron finalmente
realizadas 36 calicatas mecánicas, ya que 5 originalmente previstas no pudieron ser
realizadas (indicadas en la tabla 2.2.I) por la posible afección a servicios próximos o por
la existencia de investigaciones próximas de otros estudios.
2.1. SONDAJES MECÁNICOS
Para la presente campaña se han realizado un total de 3 sondeos mecánicos a rotación
con recuperación de testigo, suponiendo un total de 60 m de perforación. Durante su
ejecución se han realizado 24 ensayos de penetración estándar (SPT), y se han tomado
9 muestras inalteradas, 1 testigo parafinado y 1 muestra de agua.
Tras la conclusión de las perforaciones se efectuó su instrumentación como piezómetros,
para posteriores medidas de la napa de agua.
En la Tabla 2.1.I. se resumen las principales características de los sondeos realizados.
Los registros de los sondeos se pueden consultar en el ANEXO 1 del presente
documento.
En la ejecución de los sondeos se empleó una sonda TP 50-400 de la casa Tecoinsa
sobre camión propiedad de Inzamac Chile.
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Fotografía 2.5.a. Sonda TP-50-400 sobre camión.
La supervisión de los sondeos fue efectuada por geólogos, controlando en todo momento
los trabajos de perforación y muestreo, así como la colocación de los testigos en las
cajas portatestigos. Cabe destacar que la testificación geológico-geotécnica se realizó “in
situ”, de forma simultánea a la perforación.
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Denom. Margen Vía (Dcha-Mar, Izq-Tierra)
Distancia investigación
al riel más próximo (m)
Poste ferroviario
más cercano
P.K. ferroviario Cota Profundidad
(m) Latitud Longitud Muestreo Observaciones
S3(C3) Izquierda 6,8 P-6/6 6512 7 20 36°50'16.50"S 73° 7'28.60"O SPT a 1,0, 5,0, 7,0, 8,5, 10,5, 14.5, 16.5 y 19,5 m
M.I. a 2,5, 6,0 y 12,5m. TP a 3,2 No sale la MI de 2,5 a 3,1 m
S1 Derecha 4,3 24045 9 20 36°59'38.18"S 73° 9'48.28"O SPT a 1,0, 4,0, 7,0, 8,5, 10,5, 14.5, 16.5 y 19,4 m
M.I. a 2,5, 5,5 y 12,5m
S4 Derecha 5,5 24550 9 20 37°00'11.90"S 73° 9'41.71"O SPT a 1,0, 4,0, 7,0, 8,5, 10,5, 14.5, 16.5 y 19,4 m
M.I. a 2,5, 5,5 y 12,5m
Tabla 2.1.I. Sondeos mecánicos.
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El terreno afectado por la traza está constituido a grandes rasgos por suelos sueltos de
composición eminentemente arenosa.
En la medida de lo posible, se alternó la realización de ensayos SPT con la toma de
muestras inalteradas. Sin embargo, debido a la presencia de niveles ocasionalmente
fangosos, no pudieron obtenerse todas las muestras inalteradas programadas. No se
alcanzó en ningún caso el sustrato rocoso.
El ensayo S.P.T. realizado consiste en el golpeo para que una puntaza se introduzca 60
cm en el terreno, registrándose el número de golpes necesario para penetrar cada tramo
de 15 cm. La suma de los golpeos necesarios para atravesar los 30 cm de los dos
tramos centrales es lo que se denomina como “número de Penetración (N30)”. La zapata
utilizada es la normalizada y el peso de la masa de golpeo de 63,5 Kg, con una caída
libre de 75 cm y una penetración de golpeo inferior a 30 golpes por minuto. Se considera
rechazo en el ensayo cuando el número de golpes para introducir cualquiera de los
tramos de 15 cm es superior a 50, anotándose la penetración conseguida con esos 50
golpes.
2.2. CALICATAS MECÁNICAS
Se han excavado un total de 36 calicatas mecánicas a lo largo de la traza en estudio. La
retroexcavadora empleada para su realización fue una John Deere 310k 4x4, como se
observa en la fotografía 2.2.a. Los registros de todas las calicatas excavadas se
presentan en el ANEXO 2 del presente documento.
Fotografía 2.2.a. Retroexcavadora John Deere 310k empleada.
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Todas las calicatas fueron supervisadas por un geólogo durante su ejecución, realizando
un registro de las principales características geológico-geotécnicas de los diferentes
niveles atravesados en cada una de ellas. No se ha detectado el nivel freático en ninguna
de ellas.
En general, la profundidad alcanzada no superó en general 2.2 – 2,8m de profundidad,
debido a los continuos derrumbes de las paredes de la excavación a profundidades
superiores a 1.5m.
En todas las calicatas se han tomado muestras alteradas, con el objeto de ser ensayadas
en laboratorio y así obtener los parámetros geotécnicos de las diferentes unidades
geológicas excavadas.
Los registros de las calicatas efectuadas se recogen en el ANEXO 2 del presente
documento. La situación, profundidad alcanzada y muestreo realizado en cada una de
ellas se muestra en la Tabla 2.2.I.
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Denom. Margen Vía (Dcha-Mar, Izq-Tierra)
Distancia investigación
al riel más próximo (m)
Poste ferroviario
más cercano
P.K. ferroviario Cota Latitud Longitud
Muestreo (profundidad metros) Espesores recubrimiento (m)
Observaciones Saco 60 kg Bolsa Densidad
In Situ (m)Suelo
vegetal Antrópicos
CP1 Derecha 4,6 P-3/21 4224 14 36°50'18.60"S 73° 5'49,80"O 2,0 a 2,10 0,1 C(S1) Derecha 4,5 P-3/26 4378 14 36°50'17.90"S 73° 6'02.10"O 1,5 a 1,6 0,3
C1 Izquierda 4,5 P-4/10 5215 12 36°50'16.40"S 73° 6'26.20"O 0,5 a 0,7 0,5 a 0,7 0,9
C2 Izquierda 7 mitad P-5/2 a P-5/3 5538 12 36°50'15.30"S 73° 6'46.30"O 1,5 a 1,7 1,5 a 1,7 1,1
CP2 Izquierda 6 P-5/10 5863 7 36°50'15.10"S 73° 7'04.40"O 0,3 a 0,4 0,3
C4 Izquierda 6 P-6/19 a P-6/20 7000 12 36°50'26.50"S 73° 7'44.70"O 1,0 a 1,1 0,5 0,2
C5 Derecha 6 P-7/4 7723 10 36°50'42.09"S 73° 7'50.12"O ------- ------- ------- No realizada por proximidad de investigación de estudios en la zona. Calicata C1 Local técnico
C6 Derecha 4,5 P-7/14 7924 8 36°50'18.30"S 73° 7'50.00"O ------- ------- ------- No realizada por proximidad de investigación de estudios en la zona. Calicata C1 Local técnico
CP3 Derecha 4 P-8/7 8604 14 36°51'18.90"S 73° 7'58.94"O 0,4 a 0,6 0,4 a 0,6 0,1
C7 Derecha 4,5 P-8/14 a P-8/15 9001 12 36°51'31.60"S 73° 8'01.60"O 0,7 a 0,8 0,2
C8 Derecha 5,5 P-9/6 9254 9 36°51'47.20"S 73° 8'05.08"O 0,9 a 1,0 0,2
C9 Derecha 4,5 P-10/11 a P-10/12 10024 13 36°52'11.6"S 73° 8'11.60"O ------- ------- -------
No realizada por proximidad de investigación de estudios en la
zona. Sondaje S-02 C10 Izquierda 5 P-10/9 10522 13 36°52'25.70"S 73° 8'14.70"O 1,3 a 1,5 0,8 C11 Izquierda 4,5 P-11/1 10839 12 36°52'40.90"S 73° 8'18.30"O 1,5 a 1,7 0,2 CP4 Izquierda 2,8 P-11/11 11604 15 36°53'01.80"S 73° 8'23.40"O 1,8 a 2,0 1,8 a 2,0 1,2 C12 Izquierda 4 12000 14 36°53'14.30"S 73° 8'26.40"O 1,2 a 1,3 0,8 C13 Izquierda 3 12534 13 36°53'31.30"S 73° 8'30.50"O 0,8 a 0,9 0,6 C14 Izquierda 3,3 12993 8 36°53'45.90"S 73° 8'34.00"O 2,4 a 2,5 0,1 C15 Izquierda 4,5 13990 14 36°54'01.60"S 73° 8'38.60"O 0,4 a 0,6 0,4 a 0,6 0,2
C16 Izquierda 3,5 14000 9 36°54'18.00"S 73° 8'41.70"O ------- ------- ------- No realizada por proximidad de investigación de estudios en la
zona. Sondaje S-01
C17 Izquierda 3,4 14500 7 36°54'34.00"S 73° 8'45.60"O ------- ------- ------- No realizada por proximidad de investigación de estudios en la
zona. Sondaje S-01 C18 Izquierda 3,9 15000 11 36°54'49.90"S 73° 8'49.40"O 1,0 a 1,1 0,5 0,2 CP5 Izquierda 3,5 15500 7 36°55'06.10"S 73° 8'53.40"O 0,7 a 0,9 0,1 C19 Izquierda 3,5 16103 11 36°55'25.10"S 73° 8'58.80"O 2,0 a 2,1 0,2
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Distancia investigación
al riel más próximo (m)
Poste ferroviario
más cercano
P.K. ferroviario Cota Latitud Longitud
Muestreo (profundidad metros) Espesores recubrimiento (m)
Observaciones Saco 60 kg Bolsa Densidad
In Situ (m)Suelo
vegetal Antrópicos
C20 Izquierda 3,5 16624 11 36°55'42.10"S 73° 9'02.80"O 1,9 a 2,1 1,9 a 2,1 0,2 C21 Izquierda 3,4 17137 10 36°55'57.70"S 73° 9'06.60"O 0,9 a 1,0 0,3 C22 Izquierda 4,5 17662 11 36°56'14.70"S 73° 9'10.10"O 2,0 a 2,1 0,3 C23 Izquierda 3,6 18100 11 36°56'28.10"S 73° 9'13.00"O 0,4 a 0,5 0,1 C24 Izquierda 4,8 18600 8 36°56'44.48"S 73° 9'17.23"O 0,1 a 0,3 0,1 a 0,3 0,3 C25 Izquierda 2,8 19191 9 36°56'03.37"S 73° 9'21.62"O 1,3 a 1,4 0,1 CP6 Derecha 21 19700 13 36°57'18.67"S 73° 9'27.16"O 1,4 a 1,6 0,15 C26 Derecha 3,7 20228 6 36°57'36.40"S 73° 9'29.90"O 1,6 a 1,7 0,4
C(S2) (No realizada) Izquierda 3 20775 2 36°57'53.90"S 73° 9'33.80"O ------- ------- ------- No realizada por imposibiliad de
acceso
C27 Derecha 4,8 21140 9 36°58'04.94"S 73° 9'37.07"O 0,4 a 0,5 0,2 C28 Izquierda 6 21852 15 36°58'25.90"S 73° 9'41.64"O 2,5 a 2,6 1,4 C29 4,5 22304 8 36°58'42.50"S 73° 9'45.80"O 1,0 a 1,2 0,6 C30 Izquierda 3,7 22800 7 36°58'58.10"S 73° 9'47.00"O 1,5 a 1,6 0,2 C31 Izquierda 3,7 23224 7 36°59'12.50"S 73° 9'47.50"O 1,4 a 1,5 0,5 C32 Derecha 7,5 24500 7 36°59'55.40"S 73° 9'46.30"O 1,3 a 1,5 1,3 a 1,5 0,2 C33 Derecha 5,6 24600 34 37°00'28.70"S 73° 9'35.37"O 1,2 a 1,4 0,5 1,2 Relleno C34 Derecha 7,7 25444 37°00'53.46"S 73° 9'26.43"O 1,4 a 1,5 0,5 CP7 Derecha 2,5 27500 2 37°01'20.85"S 73° 9'14.72"O 1,0 a 1,2 0,5
Tabla 2.2.I. Calicatas mecánicas.
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2.3. INVESTIGACIONES DE OTROS ESTUDIOS
La exploración del terreno en los documentos consultados se dividió en 4 aspectos:
Estudio del suelo de subrasante: resuelto mediante calicatas de 1,5 m de
profundidad.
Estudio de condiciones geotécnicas en sectores con topografía algo variable
(cortes, depresiones) sectores con topografía algo variable o presencia de
elementos estructurales de tierra (terraplenes): resuelto con pozos de 3,0 m de
profundidad.
Determinación de condiciones de fundación de estructuras (atraviesos y otros):
resuelto con pozos de 5,0 m de profundidad.
Análisis del suelo para estructuras mayores (viaductos en enlaces): resuelto con
sondajes de 20 m de profundidad.
Se dispone de tres campañas realizadas para estudios anteriores:
“LOCAL TÉCNICO BOCA SUR. SAN PEDRO DE LA PAZ. SAN PEDRO” elaborado
por EMPRO Ltda, en 2013.
"ASPECTOS GEOTECNICOS VIAL LOGISTICA PORTUARIA. CONCEPCION -
RUTA 160 – IV PUENTE - PUERTOS" Realizada por Estudio GEO Consultores en
2008
“ESTUDIO MECÁNICA DE SUELOS. CONEXIÓN INTERPORTUARIA VIII
REGIÓN.". Realizada por Ingeniería de Fundaciones Ltda. en dos etapas: 1º Etapa
en marzo de 2007 y 2º Etapa en diciembre de 2007.
“CONCESIÓN DE RUTA 160 CONCEPCIÓN – LEBY Y MEJORAMIENTO DE
RUTA P-60-R SECTOR TRES PINOS, VIII REGIÓN”. Realizado por GISA SA. en
2006.
La ubicación de las exploraciones recopiladas es la siguiente:
Tipo investigación
Nombre investigación en proyecto
original
Nombre investigación adoptado en
proyecto actual
PP.KK. proyecto
Profundidad de
investigación(m)
Calicata C-1 CLT-1 7+500 2
Tabla 2.3.I Prospecciones campaña Local Técnico (Calicata)
Tipo investigación
Nombre investigación en proyecto
original
Nombre investigación adoptado en
proyecto actual
Situación Profundidad
de investigación
(m)
Sondeo
SO-1 SO-1 X: 5913675,661 Y:665234,717 20
SO-2 SO-2 X: 5917963,645 Y:666177,368 20
Tabla 2.3.II Prospecciones campaña GEO consultores (Sondeos)
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Tipo investigación
Nombre investigación en proyecto
original
Nombre investigación adoptado en
proyecto actual Situación
Profundidad de
investigación(m)
Sondeos S-4 SR-4 Lomas Coloradas 1 20,25 S-5 SR-5 By Pass Los Batros 20
Calicatas
C-2 a C-27 Etapa 1ª (marzo
2007)
CE1‐27 2+160 1,5 CE1‐26 2+600 1,5 CE1‐25 3+100 1,5 CE1‐24 3+654 1,5 CE1‐23 4+200 1,5 CE1‐22 4+650 1,5 CE1‐21 5+168 1,5 CE1‐20 5+650 1,5 CE1‐19 6+150 1,5 CE1‐18 6+680 1,5 CE1‐17 7+200 1,5 CE1‐16 7+653 1,5 CE1‐15 8+170 1,5 CE1‐14 8+660 1,5 CE1‐13 9+348 1,5 CE1‐12 9+646 1,5 CE1‐11 10+340 1,5 CE1‐10 10+911 1,5 CE1‐9 11+176 1,5 CE1‐8 11+931 1,5 CE1‐7 12+443 1,5 CE1‐6 12+641 1,5 CE1‐5 13+246 1,5 CE1‐4 13+771 1,5 CE1‐3 14+179 1,5 CE1‐2 14+428 1,5
C-1 a C-4 Etapa 2ª (dic.
2007)
CE2‐4 2+600 1,5 CE2‐3 3+400 1,5 CE2‐2 3+659 1,5 CE2‐1 4+200 1,5
*Los ppkk incluidos en la tabla para localizar las catas, corresponden con los pp.kk. del proyecto Ruta 160-IVPuente-Puertos. Como referencia podemos
decir que el P.K. 1+600 corresponde aproximadamente con el final del humedal los Batros y el 14+900 con la entrada a Coronel.
Tabla 2.3.III Prospecciones campaña Ingeniería de Fundaciones Ltda (Sondeos y Calicatas)
Tipo investigación
Nombre investigación en proyecto
original
Nombre investigación adoptado en
proyecto actual
Situación Profundidad
de investigación
(m)
Sondeos
S-1 SG-1 Km. A 5700 m al sur cruce Michaihue. 20
S-2 SG-2 By pass Norte Coronel 20
Calicatas P-4 a P-31 (RYQ)
CG‐4 1+659 1,5 CG‐4 1+659 1,5 CG‐5 2+138 1,5 CG‐6 2+673 1,5 CG‐6 2+673 1,5 CG‐6 2+673 1,5 CG‐7 3+210 1,5 CG‐7 3+210 1,5 CG‐7 3+210 1,5 CG‐8 3+641 1,5 CG‐8 3+641 1,5 CG‐8 3+641 1,5 CG‐8 3+641 1,5 CG‐9 4+130 1,5 CG‐9 4+130 1,5 CG‐10 4+640 1,5 CG‐10 4+640 1,5 CG‐10 4+640 1,5 CG‐11 5+150 1,5 CG‐11 5+150 1,5 CG‐12 5+700 1,5 CG‐12 5+700 1,5 CG‐13 6+300 1,5 CG‐14 6+805 1,5 CG‐14 6+805 1,5 CG‐15 7+295 1,5 CG‐16 7+840 1,5 CG‐16 7+840 1,5 CG‐17 8+416 1,5
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Tipo investigación
Nombre investigación en proyecto
original
Nombre investigación adoptado en
proyecto actual
Situación Profundidad
de investigación
(m)
CG‐17 8+416 1,5 CG‐18 8+888 1,5 CG‐19 9+336 1,5 CG‐19 9+336 1,5 CG-20 9+825 1,5 CG-20 9+825 1,5 CG-21 10+330 1,5 CG-21 10+330 1,5 CG-22 10+902 1,5 CG-22 10+902 1,5 CG-23 11+260 1,5 CG-23 11+260 1,5 CG-23 11+260 1,5 CG-24 11+917 1,5 CG-24 11+917 1,5 CG-27 12+230 1,5 CG-27 12+230 1,5 CG-25 12+428 1,5 CG-25 12+428 1,5 CG-26 12+930 1,5 CG-26 12+930 1,5 CG-28 13+754 1,5 CG-28 13+754 1,5 CG-29 14+165 1,5 CG-29 14+165 1,5 CG-30 14+415 1,5 CG-30 14+415 1,5 CG-31 14+754 1,5 CG-31 14+754 1,5
*Los ppkk incluidos en la tabla para localizar las catas, corresponden con los pp.kk. del proyecto Ruta 160-IVPuente-Puertos. Como
referencia podemos decir que el P.K. 1+600 corresponde aproximadamente con el final del humedal los Batros y el 14+900 con la
entrada a Coronel.
Tabla 2.3.IV Prospecciones campaña GISA SA (Sondeos y Calicatas)
3. ESTUDIO GEOLÓGICO
El corredor objeto de estudio unirá los núcleos urbanos de Concepción al norte, y
Coronel al sur, discurriendo por una serie de unidades geológicas, cuyas edades van
desde el Paleozoico al Holoceno (Figura 3.a).
Figura 3.a.- Marco geológico general (Fuente: EIA Centro RSI Copiulemu).
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Las características litoestratigráficas de muro a techo de la serie se describen a
continuación:
a) Basamento Metamórfico (Paleozoico) (Aguirre et al., 1972): Constituido por
metapelitas y metagrauvacas afectadas por metamorfismo de baja presión y alta
temperatura.
b) Formación Santa Juana (Triásico Superior) (Ferraris, 1981): En contacto
mediante falla o suprayacentes a la Serie Oriental del Basamento Metamórfico,
aflora un conjunto de secuencias sedimentarias continentales, constituidas por
areniscas, areniscas conglomeráticas y lutitas, además de pequeños niveles de
carbón y restos fósiles de vegetales e invertebrados; sobre los cuales de forma
concordante se encuentra una secuencia marina constituida por areniscas gruesas
y arcillitas.
c) Formación Curanilahue (Eoceno) (Muñoz Cristi, 1956): Unidad formada por
areniscas, limolitas y arcillitas; subdividida en tres miembros que de muro a techo
corresponden a Miembro Lota, Intercalación y Colico. De origen continental con
mantos carboníferos el superior e inferior, y constituido por areniscas de origen
marino el intermedio.
d) Sedimentos de Terrazas Marinas (Pleistoceno - Holoceno) (Ferraris, 1981):
Sedimentos constituidos por arenas laminadas de ambientes costeros y dunas,
con escasa compactación y de disposición subhorizontal.
e) Depósitos Fluviales de Terrazas del Bío-Bío (Pleistoceno - Holoceno) (Ferraris, 1981). Corresponden a niveles aterrazados de gravas y arenas,
desarrollados a lo largo del río Bío-Bío y en el fondo de las quebradas principales
que desembocan en él.
La alternativa estudiada discurre sobre la Formación Curanilahue al sur del trazado y
mayoritariamente sobre los depósitos inconsolidados de terrazas marinas, éstos últimos
ocultados en gran medida por los rellenos antrópicos presentes en gran parte del
trazado.
3.1. ESTRATIGRAFÍA Y GEOMORFOLOGÍA
El área en estudio es parte de una llanura costera baja, arenosa, de relieve muy plano,
que se desarrolla con rasgos de gran continuidad desde el sur del río Bío Bío hasta las
cercanías de la ciudad de Coronel.
La llanura está relacionada con un proceso geológico de sedimentación de arenas,
eminentemente basálticas, transportadas por el río Bío Bío desde sus orígenes andinos
(por emisiones volcánicas del Antuco) hasta su desembocadura y luego reacomodadas
sobre la plataforma costera rocosa por la acción del mar.
Se estima que durante el Cuaternario la costa al sur de la desembocadura del río Bío
Bío, estaba situada a la cota actual de +25 metros, lo que está señalado por la ubicación
de acantilados, lagunas y líneas de costa en retroceso (dunas paralelas a la línea de
playa), aun observables en terreno y fotografías aéreas. Posteriormente, por efecto de
movimientos tectónicos, el continente y la plataforma se alzó lentamente, permitiendo
que el mar se retirara paulatinamente hasta su posición actual, dando origen a una
depositación del tipo “playa-duna” con arenas de características ingenieriles muy
similares a las encontradas en la desembocadura actual del río y en toda la línea de
costa del sector.
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El relieve submarino donde se depositaron estos sedimentos presenta una pendiente
suave, y de los antecedentes disponibles se puede inferir que los espesores de relleno
en la línea de costa son bastante más profundos que los alcanzados por los sondajes
consultados.
Desde el punto de vista geomorfológico, el trazado objeto de estudio se sitúa
mayoritariamente en la denominada Planicie Litoral, zona relativamente plana con una
extensión longitudinal de 19,2 km y un ancho promedio de 1,5 a 2 km entre el litoral y el
pie de la Cordillera Nahuelbuta.
De edad Pleistoceno – Holoceno, esta planicie está constituida por arenas volcánicas
(del Antuco) aportadas por los ríos desde la cordillera de los Andes y depositadas
nuevamente en el continente por la acción del mar y del viento. Se presentan como
dunas parcialmente estratificadas, horizontales y de escasa compactación superficial,
alcanzando espesores variables. Con una topografía plana de cotas inferiores a los 5 o 6
m.s.n.m, diferencias inferiores a 1m y cercanas a los 0,5 m, en la que es posible
distinguir cuatro niveles de terrazas marinas (Moreno et al, 2003).
3.1.1. Formación Curanilahue Ec (Eoceno)
Unidad formada por areniscas, limolitas y arcillitas; subdividida en tres miembros que de
muro a techo corresponden a Miembro Lota, Intercalación y Colico.
Es de origen continental con mantos carboníferos el superior e inferior, y constituido por
areniscas de origen marino el intermedio.
La fotografía 3.1.1.a corresponde a un afloramiento de estos niveles en las
proximidades de Coronel.
Fotografía 3.1.1.a. Afloramiento se las areniscas de la fm. Curanilahue en las inmediaciones del
puerto de Coronel.
3.1.2. Sedimentos de Terrazas Marinas y Depósitos Fluviales de Terrazas del Bío-Bío. PLHstm. (Pleistoceno - Holoceno)
Los sedimentos constituidos por arenas laminadas de ambientes costeros y dunas, con
escasa compactación y de disposición subhorizontal.
Los depósitos fluviales corresponden a niveles aterrazados de gravas y arenas,
desarrollados a lo largo del río Bío-Bío y en el fondo de las quebradas principales que
desembocan en él.
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Fotografía 3.1.2.a. Talud próximo al punto kilométrico ferroviario 9.
Fotografía 3.1.2.b. Corte del terreno en las arenas para el Local Técnico de Boca Sur.
3.1.3. Depósitos fluviales antiguos. PLHf. (Pleistoceno-Holoceno)
Arenas, desde muy fina a gruesas, con escaso limo, sin plasticidad, de buena selección,
subredondeadas, de origen volcánico y composición predominantemente andesítica-
basáltica; se presentan interestratificadas con depósitos coluviales, en el pie de laderas.
La profundidad del nivel de agua subterránea es superior a los 5 m.b.n.s.
La fotografía 3.1.3.a corresponde a estos niveles identificados en la calicata CP-1
Fotografía 3.1.3.a. Excavación de niveles fluviales antiguos en la calicata CP-1.
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3.1.4. Humedales. Hh. (Holoceno)
Depósitos de ciénagas y planicies de inundación fluvial reciente, de hasta 3 m de
espesor que sobreyacen tanto a sedimentos fluviales actuales como antiguos del río
Biobío. Corresponden a arcillas, limos y arenas finas a muy finas, con alto contenido de
materia orgánica, originados por obturación del drenaje en zonas topográficamente
deprimidas, cerradas por cordones litorales y dunas. La profundidad del nivel de agua
subterránea es entre 0 y 1,5 m b.n.s.
La fotografía 3.1.3.a corresponde al cruce del estero Los Batros
Fotografía 3.1.4.a. Cruce del ferrocarril del estero Los Batros.
3.1.5. Depósitos antrópicos. Han. (Holoceno)
Depósitos de composición y espesores muy variados. Contienen, entre otros materiales,
arenas, limos, arcillas, escombros de construcción, residuos sólidos domiciliarios, restos
orgánicos y escorias de fundición. Los espesores varían entre 1 m y 12 m en algunos
terraplenes de calles y puentes. La profundidad del nivel de agua subterránea varía entre
0 y 5 m.b.n.s.
3.2. HIDROGEOLOGÍA
En toda la Planicie Litoral, el agua subterránea forma un acuífero libre, con un nivel
freático muy cerca de la superficie y en los lugares donde intercepta la superficie
topográfica forma lagunas (Quiñenco, La Posada, Laguna Grande y Chica de San Pedro)
y vegas como las de Laguna Grande y Calabozo. Este acuífero presenta muy buenas
características por estar constituido en su mayor parte por arenas libres de limos y
arcillas, evidenciado por las constantes del acuífero (coeficiente de permeabilidad,
depresiones y gastos específicos) determinados en las captaciones existentes, las que
en su gran mayoría sólo explotan la parte superficial del mismo.
Actualmente, en la zona de Boca Sur y Michaihue los cordones de dunas que señalan las
antiguas líneas de costa han sido removidos a causa de la extracción de grandes
volúmenes de arena para ser utilizada como material de relleno, dejando depresiones
donde el acuífero freático está en la superficie o muy cerca de la superficie, formando
algunos sectores de vegas y pajonales de agua dulce. También se observa influencia de
las mareas.
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El funcionamiento hidrogeológico es uniforme en toda esta zona, ya que, la topografía
superficial tiene una tendencia hacia el mar, por lo que el flujo hidrogeológico tiende a ir
hacia el litoral. Debido a los numerosos ríos y arroyos existentes dentro del área a
estudiar, la mayoría de los sistemas de acuíferos tienden a recargar dicho ríos, sobre
todo a los más importantes, generando un flujo hacia ellos (zonas más deprimidas), por
lo que los niveles freáticos se encuentran bastante someros asociados a sus depósitos,
que por otro lado son muy permeables.
Las formaciones acuíferas son una muy importante fuente de recursos y contribuyen de
forma decisiva a la disponibilidad de agua.
3.2.1. Permeabilidad
Según la clasificación propuesta por Bredding, que se muestra en la tabla 3.2.1.I., los
materiales estudiados presentan permeabilidades clasificables como prácticamente
impermeables, constituyendo en general acuíferos impermeables, con muy pequeña
capacidad de drenaje.
. Tabla 3.2.1.I. Clasificación hidrogeológica propuesta por Hazen-Bredding
En cuanto a la permeabilidad de los suelos, ésta también se ha obtenido en función de
su granulometría, mediante la formulación propuesta por Hazen que, en su forma
general, es la que a continuación se expone:
2
0 edcK
En la que “c” es una constante y “de” es el diámetro equivalente, que Hazen identifica
como valor d10 de la curva granulométrica. Para K en cm/s a 20 ºC y d10 en cm es:
c= 45,8 para arenas arcillosas
c= 142 para arenas puras
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Sin embargo, es frecuente tomar c=100, siendo el margen de variabilidad más usual
entre 90 y 120 (Cedergren, 1967).
De los resultados obtenidos en los ensayos granulométricos, puede concluirse, que los
depósitos de arenas son muy permeables, con valores de k=5x10-3 a 0,1 cm/s,
correspondiente a niveles acuíferos buenos y permeabilidad media-alta.
3.2.2. Medida de niveles de agua. Napa freática
Una vez finalizado cada sondeo, se procedió a introducir un tubo de PVC ranurado para
la medición del nivel piezométrico. A continuación, se colocó una arqueta metálica
recibida con mortero, enrasada con el terreno natural.
Los sondeos en los que se detectó presencia de agua fueron achicados tras su
finalización, controlando los niveles de achique y su recuperación, con el objeto de
garantizar la posición del nivel freático. Posteriormente se realizó un seguimiento del
nivel freático de los sondeos con medidas diarias hasta la estabilización de los niveles.
El Cuadro 3.2.2.I. muestra un resumen de los niveles freáticos tomados en los sondeos.
FECHA MEDICIÓN NAPA FREÁTICA
Piezómetro Denominación
Cota (m.n.n.m.)
Medida con GPS
12/06/2013 14/06/2013 15/06/2013 16/06/2013
S-1 9,00 7,2 m (hay revestimiento)
Antes de achicar: 3,50 m
Después de achique:
3,65 m 3,30 m
S-4 9,00 7,8 m (hay revestimiento)
Antes de achicar: 2,70 m
Después de achique:
2,90 m 2,65 m
S(C-3) 7,00 1,75 m
Cuadro 3.2.2.I. Niveles freáticos de los sondeos.
Durante la realización de las calicatas no se observaron flujos de agua hacia la
excavación realizada, a excepción de la calicata C-2 en la que a 2.0m de profundidad se
localizó un nivel de agua relacionado con fugas en la red de aguas lluvias dispuesta
paralela a la faja de vía y fuera de ella.
Se puede considerar por ello la existencia en la Planicie Litoral de un nivel freático
continuo a una profundidad media de unos 3.5-4.0m y ligeramente sobreelevado en las
proximidades de los cauces que cruzan la faja de vía, como consecuencia de aportes
actuales a partir de aquellos (cediendo el acuífero agua en épocas de estiaje).
Debe considerarse por ello la existencia de un acuífero libre, por porosidad intergranular, dentro de los niveles de PLHstm
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3.3. TECTÓNICA Y SISMICIDAD
La Región del Biobío es una de las más sísmicas de Chile, habiéndose producido en ella
las mayores pérdidas en vidas del país producto de los movimientos telúricos. Los daños
materiales han sido también importantes, habiendo sido destruidas por efecto de los
terremotos las dos ciudades más importantes de la región, Concepción y Chillán, en seis
y tres ocasiones respectivamente, lo que implicó el traslado de sus respectivos
emplazamientos.
Loa mayoría de los sismos que se producen en el territorio chileno se deben a que Chile
se ubica a lo largo del contacto convergente de las placas de Nazca (oceánica) y
Sudamericana (continental), produciéndose la subducción de la primera bajo la segunda.
Las dos placas tienen sentido de movimiento contrario (la placa Sudamericana hacia el
Oeste y la de Nazca hacia el Este), con una velocidad de convergencia del orden de 8
cm/año.
Los sismos producidos en la región donde se localiza el proyecto en estudio pueden ser
producto del proceso de subducción (sismos interplaca), o deberse a la fracturación de
una de las placas, generalmente la de Nazca, estando en ocasiones asociados a las
fallas transformantes existentes en esta placa (sismos intraplaca).
El terremoto ocurrido en la comuna de San Pedro de la Paz el 27 de febrero de 2010,
corresponde al primer caso mencionado. Su magnitud fue de 8.8, con epicentro en el mar
chileno, frente a la localidad de Cobquecura al sur de los 36°S. Como ejemplo de sismo
asociado a fallas, cabe destacar el producido en Chillán el 24 de Febrero de 1939, con
una magnitud de 8.3.
Figura 3.3.a. Mapa esquemático de las placas tectónicas, con indicación del borde de subducción y
del epicentro del sismo ocurrido el 27 de febrero del 2010 en Concepción, con magnitud 8.8. Derecha, modelo esquemático del borde de subducción e indicación de los distintos tipos de
terremotos que se pueden producir.
Las siguientes tablas muestras los principales sismos históricos ocurridos en la región y
los sismos de magnitud superior a 7 que han tenido lugar en el siglo XX:
SISMOS HISTÓRICOS
Fecha Hora Epicentro Lat. (ºS)
Long. (ºW)
Intensidad (Mercalli)
Magnitud (Ritcher) Efectos
28-10-1562 7:00 Lebu 38.0 73.5 X 8 (estimada)
Destrucción completa de Ciudad Imperial. Provocó cambios topográficos: desaparición de algunos cerros y lagunas y aparición de otros. Tsunami
08-02-1570 9:00 150 km al N de Concepcion
36.5 74 8-8.5 (estimada)
Desplome de construcciones y grietas en el terreno. Tsunami. Réplicas durante 5 meses
15-05-1657 19:30 Al N de Concepción 37 72.8 8
(estimada)
Desplome de todas las edificaciones (hasta Chillán). Tsunami.
24-12-1737 Valdivia 8 (estimada)
Daños significativos en la ciudad. Tsunami que no generó daños adicionales en Concepción.
25-05-1751 1:00 Concepción 36.5 74 8.5 (estimada)
Destrucción de la ciudad. Tsunami que provocó la destrucción total.
20-01-1816 Concepción VIII Daños significativos en Concepción. 24-12-1831 Concepción VIII 21-01-1832 Concepción VIII
20-02-1835 11:40
A menos de 30 km de la ciudad de Concepción
36.8 73 8-8.2 (estimada)
Destrucción total de Chillán. Cráteres y agrietamientos en los terrenos aluviales que rodean a Concepción y el valle central. Tsunami de grandes proporciones.
23-07-1898 Cerca de la ciudad de Concepción
VIII Daños significativos en Concepción
Tabla 3.3.I. Sismos históricos.
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Fecha Hora (UTC)
Lat. (ºS)
Long. (ºW)
Prof. (km)
Magnitud (Richter) Zona Epicentral Efectos
20-08-1920 16:15 38.00 73.5 Isla Mocha
24-01-1939 23:32 36.25 72.25 55 8.3 Ninhue- Quirihue Afectó de forma destructiva a un área aproximada de 45.000 km2.
20-04-1949 15:32 38.0 73.5 70 7.3 Lebu- Isla Mocha
Destrucción del 80% de Angol. Tsunami arrasa parte de Lebu.
06-05-1953 17:16 36.5 72.6 60 7.6 San Carlos
Daños en el 15% de las edificaciones de Concepción. Mayores daños en Chillán, donde tuvo intensidad X (MM).
21-05-1960 10:02 37.5 73.5 7.3 Lebu 22-05-1960 10:32 37.5 73.0 7.4 Cañete- Angol 20-06-1960 2:01 38.0 73.5 7.3 Lebu- Isla Mocha 14-02-1962 6:36 37.8 72.5 45 7.3 Angol 18-08-1974 10:44 38.34 73.27 19 7.0 Tirua 10-05-1975 14:27 38.03 72.78 30 7.8 Angol
Tabla 3.3.II. Sismos de magnitud >7 ocurridos durante el s.XX
De la base de datos del USGS se ha obtenido un listado de los terremotos con magnitud
superior a 5 ocurridos en área centrada en la zona del proyecto en estudio, comprendida
entre latitudes -36º y -38º y longitudes -72º y -74.6º. La figura 3.3.b corresponde a al
representación geográfica de dichos terremotos, listados en el cuadro 3.3.III, en el que
se han resaltado los de mayor magnitud (entre 6 y 8.8).
Figura 3.3.b. Localización de sismos de magnitud >5 ocurridos durante el periodo 2000-2013 en el área comprendida entre -36º y -38º de latitud y -72º y -74.6º de longitud (información obtenida de la base de datos del USGS). La línea roja representa el contacto entre placas tectónicas. El polígono
negro abarca la zona del proyecto en estudio.
Fecha Hora (UTC+2) Latitud Longitud Profundidad
(km) Magnitud Tipo demagnitud
Localización del epicentro
26/12/2012 13:17:57.26 -37.274 -73.267 29 5.2 mwb Bio-Bio, Chile 30/08/2012 08:04:39.97 -37.199 -73.397 23 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 11/02/2012 02:58:17.00 -37.456 -73.884 20.2 5.6 mwb offshore Bio-Bio, Chile 23/01/2012 21:55:16.77 -36.338 -73.031 39.7 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 23/01/2012 17:22:07.00 -36.424 -73.486 7.1 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 23/01/2012 16:04:52.98 -36.409 -73.03 20 6.1 mww offshore Bio-Bio, Chile 29/09/2011 15:40:53.27 -37.933 -73.965 31.2 5.1 mb offshore Bio-Bio, Chile 28/09/2011 22:40:12.86 -37.952 -73.853 10 5.6 mwb offshore Bio-Bio, Chile 25/07/2011 11:15:11.00 -37.714 -73.728 32.8 5.2 mwb offshore Bio-Bio, Chile 01/06/2011 13:47:29.64 -37.489 -73.674 28.5 5.1 mb offshore Bio-Bio, Chile 01/06/2011 12:55:22.38 -37.578 -73.691 21 6.3 mww offshore Bio-Bio, Chile 22/04/2011 05:12:48.00 -37.905 -73.903 19.2 5.6 mwb offshore Bio-Bio, Chile 10/04/2011 20:24:22.00 -36.19 -73.767 23.8 5.2 mb offshore Bio-Bio, Chile 03/03/2011 07:58:53.00 -37.337 -73.855 18 5.2 mwc offshore Bio-Bio, Chile 28/02/2011 01:29:25.00 -37.36 -73.695 31.5 5.8 mwb offshore Bio-Bio, Chile 24/02/2011 04:36:48.00 -36.274 -73.805 33 5.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 13/02/2011 13:44:36.45 -36.557 -73.275 18.9 5.5 mwb offshore Bio-Bio, Chile 13/02/2011 10:35:06.74 -36.649 -73.176 17 6 mwc offshore Bio-Bio, Chile 13/02/2011 08:51:34.00 -36.565 -73.178 20.7 5.8 mwb offshore Bio-Bio, Chile 12/02/2011 01:17:01.41 -37.027 -72.954 16 6.1 mwb Bio-Bio, Chile
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Fecha Hora (UTC+2) Latitud Longitud Profundidad
(km) Magnitud Tipo de magnitud
Localización del epicentro
11/02/2011 23:39:21.31 -37.196 -73.198 15 5.9 mwb Bio-Bio, Chile 11/02/2011 21:45:57.00 -36.657 -73.442 17.7 5.3 mb offshore Bio-Bio, Chile 11/02/2011 20:16:42.85 -36.45 -73.15 38.9 5.3 mb offshore Bio-Bio, Chile 11/02/2011 20:05:30.91 -36.422 -72.96 26 6.9 mww offshore Bio-Bio, Chile 05/02/2011 16:11:39.68 -37.621 -73.448 28.9 5.8 mww Bio-Bio, Chile 20/11/2010 02:09:33.86 -37.958 -73.688 30.5 5.2 mb offshore Bio-Bio, Chile 10/11/2010 01:23:31.00 -36.438 -73.362 7 5 mwc offshore Bio-Bio, Chile 23/10/2010 10:56:59.48 -36.779 -73.41 28.9 5.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 23/10/2010 05:58:27.73 -37.743 -73.362 15 5.5 mwb Bio-Bio, Chile 04/10/2010 16:43:17.43 -36.364 -73.293 37.1 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 30/09/2010 00:26:10.00 -36.249 -74.256 20.2 5.8 mwb of f the coast of Bio-Bio, Chile17/09/2010 06:52:43.65 -37.506 -73.599 31.9 5.1 mwc Bio-Bio, Chile 14/09/2010 03:37:05.00 -37.522 -74.392 13.3 5.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 14/09/2010 03:23:37.47 -37.221 -73.524 26.4 5.2 mwc Bio-Bio, Chile 09/09/2010 07:28:01.72 -37.034 -73.412 16 6.2 mwb offshore Bio-Bio, Chile 06/09/2010 03:20:46.00 -37.785 -73.423 39.3 5 mwc Bio-Bio, Chile 22/08/2010 03:49:58.00 -36.532 -73.718 19.1 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 05/08/2010 06:27:16.13 -37.432 -73.323 23.7 5.4 mwc Bio-Bio, Chile 05/08/2010 06:01:47.44 -37.443 -73.281 18 5.9 mwc Bio-Bio, Chile 30/07/2010 12:10:54.00 -37.425 -73.642 15.9 5.1 ml offshore Bio-Bio, Chile 18/07/2010 22:59:04.00 -37.28 -73.844 18.3 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 29/06/2010 01:40:00.59 -37.836 -73.278 17 5.5 mwc Bio-Bio, Chile 27/06/2010 07:15:51.45 -36.875 -73.48 35 5 mwc offshore Bio-Bio, Chile 24/06/2010 13:24:09.53 -36.875 -73.535 35 5 mwc offshore Bio-Bio, Chile 01/06/2010 16:05:29.58 -36.819 -73.505 14.6 5.6 mwb offshore Bio-Bio, Chile 27/05/2010 22:20:13.00 -37.339 -74.257 28.4 5.2 mb offshore Bio-Bio, Chile 25/05/2010 13:09:26.03 -37.617 -72.852 34.8 5.3 mwc Araucania, Chile 24/05/2010 23:57:37.50 -36.25 -73.106 35 5.3 mwc offshore Bio-Bio, Chile 03/05/2010 18:39:44.69 -37.232 -73.686 35 5.4 mwc offshore Bio-Bio, Chile 29/04/2010 13:40:13.00 -36.852 -73.176 33.9 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 29/04/2010 07:56:34.15 -36.858 -73.616 35 5.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 25/04/2010 15:42:23.43 -37.526 -72.879 40.6 5 mb Bio-Bio, Chile 23/04/2010 10:03:06.18 -37.529 -72.969 32 6 mwc Bio-Bio, Chile 19/04/2010 07:32:48.89 -37.519 -73.68 25.8 5.2 mwc offshore Bio-Bio, Chile 18/04/2010 02:52:18.45 -37.167 -73.759 19.9 5.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 18/04/2010 01:49:38.50 -37.159 -73.753 29.9 5.6 mwc offshore Bio-Bio, Chile 16/04/2010 23:15:36.44 -37.42 -73.669 24 5.7 mwc offshore Bio-Bio, Chile 16/04/2010 22:41:33.88 -37.46 -73.732 6 5.7 mwb offshore Bio-Bio, Chile 16/04/2010 22:38:27.06 -37.503 -73.687 35 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 02/04/2010 22:58:07.56 -36.227 -72.878 24 6 mwc offshore Bio-Bio, Chile 02/04/2010 19:34:10.84 -36.119 -72.697 37.5 5.1 mb Bio-Bio, Chile 28/03/2010 14:36:34.33 -36.139 -73.449 35 5.2 mwc offshore Bio-Bio, Chile 24/03/2010 11:30:12.10 -36.543 -73.526 30.7 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 24/03/2010 00:05:14.58 -37.15 -73.557 19.1 5.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 21/03/2010 18:31:04.10 -36.344 -73.164 36.2 5.5 mwb offshore Bio-Bio, Chile 18/03/2010 01:57:29.57 -36.569 -72.773 28.4 5.2 mwc Bio-Bio, Chile 17/03/2010 19:00:06.80 -36.596 -72.91 27.1 5 mb Bio-Bio, Chile 16/03/2010 03:04:39.99 -36.405 -73.074 42.3 5.9 mwc offshore Bio-Bio, Chile 16/03/2010 02:21:57.94 -36.217 -73.257 18 6.7 mwc offshore Bio-Bio, Chile
Fecha Hora (UTC+2) Latitud Longitud Profundidad
(km) Magnitud Tipo demagnitud
Localización del epicentro
15/03/2010 12:13:16.55 -36.075 -73.178 35 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 13/03/2010 20:20:26.36 -36.825 -73.702 37.3 5.3 mwc offshore Bio-Bio, Chile 13/03/2010 10:34:43.36 -37.551 -73.465 35 5.8 mwc Bio-Bio, Chile 13/03/2010 03:19:07.10 -36.725 -73.5 30.7 5.4 mwc offshore Bio-Bio, Chile 13/03/2010 03:15:01.40 -36.685 -73.612 15 5.3 mwc offshore Bio-Bio, Chile 12/03/2010 10:32:35.31 -37.695 -73.786 35 5.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 11/03/2010 22:34:03.91 -37.705 -73.651 24.5 5.3 mwc Bio-Bio, Chile 11/03/2010 12:44:12.98 -37.259 -73.512 41.6 5.1 mb Bio-Bio, Chile 10/03/2010 09:37:59.08 -36.934 -73.498 35 5.2 mb offshore Bio-Bio, Chile 10/03/2010 09:04:09.90 -36.699 -73.189 27.3 5.1 mb offshore Bio-Bio, Chile 10/03/2010 04:01:48.75 -37.156 -73.681 36.6 5.2 mwc offshore Bio-Bio, Chile 10/03/2010 02:41:48.00 -36.981 -72.718 32.2 5.2 mwc Bio-Bio, Chile 07/03/2010 23:46:57.75 -36.156 -73.042 24.9 5.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 07/03/2010 15:59:44.60 -37.99 -73.3 26.8 5.9 mwc Bio-Bio, Chile 06/03/2010 18:03:22.86 -36.174 -72.972 35 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 06/03/2010 15:19:06.99 -37.434 -73.711 35 5.2 mwc offshore Bio-Bio, Chile 06/03/2010 01:23:18.80 -37.057 -73.521 10 5.1 mb offshore Bio-Bio, Chile 05/03/2010 12:01:53.11 -37.442 -73.506 35 5.2 mb Bio-Bio, Chile 05/03/2010 11:47:06.82 -36.665 -73.374 18 6.6 mwb offshore Bio-Bio, Chile 05/03/2010 10:31:23.39 -37.559 -73.643 37.1 5.2 mwc Bio-Bio, Chile 05/03/2010 09:19:36.38 -36.631 -73.223 29.9 6.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 04/03/2010 09:03:41.37 -37.647 -74.582 35 5 mwc offshore Bio-Bio, Chile 03/03/2010 17:44:25.04 -36.61 -73.36 20 6.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 03/03/2010 04:42:27.12 -37.301 -73.799 35 5.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 03/03/2010 04:35:59.72 -37.582 -73.872 35.3 5.3 mwc offshore Bio-Bio, Chile 02/03/2010 21:44:36.19 -36.48 -73.116 32.8 5 mwc offshore Bio-Bio, Chile 02/03/2010 18:30:21.41 -36.537 -72.562 35 5.1 mb Bio-Bio, Chile 02/03/2010 12:16:34.74 -36.618 -73.328 35 5.2 mwc offshore Bio-Bio, Chile 02/03/2010 04:28:45.41 -36.675 -73.301 35 5.5 mwc offshore Bio-Bio, Chile 01/03/2010 16:56:49.73 -36.297 -72.473 35 5 mwc Bio-Bio, Chile 01/03/2010 15:52:38.91 -36.759 -73.551 35.9 5.1 mwc offshore Bio-Bio, Chile 01/03/2010 08:58:33.08 -37.84 -74.486 35 5 mwc offshore Bio-Bio, Chile 01/03/2010 03:07:48.88 -36.048 -72.794 27.6 5 mb Bio-Bio, Chile 28/02/2010 23:49:04.48 -37.348 -73.065 35 5.1 mb Bio-Bio, Chile 28/02/2010 22:41:28.81 -36.847 -73.331 27.8 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 28/02/2010 18:44:30.31 -36.793 -72.729 35 5.1 mb Bio-Bio, Chile 28/02/2010 07:36:29.12 -37.79 -72.883 35 5 mb Araucania, Chile 28/02/2010 05:19:34.76 -37.792 -73.42 35 5.3 mb Bio-Bio, Chile 28/02/2010 05:13:58.41 -37.712 -73.328 35 5.3 mb Bio-Bio, Chile 28/02/2010 03:23:48.52 -37.754 -73.507 35 5.1 mb Bio-Bio, Chile 28/02/2010 01:33:11.61 -36.633 -72.707 35 5.3 mb Bio-Bio, Chile 28/02/2010 01:01:10.44 -36.818 -73.376 29.7 5.3 mb offshore Bio-Bio, Chile 28/02/2010 00:00:49.79 -36.624 -73.369 48.4 5.3 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 23:02:02.22 -37.695 -72.832 45.2 5.9 mwb Araucania, Chile 27/02/2010 22:16:13.76 -36.492 -73.304 38.3 5.3 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 21:59:06.73 -36.8 -73.315 30.7 5.2 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 21:41:26.04 -37.332 -73.836 35 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 19:46:07.17 -36.481 -73.197 35 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 19:06:17.63 -37.548 -73.345 40 5.2 mb Bio-Bio, Chile
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Fecha Hora (UTC+2) Latitud Longitud Profundidad
(km) Magnitud Tipo de magnitud
Localización del epicentro
27/02/2010 18:41:50.21 -37.632 -73.595 35 5 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 18:23:11.44 -37.581 -73.699 35 5.7 ms offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 18:15:22.81 -37.516 -73.55 24.7 5.6 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 18:13:03.87 -36.644 -73.093 35 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 17:43:37.22 -36.521 -73.051 38.4 5.5 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 17:24:30.59 -36.354 -73.208 19 6.1 mwb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 16:37:33.57 -37.511 -73.453 35 5.4 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 16:27:56.83 -37.78 -73.348 35 5.5 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 15:44:50.74 -36.129 -73.257 35 5.5 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 14:52:07.18 -37.968 -73.383 35 5 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 14:19:59.46 -37.335 -73.258 35 5 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 14:06:46.95 -37.219 -72.673 35 5 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 12:44:49.13 -37.169 -73.373 35 5.1 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 12:23:07.11 -36.184 -73.098 35 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 12:03:03.23 -37.032 -73.14 35 5 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 11:45:02.86 -36.326 -73.188 35 5.4 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 10:54:23.53 -36.804 -73.399 35 5.4 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 09:43:30.45 -37.113 -73.315 35 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 09:21:24.73 -36.668 -73.257 35 5.2 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 08:58:19.48 -37.52 -73.565 35 5 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 08:56:18.24 -36.099 -73.309 35 5 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 08:36:58.91 -36.176 -73.51 35 5.1 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 08:35:26.05 -36.952 -72.871 35 5.2 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 08:29:03.34 -37.247 -74.095 35 5.2 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 07:59:53.85 -36.122 -72.71 35 5.3 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 07:56:36.71 -37.033 -73.2 35 5.1 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 07:51:04.98 -36.458 -72.647 35 5.4 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 07:46:49.38 -36.866 -73.116 35 5.3 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 07:37:17.96 -36.869 -72.673 35 6 mb Bio-Bio, Chile 27/02/2010 07:23:15.97 -36.924 -73.594 35 5.6 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 07:21:32.97 -37.964 -74.126 35 5.1 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 07:15:52.60 -36.912 -73.366 35 5.2 mb offshore Bio-Bio, Chile 27/02/2010 06:34:11.53 -36.122 -72.898 22.9 8.8 mwc offshore Bio-Bio, Chile 21/01/2010 00:15:14.10 -36.281 -73.16 42.2 5.1 mb offshore Bio-Bio, Chile 29/12/2009 11:47:34.96 -36.675 -72.917 28.5 5.1 mwc Bio-Bio, Chile 23/11/2008 21:19:40.00 -36.322 -73.009 32.6 5.3 mwb offshore Bio-Bio, Chile 20/10/2007 19:56:21.30 -36.469 -73.006 40.8 5.2 mwc offshore Bio-Bio, Chile 21/05/2006 05:11:38.90 -37.322 -73.641 22.5 5.2 mwc Bio-Bio, Chile 05/01/2006 22:51:15.89 -36.399 -73.224 23.9 5.2 mwc offshore Bio-Bio, Chile 10/09/2004 10:44:17.10 -37.927 -72.96 44.5 5.3 mwc Araucania, Chile 03/05/2004 04:36:50.04 -37.695 -73.406 21 6.6 mwb Bio-Bio, Chile 27/07/2000 03:18:36.24 -37.238 -73.522 30.7 5 mb Bio-Bio, Chile Cuadro 3.3.III. Sismos de magnitud >5 ocurridos durante el periodo 2000-2013 en el área
comprendida entre -36º y -38º de latitud y -72º y -74.6º de longitud (información obtenida de la base de datos del USGS). Se han resaltado aquellos con magnitud superior a 6.
3.3.1. Normas para el diseño sísmico
Según la zonificación sísmica por comunas incluida en la Norma NCh433.Of1996, modificada en 2009, las comunas de Concepción, Coronel y San Pedro de La Paz se
incluyen en la Zona 3. La aceleración efectiva es 0.40g.
Peter Welkner M. (1989), en su trabajo “Algunas consideraciones acerca del diseño
sísmico de las obras civiles en Chile”, describe una metodología destinada a determinar
el riesgo sísmico y el coeficiente sísmico de diseño para una obra determinada y propone
un listado preliminar de coeficientes sísmicos regionales aproximados, en el que se
asigna al sector costero de la Región VIII (Biobío) un coeficiente sísmico de 0.42. Este
coeficiente representa la solicitación de un Sismo Base de Diseño con período de retorno
de 100 años y tiene solamente el carácter de una guía para estudios preliminares de
grandes obras de ingeniería, debiendo llevarse a cabo estudios complementarios cuando
la magnitud del Proyecto o la sismicidad de la zona así lo justifiquen.
En base a datos empíricos más recientes, en la zona donde se localiza el proyecto el
valor de la aceleración máxima alcanza valores mayores a los comentados. Para el
terremoto ocurrido el 27 de febrero de 2010 (magnitud 8.8), las estaciones del Servicio
Sismológico y del Departamento de Ingeniería Civil de la Universidad de Chile registraron
aceleraciones máximas verticales con valores cercanos a las aceleraciones máximas
horizontales (Cuadros 3.3.1.I y 3.3.1.II). Considerando estos datos, la aceleración
horizontal máxima para el área de Concepción (San Pedro) es 0,646g.
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Cuadro 3.3.1.I. Aceleraciones máximas registradas; Servicio Sismológico, Uch.
Cuadro 3.3.1.II. Aceleraciones máximas registradas; Depto. Ing. Civil Uch.
3.3.2. Zonificación tectónica del área de estudio
El evento de mayor magnitud y más reciente (febrero de 2010, con magnitud Mw=8,8 y
epicentro localizado a unos 80 km al NO del área de estudio), alcanzó una intensidad
estimada de VIII a X grados en la escala de Mercalli modificada.
En el área de estudio, este sismo destruyó parcial o totalmente gran parte de las
construcciones; la mayor parte de los daños en viviendas y edificios se produjeron por
efecto del fenómeno de licuefacción, con agrietamiento y asentamiento diferencial de
suelos y propagación lateral en los terrenos que limitan con cuerpos de agua. Estos
fenómenos se concentraron en unidades de suelos del tipo humedales y depósitos
antrópicos, y en una franja de al menos 200 m de ancho paralela al borde costero,
correspondiente a depósitos litorales.
Figura 3.3.2.a. Mapa de microzonificación sísmica de San Pedro de La Paz (tomado de la Carta
Geológica de Chile, Serie de Geología Ambiental, Nº16) sobre el que se ha situado la parte norte del trazado en estudio (línea negra).
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Zona I: arenas con bajo contenido de limos de los depósitos litorales, intercalados con
las arenas limosas de los depósitos fluviales del río Biobío y depósitos de humedales. En
este sector el relleno sedimentario presenta su mayor potencia (alcanza un valor superior
a 200 m). Según la norma NCh 433.Of96 (INN, 2009), la mayoría de los suelos en esta
zona se clasifican como tipo III, con excepción de los sectores que coinciden con la Zona L, donde existen suelos susceptibles de licuefacción (rellenos y humedales), clasificados
como tipo IV. Los valores de períodos predominantes obtenidos en esta zona, se
encuentran en el rango de 1,5 a 2,0 s.
Zona II: depósitos aluviales constituidos por arenas finas a medias con escaso limo,
intercaladas con depósitos de arenas litorales, localmente cubiertos por rellenos
antrópicos y depósitos de humedales. Según la norma NCh 433.Of96 (INN, 2009), la
mayoría de estos suelos clasifican como tipo III, con excepción de los sectores ocupados
por rellenos y humedales, que se clasifican como tipo IV (Zona L). El período
predominante varía de 1,0 a 1,5 s.
Zona III: depósitos litorales y fluviales, así como depósitos antrópicos y humedales,
localizados en una franja delgada hacia el norte, adosada a la Cordillera de la Costa y
que se ensancha hacia el sur, y alcanza la línea de costa. Según la norma NCh 433.Of
96, los suelos cercanos a roca no meteorizada se clasifican como tipo I, mientras que los
sectores de arenas limosas de origen marino y fluvial son del tipo III, y los rellenos y
humedales, de tipo IV. El período predominante en esta zona varía entre 0,5 y 1,0 s.
Zona IV: Formada por rocas metamórficas paleozoicas muy meteorizadas y depósitos de
terrazas marinas poco consolidados ubicados en serranías de la cordillera de
Nahuelbuta.
Según la norma NCh 433. Of96 (INN, 2009), la roca fresca o meteorizada ‘in situ’ se
clasifica como tipo I, y los depósitos aluviales y coluviales como tipo III o IV. Esta zona
tiene los períodos predominantes más cortos del área de estudio, variables entre 0,1 y
0,5 s.
3.4. RIESGOS GEOLÓGICOS
En función de las observaciones efectuadas a lo largo del trazado actual, la mayoría de
los riesgos que pueden afectar al mismo se relacionan con los fenómenos siguientes:
Grandes avenidas e inundaciones
Tsunamis
Sísmos
Problemas de licuefacción asociados
3.4.1. Riesgos asociados a inundaciones por avenidas del río Biobio
El río Biobio ha generado avenidas que muchas veces se han traducido en grandes
inundaciones, provocando éstas daños e interferencias en el normal desenvolvimiento de
sus habitantes, llegando a producir importantes pérdidas materiales. Como se aprecia en
la fotografía 3.4.1.a la zona en estudio ha sufrido inundaciones como la registrada en
2006, por la torrencialidad de los ríos en épocas lluviosas.
Como se aprecia en la fotografía anterior, la línea de aguas máximas obtenida en el
estudio hidráulico del Bío Bío arrojó un nivel de crecida centenaria de 5.85m.s.n.m. en el
eje del IV puente.
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En la fotografía se muestra el aspecto de la inundación en el sector de Hualpén el año
2006 donde se aprecia el trazado vial sobrepasado por la crecida de inundación.
Figura 3.4.1.a. Mapa de puntos conflictivos de inundaciones.
El plano 5.3 corresponde al mapa de amenaza por desborde de cauces para la zona de
estudio, siendo especialmente susceptibles la zona del estero Los Batros y el sector final
desde Escuadrón a Coronel.
3.4.2. Riesgo sismico
Situado en un complejo escenario sismo-tectónico, donde la placa oceánica de Nazca
subduce bajo el margen occidental de la placa continental Sudamericana (Uyeda, 1979)
con una tasa actual de convergencia estimada en 8 cm/año (De Metset al, 1994), hace
de Chile una de las regiones con mayor actividad sísmica del mundo. La acumulación y
posterior relajación de esfuerzos producto del régimen de subducción es la causa de que
prácticamente todo el territorio chileno esté afectado frecuentemente por seísmos,
concentrados mayoritariamente a lo largo de bordes de placa (interplaca), encontrándose
el área de estudio aledaña al margen continental, lo que la hace especialmente
vulnerable ante este tipo de sismos, de mayores magnitudes y afectando a áreas más
extensas que los intraplaca, generados por los esfuerzos propagados hacia el interior de
la placa continental.
En la Figura 3.4.2.a se muestran los sismos de magnitud >4 ocurridos entre 1973 y
diciembre de 2010 en el área de estudio, recopilados a partir del Catálogo NEIC del
Servicio Geológico Estadounidense (USGS).
3.4.2.a.- Sismos de magnitud > 4 ocurridos en la Región del Bío-Bío entre 1973 y Diciembre de 2010
(Catálogo NEIC 1973-2010. USGS).
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Teniendo en cuenta el complejo escenario geológico y tectónico existente, en todos los
casos será imprescindible tener en cuenta la acción sísmica sobre las obras a ejecutar,
siendo éste uno de los principales condicionantes geotécnicos y que por tanto requiere
un estudio minucioso.
A partir de mediciones de microvibraciones realizadas en la ciudad de Coronel, han sido
estimadas frecuencias fundamentales de vibración de los suelos, siguiendo la
metodología utilizada por Nakamura (1989, 2000) para el Plan Regulador Comunal de
Coronel. Esta metodología permite realizar una estimación de zonas más susceptibles a
sufrir daños producidos por grandes terremotos.
Las rocas terciarias (Fm. Curanilahue) se caracterizan por presentar una frecuencia
fundamental superior a 2 Hz (periodo 0.5 s), presentando niveles de daño moderado y
amplificaciones de 0.5 a 1 grado de intensidad MSK (Leyton et al., 2010). Para los
sedimentos de Terrazas Marinas los cuales presentan grados variables de cementación,
se estima un frecuencia de vibración variable de 0.7 Hz a 2 Hz, indicativas de suelos de
menor calidad, con una amplificación entre 1 y 1.5 de intensidad. En base a los
anteriores resultados se pueden clasificar los depósitos presentes en la zona de estudio
de la siguiente forma:
Grupo 1. Suelos de Mala Respuesta Sísmica: Las Terrazas Marinas, aunque no
es descartable la existencia de niveles de mayor compactación y/o cementación,
disminuyendo la respuesta sísmica a niveles de amplificaciones menores. Zonas
con rellenos antrópicos pueden generar grandes amplificaciones de la señal
sísmica.
Grupo 2. Suelos de Regular Respuesta Sísmica: Formación Curanilahue.
Grupo 3. Suelos de Buena Respuesta Sísmica: Zonas de transición entre
Terrazas Marinas y rocas del Basamento Metamórfico, con amplificaciones bajas a
nulas.
3.4.3. Riesgos por tsunamis
Además del principal efecto de los seísmos, asociado a fuertes movimientos del terreno
con peligro sobre las estructuras y las personas, debido a las fuertes aceleraciones
generadas por las ondas sísmicas; los terremotos pueden inducir la ocurrencia de otros
fenómenos como tsunamis y movimientos en masa (caídas de bloques y deslizamientos).
Al discurrir el trazado en gran medida por una planicie litoral de topografía plana, con una
cota aproximada de 5 - 6 m.s.n.m. el peligro de inundación por tsunami es especialmente
relevante.
El plano 5.1 corresponde al mapa de amenaza por tsunamis para la zona de estudio,
siendo especialmente susceptibles la zona del estero Los Batros y el sector final en
Coronel.
3.4.4. Riesgo de licuefación
Cabe destacar la susceptibilidad existente en la zona de estudio a la licuefacción del
terreno, dónde un material sólido se comporta como un líquido bajo solicitaciones
sísmicas, al aumentar la presión de agua presente en los sedimentos, debido a la
existencia a lo largo del trazado de depósitos granulares poco consolidados (dunas,
playas), a la posible existencia de niveles freáticos someros ligados a zonas costeras y a
los ocasionales fuertes movimientos sísmicos en la zona.
La licuefacción es un fenómeno que afecta principalmente a suelos sin cohesión,
saturados y poco compactos, caracterizándose por una pérdida total de la resistencia del
terreno, debido al incremento de las presiones intersticiales, y por su capacidad de
experimentar desplazamientos como fluidos.
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Los niveles arenosos descritos anteriormente en la unidad de Terrazas Marinas,
presentan propiedades geotécnicas que se encuadren dentro de las propiedades que
marca la tabla 3.4.4.I sobre la susceptibilidad de que se produzcan estos fenómenos
PROPIEDADES GEOTÉCNICAS SUELOS LICUEFACTABLES
Grado de saturación (Sr) = 98 - 100 % Arenas con contenido en arcillas < 20%, IP < 10.
Diámetro medio D50 = 0,05 – 1,0 mm. Arenas con contenido en limos < 10%, (N1)60< 20.
Coeficiente de uniformidad (Cu) = D60/D10< 15 Arenas limpias (N1)60*< 25
Contenido en finos < 10 % *(N1)60 =N*CN*CE*CB*CR*CS
CN: presión atmosférica/ efectiva; CE: coeficiente
energía de golpeo del ensayo; CB:Coeficiente
diámetro del sondeo; CR: coeficiente longitud
varillaje; CS:coeficiente tomamuestras estándar
Compactación: Nspt< 10 (< 10 m de prof.) y Nspt< 20
(> 10 m de prof.)
Tabla 3.4.4.I.- Propiedades de suelos susceptibles de sufrir licuefacción según diferentes normativas y autores.
Cuando los fenómenos de licuefacción son posibles se suelen establecer las medidas
preventivas adecuadas, como la excavación y sustitución de suelos licuables, tratamiento
de suelos, la mejora de resistencia (precargas, vibroflotación y compactación dinámica),
mejora del drenaje disipando sobrepresiones intersticiales (drenes verticales y columnas
de grava) y con el refuerzo de cimentaciones y estructuras (pilotajes). Estas actuaciones
serán valoradas a lo largo del estudio
De acuerdo a la observación de zonas afectadas por licuefacción, ésta tiene lugar con
seísmos de magnitud igual o superior a 5.5 (aceleraciones ≥ 0.2 g), a profundidades
inferiores a 15 m y con un nivel freático somero (< 3 m de profundidad).
Finalmente se deben tener en cuenta reducida capacidad portante y posibles
asentamientos superficiales en depósitos sedimentarios recientes.
3.4.5. Otros riesgos
Aunque el área de estudio se encuentra ubicada a más de 200 km de distancia del arco
volcánico actual, por lo que no estaría directamente en la zona de influencia por peligro
volcánico, las nacientes del río Bío-Bío están situadas directamente sobre dicho arco, por
lo que en caso de una erupción aguas arriba de la zona de estudio, efectos como la
contaminación de las aguas, inundaciones, crecidas y problemas de transporte podrían
producirse.
Finalmente pueden existir zonas susceptibles de generar deslizamientos y caídas de
bloques, ligadas a zonas con pendientes elevadas y fuertemente antropizadas. Los
eventos sísmicos y las precipitaciones intensas constituyen los factores
desencadenantes de estos fenómenos.
El plano 5.2 corresponde al mapa de amenaza por movimientos de masa, sin
repercusión para el tramo en estudio, a excepción del pequeño tramo de afloramientos
rocosos en las inmediaciones de Coronel.
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4. MECÁNICA DE SUELOS. CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA
En este apartado se realiza la caracterización geotécnica de las diferentes unidades
identificadas a lo largo del trazado. Deriva de un el análisis pormenorizado de los
resultados de los ensayos de laboratorio e in situ, comparando unos con otros,
correlacionándolos entre sí y con valores bibliográficos, dando validez o descartando
aquellos cuyo resultado no se considera fiable o representativo.
A partir de este análisis se realiza un tratamiento estadístico sencillo de los datos para,
finalmente establecer modelos constitutivos acordes al tipo de terreno, que proporcionan
sus parámetros resistentes y deformacionales.
No se dispone todavía de los ensayos de laboratorio solicitados sobre las muestras
recogidas en la campaña actual; por este motivo la caracterización se ha realizado a
partir de los ensayos recopilados de proyectos cercanos, en su gran mayoría de los
realizados para el proyecto de la conexión interportuaria (Concepción-Coronel) cuyo
trazado discurre paralelo al de proyecto en estudio entre Los Batros y el acceso Norte a
Coronel (Ruta 160). En revisiones posteriores se incluirán los resultados de los ensayos
realizados.
4.1. ANTECEDENTES
Para la caracterización geotécnica ha sido considerada la información de ensayes de
laboratorio e in situ contenida en los siguientes estudios:
Estudio para la Interconexión Vial Logística Portuaria Concepción (Ruta 160-IV
Puente-Puertos). Mecánica de suelos. Costado Oriente. Anteproyecto.
Geoconsultores.
Estudio de Mecánica de Suelos. Conexión Interportuaria VII Región. Informe de
estructuras. M.F., Ingeniería de Fundaciones.
Informe de mecánica de suelos para Local Técnico Boca Sur. San Pedro de la
Paz. San Pedro. EMPRO Ltda.
Resultados de la exploración de suelos y ensayos de laboratorio, efectuados por la
empresa GISA SA en Abril y Mayo de 2005, para la mejora de la Ruta 160.
4.2. DESCRIPCIÓN GEOTÉCNICA DEL SUBSUELO
A lo largo del trazado se han elaborado perfiles geotécnicos en los cuales se incluye la
disposición de las diferentes unidades, o grupos geotécnicos definidos, y su relación con
el perfil de excavación. Las unidades geotécnicas diferenciadas son las que se muestran
en la tabla 4.2.I.
UNIDAD GEOTÉCNICA Descripción
Depósitos litorales de terraza.
H-1* Profundidad
< 1m
Arenas homométricas, de color cafetoso , puntualmente con algo de finos limosos no plásticos
y gruesos uniformes, tipo SP a SM Compacidad floja.
H-1. Profundidad de 1 a 1,5-
5m
Arena homométrica media a fina, de color cafetoso a negro, con ausencia de gravas prácticamente y muy
pocos finos limosos no plásticos. Tipo SP. Compacidad media.
H-2 Profundidad
< 1,5-5m (bajo el NF)
Arena homométrica media a fina saturada, con ausencia de gravas prácticamente y muy pocos finos
limosos no plásticos. Tipo SP. Compacidad media a densa.
Depósitos fluviales actuales Depósitos similares a los litorales pero saturados de agua y con bajo grado de compactación.
Humedales Arcillas, limos y arenas finas a muy finas, con alto contenido en materia orgánica,
Formación Curanilahue Sustrato rocoso compuesto por areniscas, limolitas y arcillitas
Rellenos antrópicos. Qxv
(Rellenos vertidos)
Depósitos de composición y espesores muy variables. Arenas, limos, arcillas, escombros de
construcción, residuos sólidos domiciliarios, restos orgánicos y escorias de fundición.
Tabla 4.2.I.- Unidades geotécnicas.
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La estratigrafía general se caracteriza por la presencia de rellenos antrópicos o tierra
vegetal en superficie que cubre un espesor de aproximadamente 0,5 m, aunque como se
puede ver en la siguiente figura, puntualmente se superan el metro de profundidad,
llegando incluso a los 2,5m de espesor.
Figura 4.2.a. Profundidad de rellenos o tierra vegetal identificado en las calicatas realizadas durante la
campaña actual.
Bajo estos niveles de relleno, como se ha comentado con anterioridad (véase apartado 3
Estudio Geológico), el trazado en estudio discurre casi en su totalidad por la unidad
geológica PLHstm que corresponde con Depósitos litorales de terrazas, constituidos
por arenas medias a finas laminadas de ambientes costeros y dunas, con compacidad
suelta a media en superficie pero muy compacta en profundidad.
Resulta evidente que la traza también atraviesa puntualmente los Depósitos fluviales
actuales. Según la información recogida en campo, estos depósitos están constituidos
por las mismas arenas Bio-Bio, con un ligero incremento de finos y con gravas
subordinadas. Estos niveles se analizarán cuando se disponga de los ensayos de la
campaña actual, aunque a priori no se esperan grandes diferencias respecto a lo descrito
con anterioridad en cuanto al tipo de suelo. Como diferencia se estima que pueden
presentar algo más de finos y que corresponden con depósitos saturados recién
depositados por lo que presentarán bajo grado de compactación.
También se atraviesa la zona del Humedal de Los Batros, actualmente no se dispone
de ensayos en esta unidad correspondientes a depósitos de ciénagas y planicies de
inundación fluvial reciente, de hasta 3m de espesor. Se identifican arcillas, limos y arenas
finas a muy finas, con alto contenido en materia orgánica, originados por obturación del
drenaje en zonas deprimidas. La profundidad del nivel de agua oscila entre 0 y 1,5m.
Cabe destacar que hacia la parte final del trazado, ya en la población de Coronel, la
planta geológica indica que el terreno natural se corresponde con el sustrato rocoso de la
formación Curanilahue Ec (Eoceno), compuesto por areniscas, limolitas y arcillitas, sin
embargo en las profundidades estudiadas no se ha detectado su presencia.
El nivel freático fue detectado en el tramo entre 1,5 y 6 m bajo la superficie. Sin
embargo, la condición geomorfológica descrita y la permeabilidad alta estimada para la
arena, permite asumir que el nivel freático se encuentra con una superficie bastante
plana y que las variaciones de profundidad son debidas a diferencias topográficas del
terreno o a la cercanía a alguno de los cursos de agua que cruza el trazado. La
granulometría de la arena (mayoritariamente entre las mallas 10 y 40) permite el ascenso
capilar que, al provocar una cohesión aparente por succión, puede hacer sentir el suelo
más denso y/o firme que lo que realmente es.
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4.3. PARÁMETROS GEOTÉCNICOS Y DE DISEÑO DE CADA UNIDAD.
4.3.1. Depósitos litorales de terraza. Unidad PLMsmt. Arenas Bio-bío.
Estos depósitos están constituidos por las arenas bio-bio como se las conoce localmente,
generalmente descritas como arenas finas a medias con granos de color gris, café y
negros.
En la tabla 4.3.1.I. se muestra un resumen con los resultados obtenidos de los ensayos
de laboratorio disponibles, incluyendo el número de ensayos, valor máximo, mínimo y
medio. En la tabla 4.3.1.II se muestra la totalidad de los ensayos de laboratorio
realizados en este grupo geotécnico.
Depósitos litorales.
nº Datos Máximo Mínimo Media
GRANULOMETRÍAS
# 63mm 138 100 100 100 # 50mm 138 100 100 100 # 20mm 138 100 79 100 # 5mm 138 100 61 99 # 2mm 138 100 33 96
# 0,4mm 138 89 6 34 # 0,080mm 138 34 0 5
Coef. de curvatura 65 4,75 0,09 1,57 Coef. de uniformidad 65 23,20 2,43 7,26
PLASTICIDAD Límites de Atterberg L.L. 3 26 24 25 No plásticas 138
C.B.R. CBR al 95% 48 42 14 26 CBR a la DN. 48 38 14 23
PROCTOR MODIFICADO
D.Max. húmeda (g/cm³) 48 2,20 1,73 1,98 D.Max. seca (g/cm³) 48 2,01 1,60 1,83
W opt (%) 48 14,70 6,00 8,41
CLASIFICACIÓN DESUELOS
U.S.C.S. - - SP
AASHTO - - - A-1b ; A-3Tabla 4.3.1.I.- Resumen de ensayos disponibles en los depósitos litorales.
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*Los ppkk incluidos en la tabla para localizar las catas, corresponden con los pp.kk. del proyecto Ruta 160-IVPuente-Puertos. Como referencia podemos decir que el P.K. 1+600 corresponde aproximadamente con el final del humedal los Batros y el 14+900 con la entrada a Coronel.
SR- : Sondeos proyecto Conexión Interportuaria VIII Región
CE1-: catas proyecto Conexión Interportuaria VIII Región, 1ª etapa
CE2-:catas proyecto Conexión Interportuaria VIII Región, 2ªetapa
CG-:catas efectuados por la empresa GISA SA en Abril y Mayo de 2005, para la mejora de la Ruta 160
SG-:sondeos efectuados por la empresa GISA SA en Abril y Mayo de 2005, para la mejora de la Ruta 160GISA puente industrial
CLT-:catas local técnico Boca Sur. San Pedro de la Paz. San Pedro. EMPRO Ltda
Tabla 4.3.1.II.- Ensayos de laboratorio disponibles en la unidad de depósitos litorales.
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En las granulometrías disponibles se puede observar que la práctica totalidad del
material se ubica entre el tamiz Nº 10 (2mm) y el Nº 200 (0,074mm). El porcentaje de
finos oscila entre 0 y el 34%, con un valor medio del 5%. La totalidad de las muestras se
han clasificado como no plásticas.
Figura 4.3.1. a. Curvas granulométricas de todas las muestras disponibles en las arenas bio-bio.
En la figura 4.3.1.b se indica el porcentaje de muestras que se enmarcan en cada tipo
de suelo diferenciado en el Sistema Unificado de Clasificación de Suelos. Según los
valores medios se podría decir que los depósitos litorales corresponden con arenas mal
graduadas, SP.
Figura 4.3.1. b. Clasificación de suelo según USCS en las muestras disponibles en las arenas bio-bio.
En su nivel más superficial (Horizonte H-1) las arenas presentan puntualmente algo más
de limos, con finos no plásticos y gruesos uniformes, clasificables como de tipo SP a SM
según el sistema unificado (USCS). Bajo este primer nivel (figura 4.3.1.c) los ensayos
muestran una gran homogeneidad, clasificando el suelo como una arena algo más
gruesa, con hasta un 80% ubicado entre las mallas Nº10 y Nº40, con ausencia de gravas
prácticamente y pocos finos limosos no plásticos (Horizonte H-2).
En cuanto a los valores del índice N30 se observa una gran dispersión en los resultados
disponibles (figura 4.3.1.d). Los ensayos realizados para la conexión interportuaria VIII
Región (SR-4 y SR-5) indican una compacidad media en los 5 m superficiales, y densa
en profundidad. La campaña efectuada por GISA para la Ruta 160 (SG-1 y SG-2) indica
una compacidad media a densa en superficie (<5m) y muy densa en profundidad.
Finalmente los resultados de la campaña actual (S-1, S(C-3) y S-4) indican
compacidades flojas a medias en toda la profundidad estudiada.
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Figura 4.3.1.c. % de paso por los tamices #200 y #10 y % de humedad en función de la profundidad, en todas
las muestras disponibles en las arenas bio-bio.
Figura 4.3.1.d. Valores de los ensayos SPT. Izda: Valor del índice N30. Dcha: Valor del índice N1(60), que es el N30 normalizado para una sobrecarga de tierras efectiva de 100kPa (Para profundidades menores de 3m los
valores del ensayo SPT normalizados, se han reducido en un 25%, según recomienda el Eurocódigo).
Esta dispersión puede deberse a la dificultad de realizar este ensayo en arenas limpias
por debajo del nivel freático, ya que las arenas se pueden sifonar y alterar el resultado
del ensayo. Es por ello que para evaluar la compacidad, ha sido necesario valorar
también los resultados de los ensayos de laboratorio, que a priori parecen más fiables. A
partir de valores bibliográficos del tipo de suelo (SP) y el índice de poros se puede
estimar la compacidad del suelo.
Figura 4.3.1.e. Propiedades comunes de los suelos no cohesivos (Hunt, 1984).
HORIZONTE 1
Este primer horizonte cubre el espesor más superficial, aproximadamente hasta el nivel
freático (1,5-5m). Corresponde con arenas mal graduadas, en algunas zonas algo
limosas, presentándose seco en superficie y algo húmedo en profundidad. En estos
primeros metros se dispone de ensayos de densidad in situ realizados en las calicatas. A
partir de estos datos se han obtenido las propiedades elementales del suelo.
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Figura 4.3.1.f. Distribución de los ensayos de densidad realizados en calicatas.
DATOS DE ENSAYOS
Gs gravedad específica de las partículas sólidas 2,69 Mg/m3
pap densidad aparente o natural 1,78 Mg/m3 w humedad natural 5,3 %
RESULTADOS PROPIEDADES ELEMENTALES
pd densidad seca 1,69
Mg/m3 psat densidad saturada 2,06 p' densidad efectiva o sumergida 1,06 pw densidad del agua 1,00 Sr Grado de saturación 23,9 % Ar Proporción de aire 28,3 % e índice de huecos 0,59 n porosidad 37,17 %
Tabla 4.3.1.III. Parámetros elementales del suelo obtenidos a partir de los ensayos de densidad, humedad y peso específico de las partículas sólidas.
Según los ensayos disponibles, la densidad seca es de 1,69 Mg/m3 y el índice de poros
e≈0,60. Según Hunt (figura 4.3.1.e), las arenas SP con estas propiedades presentan
compacidades medianamente densas y les correspondería un ángulo de rozamiento
interno de 33º.
Cabe destacar el metro más superficial (Horizonte H1*) puede presentar compacidades
sueltas, debido a la intervención humana y al desconfinamiento que sufre este tipo de
terrenos en superficie.
HORIZONTE 2
Bajo el primer nivel, los ensayos muestran una gran homogeneidad, clasificando el suelo
como una arena algo más gruesa, con hasta un 80% ubicado entre las mallas Nº10 y
Nº40, con ausencia de gravas, prácticamente, y pocos finos limosos no plásticos.
Figura 4.3.1.g. % de paso por los tamices #200, #40 y #10 en función de la profundidad, en todas las muestras
disponibles en las arenas bio-bio.
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Las características físicas del suelo no cambian en profundidad, pero los ensayos SPT
realizados en campañas anteriores indican que su compacidad aumenta con la
profundidad considerablemente. Si se normalizan los ensayos para una sobrecarga de
tierras efectivas de 100kPa (N1(60) = N30 x (100/vo)1/2), los ensayos muestran,
aproximadamente, la misma compacidad en la profundidad estudiada (figura 4.3.1.h).
Figura 4.3.1.h. Resultados ensayos SPT en función de la profundidad en campañas anteriores y campaña
actual. Izda: Valores del índice N30. Drcha: Valor del índice N1(60), que es el N30 normalizado para una sobrecarga de tierras efectiva de 100kPa (Para profundidades menores de 3m los valores del ensayo SPT
normalizados, se han reducido en un 25%, según recomienda el Eurocódigo).
Como se ha comentado con anterioridad, en las diferentes campañas realizadas en el
tramo estudiado, existe una gran dispersión en los resultados de los ensayos SPT. Estas
diferencias podrían atribuirse a la dificultad de estos ensayos en arenas limpias
saturadas. Por ello, para valorar la compacidad en profundidad, se ha considerado
razonable usar los ensayos de laboratorio, que en principio se consideran menos
influenciables a la metodología de realización de los mismos.
Figura 4.3.1.i. Modelo general de un suelo para la obtención de sus propiedades elementales.
A partir del peso específico de las partículas sólidas (G = 2,68 t/m3), los ensayos de
humedad obtenidos en profundidad, sabiendo que el terreno está saturado (valores en el
entorno de 20% de la figura 4.3.1.j) se obtiene el índice de poros (e =G·wsat(%)). A partir
de ahí se ha obtenido la densidad seca (Dseca =G/(1+e)) del terreno en profundidad.
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Figura 4.3.1.j. Valores del índice de poros y densidad seca obtenidos a partir de los ensayos de laboratorio.
Índice de
poros (e)
Desnidad seca (t/m3)
Porcentaje respecto a la Dens. Seca Máxima obtenida en el Proctor
(%) Máximo 0,65 2,049 111 Mínimo 0,31 1,620 88 Media 0,55 1,728 94,5
Mediana 0,56 1,718 94 Nº datos 33 33 33
Desviación 0,073 0,088 4,795
Tabla 4.3.1.IV. Valores medios del índice de poros, densidad seca y % de densidad seca respecto al Proctor.
El valor medio del índice de poros es e=0,55, ligeramente superior al del horizonte H-1, y
le corresponde una densidad seca ≈ 1,73 t/m3 también ligeramente superior. Según Hunt
(figura 4.3.1.e), las arenas SP con estas propiedades presentan compacidades
medianamente densas a densas y les correspondería un ángulo de rozamiento interno
de 35º.
Gs gravedad específica de las partículas sólidas 2,68 Mg/m3 pap densidad aparente o natural 2,08 Mg/m3 w humedad natural 20,5 % pd densidad seca 1,73
Mg/m3 psat densidad saturada 2,08 p' densidad efectiva o sumergida 1,08 pw densidad del agua 1,00 Sr Grado de saturación 99,3 % Ar Proporción de aire 0,2 % e índice de huecos 0,55 n porosidad 35,63 %
Tabla 4.3.1.V. Parámetros elementales del suelo obtenidos a partir de los ensayos de laboratorio realizados en las arenas saturadas.
A la mayor parte de las muestras les corresponde una densidad equivalente entre un 90-
96% de la densidad máxima del ensayo Proctor modificado. Por lo tanto, se encuentran
en valores de compactación cercanos al máximo para este tipo de materiales.
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Figura 4.3.1.j. Valores del índice de poros y densidad seca obtenido
RESUMEN DE PARÁMETROS Y CARACTERISTICAS GEOMECÁNICAS.
Las características que se han descrito en párrafos anteriores, hacen que los depósitos
litorales de terraza suelan presentar poca estabilidad de taludes y tendencia a ser
fácilmente erosionados por el agua y viento.
Las características como suelo de fundación son desfavorables para las estructuras
sensibles a los asientos.
En la tabla 4.3.1.V se resumen las características geomecánicas de esta unidad, en los
diferentes horizontes identificados.
Depósitos litorales de
terraza
Densidades Resistencia al corte Parámetros elásticos
Densidad seca (t/m3)
Densidad aparente
(t/m3)
Cohesión (t/m2)
Ángulo de
fricción (º)
E (MPa)
ע
Horizonte H-1* 1,55 1,6 0 29 10 0,3
Horizonte H-1 1,69 1,78 0 33 20 0,3
Horizonte H-2(bajo el N.F)
1,73 2,08 0 35 25 0,3
Tabla 4.3.1.V. Parámetros geomecánicos estimados según la información disponible.
4.3.2. Depósitos fluviales actuales.
Estas unidades suelen estar compuestas por arenas muy finas a gruesas, con escaso a
mediano contenido de finos, presentando capas con gravas subordinadas y densidades
bajas a medias. Se estima que el espesor de estos depósitos sea pequeño.
Se estima que serán muy similares a los depósitos litorales de terraza por lo que con los
datos disponibles su comportamiento geotécnico podría ser similar al del horizonte H-1
pero saturado.
Suelen presentar poca estabilidad de taludes y tendencia a ser fácilmente transportados
por el agua.
Al tratarse de materiales de compacidades flojas, saturados prácticamente hasta la
superficie, suelen presentar una muy alta susceptibilidad a la licuefacción.
Se revisará su caracterización en función de los ensayes de laboratorio pendientes de
recepción.
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4.3.3. Humedales
La traza del ferrocarril atraviesa esta unidad en la zona de Los Batros. Estos depósitos
suelen corresponder con depósitos de ciénagas y planicies de inundación fluvial reciente,
que sobreyacen tanto a depósitos fluviales actuales como antiguos del río Biobio.
Normalmente están compuestos por arcillas limos y arenas finas a muy finas, con alto
contenido en materia orgánica. Están originados por obturación del drenaje en zonas
topográficamente deprimidas, cerradas por cordones litorales y dunas. Según datos
bibliográficos su espesor suele ser inferior a los 3m y la profundidad del nivel de agua
subterránea oscila entre 0 y 1,5 m bajo la superficie del terreno.
Las características como suelo de fundación suelen ser malas, debido a que suelen
presentar muy alta compresibilidad y baja compacidad/consistencia (normalmente
saturados de agua).
La abundancia de finos orgánicos los hace potencialmente agresores del hierro y
hormigón de las estructuras enterradas.
Suelen presentar poca estabilidad de taludes y baja permeabilidad (especialmente donde
existe un mayor contenido en arcilla).
Al tratarse de materiales de compacidades muy flojas, saturados prácticamente hasta la
superficie, suelen presentar una muy alta susceptibilidad a la licuefacción.
Concretamente durante el sismo de febrero de 2010 se produjeron fenómenos de
licuefacción, provocando asentamientos diferenciales y agrietamiento del suelo.
Por lo tanto, estos niveles se consideran desfavorables como suelo de fundación, por lo
que será necesaria su retirada. Como parámetros geomecánicos se podrán considerar
los parámetros bibliográficos para limos o arcillas orgánicas y fangos (Grundbau
Taschenbuch, 1980), estos deberán ser confirmados con los resultados de los ensayos
obtenidos en las siguientes revisiones del estudio:
Densidad aparente 1,25-1,90 t/m3
Cohesión 2-7 t/m2
Ángulo de rozamiento interno 20-26 º
4.3.4. Formación Curanilahue.
Cabe destacar que hacia la parte final del trazado, ya en la población de Coronel, el
terreno natural a cierta profundidad corresponde con el sustrato rocoso de la formación Curanilahue Ec (Eoceno), compuesto por areniscas, limolitas y arcillitas.
Sin embargo en las profundidades estudiadas no se ha detectado su presencia, por lo
que no se ha caracterizado.
4.3.5. Rellenos antrópicos.
Como se ha comentado en el apartado 4.2 Descripción geotécnica del subsuelo, la
estratigrafía general se caracteriza por la presencia de rellenos antrópicos o tierra
vegetal en superficie que cubre un espesor de aproximadamente 0,5 m, aunque, como
se puede ver en la figura 4.2.a., puntualmente se supera el metro de profundidad,
llegando incluso a los 2,5m de espesor.
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Generalmente los rellenos vertidos corresponden con depósitos de composición y
espesores muy variables. Contienen, entre otros materiales, arenas, limos, arcillas,
escombros de construcción, residuos sólidos domiciliarios, restos orgánicos y escorias de
fundición.
Estos rellenos presentan características muy malas como suelo de fundación, debidas
principalmente a las características de su vertido, generalmente con nula compactación,
y también la heterogeneidad en cuanto a su composición.
Estas mismas características hacen que presenten una susceptibilidad muy alta a la
licuefacción. Concretamente los situados sobre antiguas áreas pantanosas, y los
ubicados en las riberas del río Biobio sufrieron asentamientos diferenciales y
propagación lateral producto de la licuefacción ocurrida durante el sismo de febrero de
2010.
Por lo tanto estos niveles se consideran desfavorables como nivel de fundación, por lo
que será necesaria su retirada. Con la información disponible, se estima que como
parámetros geomecánicos se podrán considerar los parámetros geotécnicos habituales
en este tipo de formaciones:
Densidad aparente 1,8 t/m3
Cohesión 0 t/m2
Ángulo de rozamiento interno 28 º
Cabe destacar que es solo una aproximación ya que este tipo de rellenos presentan una
composición y un comportamiento muy heterogéneo.
5. MOVIMIENTO DE TIERRAS
El trazado ferroviario discurrirá a nivel por la Planicie Litoral, por lo que prácticamente la
totalidad del tramo será en corte de pequeña altura.
Dada la configuración topográfica y geomorfológica de los terrenos, son únicamente
posibles cortes de cierta envergadura en el último sector de trazado en la bajada a la
playa de vías de Coronel, coincidentes con un tramo en el que se adosa a la excavación
un muro de grandes bloques de piedra.
Para el cruce de pequeñas depresiones del terreno natural, asociadas a cursos fluviales,
y para la aproximación a estructuras longitudinales, es previsible el proyecto de rellenos
de en general pequeña altura.
En este apartado se exponen brevemente unos criterios generales de aplicación a los
cortes y rellenos que serán proyectados
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5.1. CORTES
5.1.1. Metodología
En este apartado se describe la metodología aplicada para el análisis de estabilidad de
los posibles cortes a proyectar.
Este análisis se refiere a la posibilidad de que se produzca la rotura global del talud en
forma circular.
Las condiciones en las que se da normalmente la rotura circular son aquellas en que el
tamaño de las partículas del terreno entendido como un medio continuo, es muy pequeño
en comparación con las dimensiones del talud. Esto sucede en suelos o en macizos
rocosos muy fracturados y/o alterados.
Para analizar la estabilidad de un talud determinado, excavado en un material de
características resistentes conocidas, se necesita determinar la posición del centro y el
diámetro del círculo por donde se va a producir el deslizamiento. Este círculo conocido
como círculo crítico, debe satisfacer la condición de que la relación entre la resistencia al
corte del terreno a lo largo de la superficie de deslizamiento y los esfuerzos tangenciales
que tienden a producirlo sea mínima.
Excepto en casos simples, en que el círculo crítico puede determinarse por métodos
analíticos, en general su posición se obtiene mediante tanteos.
En este subapartado se presenta las hipótesis completas asumidas para rotura global de
los taludes.
Se denominan así aquellos que cumplen todas las ecuaciones de equilibrio y permiten
considerar cualquier forma de la superficie de rotura.
Con el fin de explicar conceptualmente este tipo de métodos se supone para simplificar
que la superficie de deslizamiento considerada es circular.
Adoptando la hipótesis habitual de que las fuerzas normales Ni´ se localizan en el centro
de la base de cada rebanada y empleando la notación siguiente:
RRxWn
l
n
limii ,
Las condiciones en las que se da normalmente la rotura circular son aquellas en que el
tamaño de las partículas del suelo o la masa rocosa es muy pequeño en comparación
con las dimensiones del talud.
Para analizar la estabilidad de un talud determinado, excavado en un material de
características resistentes conocidas, se necesita determinar la posición del centro y el
diámetro del círculo por donde se va a producir el deslizamiento.
Este círculo conocido como círculo crítico, debe satisfacer la condición de que la relación
entre la resistencia al corte del suelo a lo largo de la superficie de deslizamiento y los
esfuerzos tangenciales que tienden a producirlo sea mínima. Excepto en casos simples,
en que el círculo crítico puede determinarse por métodos analíticos, en general su
posición se obtiene mediante tanteos.
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Como se observa en la Figura 5.1.1.a, las fuerzas que actúan sobre una masa
deslizante son: su peso, W, la resultante de las fuerzas exteriores que gravitan sobre
ella, A, la resultante de las fuerzas efectivas normales a la línea de rotura, Ñ, la
resultante de las tensiones tangenciales a lo largo de la línea de rotura, T, y la resultante
de las presiones intersticiales sobre dicha línea, U.
Existen una serie de métodos generales para estudiar este tipo de rotura de taludes.
Uno de ellos es el método de las fajas basado en la hipótesis de que los esfuerzos
normales se concentran en un punto único del arco de deslizamiento.
Figura 5.1.1.a- Esquema de las fuerzas resultantes que actúan sobre una masa deslizante.
En aquellos casos en que la superficie del talud es muy irregular o las superficies de
rotura intersectan materiales con características geotécnicas diferentes, es necesario
analizar la estabilidad del talud mediante otros métodos que se basan todos ellos en el
denominado método de las fajas.
En el método de las fajas, la masa deslizante se divide en un determinado número de
rebanadas verticales y se considera el equilibrio de cada una de ellas.
La Figura 5.1.1.b. muestra una faja con el sistema de fuerzas actuantes.
El análisis de los taludes de los cortes se ha realizado siguiendo el método de
Morgenstern-Price.
Según el método de Morgenstern-Price el factor de seguridad del círculo analizado se
define en función de los momentos de las fuerzas resistentes y volcadoras respecto del
centro del círculo de deslizamiento.
volcadorasfuerzaslasdeMomentoarcodelolloasresistentefuerzaslasdeMomentoF arg
Figura 5.1.1.b- Sistema de fuerzas actuantes en una rebanada.
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Aceptando que el coeficiente de seguridad Fm respecto al equilibrio de momentos es
constante a lo largo de todo el talud:
íiiiiin
lii
luNlcxW
RFm tan´
Resolviendo ahora el equilibrio horizontal en todo el talud al realizar el sumatorio las
fuerzas entre rebanadas se desaparecen.
n
liimi
n
li RsenN cos,
Sustituyendo la expresión Rm, i y aceptando que el coeficiente de seguridad con
respecto al equilibrio de fuerzas horizontales Ff es constante a lo largo de toda la
superficie de deslizamiento:
i
n
liiiiiii
n
li lNlc
FfsenN u cos´tan)(´1
Y por lo tanto:
n
lii
i
n
liiiiií
senN
luNcFf
l
cos´tan
La fuerza normal en la base de la rebanada se determina, mediante el equilibrio vertical.
Donde f en la ecuación es Fm o Ff dependiendo de si considera el equilibrio de
momentos o de fuerzas.
Fsen
senusencF
XXWN
iii
iiiiii
iii
i ´tancos
´tan´(11
Para resolver el problema se necesita realizar alguna hipótesis adicional con respecto a
las fuerzas entre rebanadas, siendo precisamente esta hipótesis la que diferencia los
diversos métodos completos.
En este caso se supone que la relación entre las fuerzas de las rebanadas pueden
expresarse mediante la función:
)(xfEi
ix
Donde f(x) describe de alguna manera la forma en que Xi/Ei varia a lo largo del talud y el
coeficiente (0< <1) es un factor de corrección a determinar (incógnita) para que se
cumplan las condiciones de equilibrio horizontal y de momentos (Fm=Ff).
El análisis se ha realizado con ayuda del programa SLIDE, versión 2.05, realizado por el
Departamento de Ingeniería Civil de la Universidad de Toronto.
Este programa calcula el equilibrio plástico que se da en un círculo de rotura
predeterminado. Los datos que requiere el programa son:
Cohesión, ángulo de rozamiento y peso específico de los terrenos.
Geometría del talud. Es posible adaptar la geometría prácticamente sin limitaciones,
así como considerar distintos terrenos, cada uno de ellos con su geometría y
propiedades.
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Es posible considerar un nivel freático de geometría libre.
El programa SLIDE calcula en una malla de centros dada por el usuario, el factor de
seguridad de los posibles círculos que resultan de variar el radio en cada uno de los
centros. Así es posible disponer de los contornos de factores de seguridad (lugar
geométrico de los centros de los círculos de rotura), solventándose en parte la limitación
del método de Morgestern-Price de tener que prefijar el círculo de rotura “a priori”. No
obstante, también es posible analizar un círculo determinado.
5.1.2. Cálculos de estabilidad genéricos para el corte tipo
Se ha efectuado un cálculo genérico para justificar los posibles taludes estables,
considerando incluso el posible efecto sísmico.
Se parte de diseños 2H/1V para taludes permanentes, e incluso 1H/1V para los
temporales.
El terreno afectado por el corte está constituido por las arenas ya consideradas
a) Condiciones hidrogeológicas.
El nivel freático se encuentra por debajo de la cota de excavación del corte, por lo que no
afectará a la excavación del mismo.
b) Diseño de taludes. Análisis de estabilidad
Aunque en el acápite 4 “Mecánica de suelos” se ha estimado cohesión nula para los
depósitos de terraza litoral, para el cálculo de estabilidad de los cortes con el programa
SLIDE es necesario considerar un valor mínimo de cohesión (1kPa), para evitar que los
círculos de piel falseen el factor de seguridad real del talud
Se ha considerado un talud tipo 2H/1V en arenas de altura máxima menor de 2m, de
forma que si este es estable, lo serán el resto de cortes proyectados, ya que serán de
alturas inferiores a la estudiada. Complementariamente se han calculado los factores de
seguridad para desmontes de hasta 5m de altura
Debido a que la zona de estudio se encuentra en una zona de actividad sísmica se ha
estudiado la estabilidad del talud teniendo en cuenta también el efecto sísmico.
La Figura 5.1.2.a y Figura 5.1.2.b-c muestran el análisis del corte sin tener en cuenta el
efecto sísmico y teniéndolo en cuenta respectivamente.
Figura 5.1.2.a. - Análisis de estabilidad del corte tipo permanente.
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Figura 5.1.2.b.- Análisis de estabilidad del corte teniendo en cuenta el efecto sísmico (ac= 0,64)
Figura 5.1.2.c.- Análisis de estabilidad del corte teniendo en cuenta el efecto sísmico (ac=0.42).
Del análisis de estabilidad se obtiene un factor de seguridad, según el método
GLE/Morgenstern-Price, de F.S.= 1,92 (F.S.=1,57 para alturas de 5m) sin tener en
cuenta el efecto sísmico, lo que permitiría garantizar la estabilidad global de los taludes
permanentes en condiciones secas y sin sismo
Si se considera el efecto del sismo de 2010 el factor de seguridad obtenido seria de
F.S.= 0,63 (F.S.=0,52 para alturas de 5m) y F.S.=0,85 (F.S.=0,72 para alturas de 5m) si
se considera la aceleración de cálculo según la normativa sísmica en vigor anterior a
dicho evento, lo que supone un valor claramente insuficiente para garantizar la
estabilidad del talud.
Parece recomendable por ello, para taludes permanentes, disponer de medidas de
contención del tipo muro de piedra o escollera adosado al talud.
Para taludes temporales, como los necesarios para los posibles saneos o construcción
de la plataforma, y para alturas menores de 2m, podrá verticalizarse los taludes hasta
ángulos tipo entre 1H/1V (45º) (incluso 2H/3V (56º), si la compacidad detectada en las
arenas en la zona particular de excavación lo permite). Como se observa en la figura 5.1.2.d, se obtienen factores de seguridad F.S.= 1,1 para inclinaciones 1H/1V, lo que
supone una estabilidad al límite, sin considerar el sismo.
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Figura 5.1.2.c.- Análisis de estabilidad del corte temporal
Estos diseños serán ajustados en posteriores revisiones en función del movimiento de
tierras a realizar.
c) Recomendaciones Constructivas
En el caso de que finalmente se requieran excavaciones permanentes, se proponen
taludes de corte con inclinaciones máximas al 2H/1V (26º) y su revegetación inmediata
con especies vegetales autóctonas para evitar su degradación y erosión.
En caso de ser necesarios taludes más verticales será necesario adosar al mismo muros
construidos a partir de bloques de cantera (escollera o muros de sillería).
5.2. RELLENOS
Se prevé que los posibles rellenos se ejecuten con materiales procedentes de
explotaciones de materiales granulares próximos a la zona de estudio.
Con los datos disponibles, y teniendo en cuenta las características geotécnicas de los
materiales a emplear, considerados del lado de la seguridad como S2, se recomienda
adoptar taludes 1,5H/1V (33º) en los rellenos a realizar.
5.2.1. Metodología
La estabilidad del relleno depende de dos aspectos principales: la estabilidad del propio
relleno y la del cimiento sometido a la presión del relleno. En este apartado, se tratarán
de manera conjunta estos dos aspectos, que condicionarán una rotura general de la obra
de tierra proyectada, sin olvidar la estabilidad del propio relleno, lo que se traduce en la
justificación de los taludes adoptados para los mismos.
A efectos de la estabilidad del relleno en sí, la pendiente de los taludes está
condicionada por su altura y por las características resistentes del material disponible
para su construcción.
A priori, desde un punto de vista exclusivamente geotécnico, y considerando las
recomendaciones sobre cortes y terraplenes (EFE y Manual de Carreteras) se podría
considerar estable la geometría 1.5H/1V para obtener, como mínimo, un factor de
seguridad del orden de 1,5.
La metodología empleada para este análisis es la misma que se ha descrito para los
taludes de corte en el apartado 5.1.1.
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5.2.2. Cálculos de estabilidad genéricos para el relleno tipo
A continuación se muestra el cálculo de estabilidad genérico para los rellenos. Se ha
estudiado un relleno tipo de 2m, de forma que si este es estable, lo serán el resto de
rellenos existentes, ya que serán de alturas inferiores a la estudiada.
Los terraplenes serán diseñados con un talud 1,5H/1V (33º) usando materiales del sector
con taludes cubiertos con una capa vegetal de manera que puedan revegetarse y así
protegerlos contra erosión.
a) Descripción del terreno
El terreno en el cimiento del relleno está constituido por las arenas litorales que se
identifican en todo el tramo.
Como se ha comentado con anterioridad, para la configuración de los rellenos se
empleará un material tipo S2. Para un relleno conformado con este tipo de material y
bien compactado se pueden considerar los siguientes parámetros de cálculo:
Densidad aparente 1,9 t/m3
Cohesión 1,0 t/m2
Ángulo de rozamiento 33º
Estos valores se consideran razonablemente conservadores según los propuestos para
suelos compactados del Bureau of Reclamation, tabla 5.2.2.I.
tabla 5.2.2.I.- Parámetros geotécnicos para diversos tipos de suelos.
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b) Condiciones hidrogeológicas.
El nivel de napa freática en el terreno ha sido considerada a 3,5 m.b.n.s.
c) Diseño de taludes. Análisis de estabilidad
Se ha llevado a cabo el análisis de estabilidad para estudiar un relleno tipo de altura
máxima de 2 m, muy superior a los que está previsto proyectar; obviamente, si las
condiciones de estabilidad son favorables para estas alturas lo serán para las inferiores,
permitiendo un incremento de los factores de seguridad. En posteriores revisiones del
documento se efectuarán cálculos ajustados a los diseños de proyecto.
Los análisis de estabilidad se han realizado mediante el programa SLIDE, que aplica el
método GLE/ Morgenstern-Price. y se muestra en la Figura 5.2.2.1.a.
Figuras 5.2.2.1.a. Estudio de estabilidad relleno tipo
Del análisis se obtiene un factor de seguridad de F.S.= 3,07 (F.S.=2,08 para alturas de
hasta 5m) por lo que no se va a producir la rotura y es por tanto estable para taludes
1.5H:1V (33º).
Debido a que la zona de estudio se encuentra en una zona de actividad sísmica, se ha
estudiado la estabilidad del talud con el efecto sísmico, tal y como se muestra en las
siguientes figuras. El factor de seguridad obtenido para el cálculo de estabilidad
considerando una aceleración sísmica de cálculo ac=0,646g (correspondiente al sismo
de 2010) es ligeramente inferior a uno, F.S.= 0,99 (F.S.= 0,82 para alturas de hasta 5m).
Sin embargo el factor de seguridad considerando una aceleración sísmica de cálculo
ac=0,42g (la considerada en la normativa sísmica) es superior a uno, F.S.= 1,32
(F.S.=1,04 para alturas de hasta 5m).
Figura 5.2.2.1.b. Estudio de estabilidad relleno tipo con efecto sísmico( ac= 0,64).
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Figura 6.2.2.1.b. Estudio de estabilidad relleno tipo con efecto sísmico (ac= 0,42).
El talud se encontraría en equilibrio límite para las situaciones de sismo. Serán en
general estables taludes tipo 1H/1,5V, si bien podrá considerarse la posibilidad de
tender los taludes a inclinaciones 2H:1V .(27º) para garantizar su estabilidad frente a
sísmos como el de 2010.
5.2.3. Material constitutivo de los rellenos
Para la confección de los terraplenes y capas de asiento se ha consultado la Sección
3.602 del Manual de Carreteras y la sección 1.2 del Manual AREMA.
En la tabla 5.2.3.I, se resumen las condiciones que deben cumplir bases y subbases
según el Manual de Carreteras.
Característica o ensayo SUBBASE BASE
CBR (%) 40 80 Desgaste de los Ángeles 40 35
Graduación TM-50a TM-50b, TM-50c, y
TM25
Límite Líquido Máximo 35 Máximo 25Índice de plasticidad Máximo 8 Máximo 6
Tabla 5.2.3.I- Caracteristicas de las subbases y bases.
En la figura 5.2.3.a se encuentran dibujados los husos granulométricos a los que hace
referencia la tabla 1.
Figura 5.2.3.a- Caracteristicas de las subbases y bases.
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Los cuerpos de terraplén se construirán con material denominado "Terreno de Cualquier
Naturaleza” deberán tener un poder de soporte no inferior a 10% CBR, determinado
según el Método de Razón de Soporte California, y medido al 95% de la D.M.C.S. según
el Método del Ensayo de Proctor Modificado. El tamaño máximo del material será de 150
mm, aceptándose una tolerancia de 5% en peso entre 150 mm y 200 mm. En zonas
donde la precipitación media anual sea inferior a 50 mm, el poder de soporte se
determinará sin inmersión.
Los suelos deberán ser inorgánicos, libres de materia vegetal, escombros, basuras,
materiales congelados, terrones, trozos de roca o bolones degradables o deleznables o
trozos cementados de tamaño superior al especificado.
5.3. ELEMENTOS CONSTITUYENTES DE LA PLATAFORMA FERROVIARIA.
5.3.1. Categoria de vía
Determinar la categoría de la vía tendrá especial incidencia a la hora de dimensionar las
capas de asiento de la misma y el tipo de carril a emplear. En el caso de las capas de
asiento tendrá más trascendencia para el análisis comparativo que el del riel, ya que en
función del tipo de durmiente el espesor de las capas de asiento variará, mientras que el
riel seré el mismo en ambos casos.
La clasificación de las vías obedece a dos criterios fundamentales:
Según el tonelaje bruto que soportan
Según la velocidad máxima admisible
Según el tonelaje bruto que soporta la vía férrea, en función de la norma técnica NT-01-
01-02 “Clasificación de vías férreas de Circulación” se ha clasificado la vía según el
tonelaje bruto que soporta, teniendo en cuenta las siguientes consideraciones máximas
estimativas a falta de confirmar por el plan de operación:
velocidad de circulación de trenes de pasajeros: 100 km/h.
velocidad de circulación de trenes de carga: 60 km/h.
número de circulaciones al día por sentido de la línea:
21 circulaciones pasajeros / día
22 circulaciones carga / día
La carga bruta circulante teórica (Tt) es de 86.812 toneladas, por lo que la categoría de
vía según la NT-01-01-02, sería Categoría de Vía 2.
Según las velocidades máximas admisibles, para una velocidad máxima admisible de
60 km/h en trenes de carga y de 100 km/h en trenes de viajeros se obtiene que la
tipología de la vía es de Clase C.
El espesor de balasto a utilizar para el mismo tráfico (categoría 2) varía en función del
tipo de durmiente. Según el gráfico de espesores de balasto y subbalasto de la gráfica
recogida en el punto 7.1 Estructura de la vía férrea, de la NT-01-01-01, se obtienen los
siguientes espesores bajo durmiente:
Durmiente de madera: espesor de balasto 0,20 m
Durmiente de hormigón: espesor de balasto 0,30 m
El espesor de subbalasto es de 0,25 cm en ambos casos.
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5.3.2. Clases de calidad de los suelos
De acuerdo con la UIC 719R, es posible considerar las clases de calidad de suelos que
forme la parte superior del relleno, o del suelo natural en el fondo de excavación de un
corte, siendo las incluidas en la tabla 5.3.2.I.
Tal y como se ha analizado en el apartado de caracterización geotécnica, los materiales
naturales identificados tras el cruce del Bio Bío hasta Coronel, presentan un
comportamiento que los hace difícilmente encuadrables en la clasificación, ya que si los
consideramos exclusivamente por sus propiedades de identificación (contenido en finos y
plasticidad) podrían ser considerado incluso como suelos de buena calidad (S2 a S3),
pero si los consideramos a la problemática a la que habitualmente se asocian, por
problemas de licuefacción, presencia de napas de agua superficiales, problemas de
compactabilidad, baja resistencia al corte, etc, la calidad de estos materiales no debería
ser superior a la de S1.
En base a dichos criterios se ha considerado en este estudio que el terreno natural en las
bases de corte será de tipo S1. Para el material constitutivo de los rellenos, existentes o por realizar, podrán
considerarse en general una calidad de tipo S2.
Clasificación de los suelos
(Identificación Geotécnica) Clase de calidad de los
suelos
0.1 Suelos orgánicos 0.2 Suelos finos (con más del 15 % de finos (1) hinchados, húmedos y por tanto no compactables 0.3 Suelos tixotrópicos (2) (arcillas expansivas (de bujeo) por ejemplo) 0.4 Suelos que contienen materiales solubles ( sal gema o yeso) 0.5 Suelos que contienen materiales contaminantes ( por ejemplo: desechos industriales) 0.6 Suelos mixtos minero- orgánicos (2) 0.7 Suelos de alta plasticidad con más del 15% de finos, suelos colapsables (3) o expansivos (4)
SO
1.1 Suelos que contienen más del 40% de finos (excepto los suelos 0.2.) 1.2 Rocas muy evolutivas. Por ejemplo:
- Yesos de pm < 1,7 t/m3 y de friabilidad fuerte. - Margas - Esquistos alterados
S1
1.3 Suelos que contienen del 15 al 40% de finos (excepto los suelos 0.2.) 1.4 Rocas evolutivas. Por ejemplo:
- Yesos de pm < 1,7 t/m3 y de friabilidad débil - Esquistos no alterados
1.5 Rocas blandas. Por ejemplo: - Con micro-Deval en presencia de agua > 40 y Los Ángeles > 40
S1 Pueden considerarse S2 cuando las condiciones hidrogeológicas e hidrológicas son buenas.
2.1 Suelos que contienen del 5 al 15% de finos.
2.2 Suelos que contienen < 5% de finos pero uniformes (Cu ≤ 6)
2.3 Rocas de dureza media. Por ejemplo:
- Con 25 < micro-Deval en presencia de agua ≤ 40 Y con 30 < Los Ángeles ≤ 40
S2 Pueden considerarse S3 cuando las condiciones hidrogeológicas e hidrológicas son buenas.
3.1 Suelos que contienen menos del 5% de finos.
3.2. Rocas duras. Por ejemplo:
- Cuando micro-Deval en presencia de agua ≤25 y Los Ángeles ≤ 30
S3
(1) Los análisis granulométricos que permiten evaluar los porcentajes de finos se realizan, en todos los casos del tabla, sobre elementos que pasan por la malla de 60 mm. Estos finos indican, solamente, un orden de tamaño (las reglas de determinación son diferentes en las Administraciones ferroviarias). Los porcentajes pueden ser aumentados hasta un 5% a condición de que los análisis estén hechos sobre un número representativo suficiente, de muestras.
(2) Algunas Administraciones ferroviarias califican estos suelos en la calidad S1, en ciertos casos Pd:= masa volúmica de suelo seco.
(3) Asiento por colapso mayor del 1% para muestras inalteradas o remoldeadas con la densidad Proctor normal y sobrecarga de 0,2 MPa
(4) Hinchamiento libre mayor del 3% para muestras inalteradas o remoldeadas con la densidad Proctor normal.
Tabla 5.3.2. I. Clases de calidad de los suelos (UIC 719R. 2006)
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En relación con las anteriores clases de calidad se puede considerar:
S0: Suelos inadecuados para plataformas, que requiere ser remplazado hasta
cierta profundidad, por un suelo de mejor calidad para ser usado, estabilizándolo
con agentes aglomerantes, uso de geotextiles, etc., suelos orgánicos, finos, tizo
trópicos, solubles, descompuestos, mixtos minero-orgánicos; contiene >15% de fino
con alto contenido de humedad, inadecuada para compactarlo.
S1: Suelos pobres, aceptables en su condición natural si con un adecuado drenaje
se mantienen en buenas condiciones. Estos suelos pueden ser considerados para
mejorarlos con un adecuado tratamiento con aglutinantes (cal o cemento). Roca
blanda y alterada cuyo contenido de finos es de CF>40% y su ensayo de desgaste
de los Angeles es de LA>=40%.
S2: Suelos medianos para plataforma. Roca medianamente dura cuyo contenido
de finos es de 5%<CF<=15% (en buenas condiciones de drenaje puede alcanzar
hasta un 40%), y su ensayo de desgaste de Los Angeles es de 30%<=LA<40%.
Este es el horizonte detectado en las prospecciones realizadas sobre el que se
cimentará la plataforma.
S3: Suelos buenos para plataforma. Roca dura cuyo contenido de finos es de
CF<5% (En buenas condiciones puede alcanzar hasta 15%), y su ensayo de
desgaste de Los Ángeles es de LA<30%.
5.3.3. Diseño de las subbases
La capacidad portante de la plataforma dependerá de la clase de suelo que forme la
parte superior del relleno, o del suelo natural en el fondo de excavación de un corte de
excavación.
En función de la capacidad portante, la norma UIC-719R clasifica la parte superior de la
plataforma en tres clases:
P1: Plataforma mala, CBR 5
P2: Plataforma mediana. 5% CBR 20%.
P3: Plataforma buena. CBR 20
En el diseño de la parte superior de la plataforma para la extensión de Biotrén se ha
utilizado la tabla recogida en la norma UIC-719R, para el diseño de la capacidad portante
de la sub-base o capa de forma
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Rellenos o base de corte
(excavación) Categoría
proyectada para la
plataforma (capacidad de carga)
Sub-base que se debe construir para conseguir la capacidad de carga
Calidad del suelo
soporte CBR (min)
Clase calidad
CBR (min) Min. espesor
(m)
S1 2-3
P1
P2
P2
P3
S1
S2
S3
S3
2-3
5
10-17
10-17
-
0,50
0,35
0,50
S2 5 P2
P3
S2
S3
5
10-17
-
0,35
S3 10-17 P3 S3 10-17 -
Tabla 5.3.3.I.Sub-bases según la calidad de los rellenos o base de corte
Teniendo en cuenta la naturaleza del material que compone el terreno natural, si se tiene
en cuenta una clase del suelo “S1” se podrá conseguir una coronación de la plataforma
“P2”, con la colocación en la parte superior de la plataforma de material S2 con 0.50m de
espesor, o con 0.35m de S3, o una “P3” con 0.50m de S3 .
Para el actual proyecto se ha adoptado suelos tipo S1 y plataforma tipo P2, para lo cual
la subbase se considera conformarla con suelos tipo S2
5.4. TRATAMIENTOS DE TERRENO
Si las características del suelo encontrado, en lo que se refiere a la consideración de su
capacidad portante y aspectos deformacionales de acuerdo con la tabla 5.4.I permiten
clasificarlo como apto para formar parte de la subestructura, se procederá simplemente
al retiro de la capa de lecho superficial para dejarlo en las condiciones requeridas. Si
estas circunstancias no concurren será preciso su sustitución por suelos de mejor calidad
o a su tratamiento.
Material Tensión
admisible (kg/cm2)
Roca coherente 4,5 Banco de cantos rodados 3,5
Grava 3 Arcilla seca 2,0 a 2,5 Arena fina 1,0 a 1,5
Grava arcillosa 0,8 a 1,0 Arcilla húmeda 0,8 a 1,0
Arena con granulometría uniforme 0,4 a 0,6
Arcilla semiresistente 0,3 a 0,4 Arcilla blanda 0,2 a 0,3
Tabla 5.4.I.Resistencia de materiales. MIDEPLAN-SECTRA
Según MIDEPLAN-SECTRA, en sus “Recomendaciones de diseño para proyectos de
infraestructuras ferroviarias” las solicitaciones a las que está sometida la plataforma
están comprendidas entre 0,6 y 1,0 kg/cm2. Los suelos no cohesivos como las gravas,
arenas, etc, normalmente aportan la resistencia necesaria, mientras que suelos de
carácter plástico, como algunos limos y arcillas, pueden obligar a mejorarlos.
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Ferrocarriles del Estado utiliza como norma la Especificación Técnica para la
Construcción de Plataformas y Terraplenes de las Vías Férreas, la cual tiene por objeto
proporcionar indicaciones de tipo general que permitan definir los suelos más aptos para
construir la plataforma y fijar las condiciones con que debe construirse el terraplén que le
sirve de asiento. Entre otros aspectos se establece que el terreno natural deberá tener
una capacidad resistente mínima de 0,5 kg/cm2 y que para la plataforma será de 1,0
kg/cm2.
De acuerdo con las Especificaciones Técnicas de EFE, se considerarán materiales
inadecuados, y por ello pueden requerir efectuar su excavación y sustitución, aquellos
que cumplan con al menos una de las siguientes condiciones:
a) Materiales con un poder de soporte inferior a 3% CBR, medido según el Método
estipulado de Ensayo CBR, Razón de soporte California a la máxima densidad
que se pueda lograr en terreno. No se considerará material inadecuado, aquel que
teniendo un soporte inferior a 3% CBR, medido a densidad natural, pueda ser
compactado en sitio y lograr un soporte igual o superior a 3% CBR según el
Método ya indicado con la nueva densidad alcanzada.
b) Materiales que contengan más de 3% en peso de materia orgánica seca al horno
a 60º C. El contenido de materia orgánica se determinará por calcinación de una
muestra seca representativa de tamaño mínimo 100 x TMN (mm), con un mínimo
de 500 g, a una temperatura entre 560º y 800º C hasta masa constante. La
fracción bajo 30 mm se calcinará en forma integral mientras que la materia
orgánica de la fracción superior se seleccionará manualmente y será calcinada
aparte. La pérdida de peso se referirá al peso limpio y seco de la fracción superior,
más todos los pesos calcinados.
c) Material cuyo porcentaje de expansión sea mayor que 3%, según el de Ensayo
CBR, Razón de soporte California.
Cuando el material inadecuado, sobre el cual se fundará un terraplén, no se encuentre
saturado y esté a 0,90 m o más por debajo de la subrasante proyectada, se compactará
el área de fundación hasta alcanzar como mínimo 90% de la D.M.C.S., determinada
según el Método estipulado por el Ensayo de Proctor Modificado, en un espesor mínimo
de 0,20 m y sobre esta superficie se construirá el terraplén. Si el material se encuentra
con un exceso de humedad debido a la presencia temporal de aguas lluvia o derrame de
canales, será necesario secar dicho material, previo a iniciar las faenas de compactación.
Si el material está sometido a condiciones de saturación permanente, cercano a la napa
freática o es imposible de compactar se hará una excavación de 0,25 m de profundidad
para posteriormente, crear una capa de trabajo de 0,10 m de arena y 0,15 m de material
de terraplén, colocando previamente en el sello de la excavación una tela geotextil de
refuerzo si fuere necesario, u otro sistema aprobado por el Inspector Fiscal, que mejore
el soporte del suelo. Esta capa de trabajo se compactará hasta alcanzar como mínimo
90% de la D.M.C.S, determinada según el Método estipulado por el Ensayo de Proctor
Modificado, y sobre ella se construirá el terraplén.
Si el material se encuentra a menos de 0,90 m de la subrasante proyectada, se podrá
optar por su excavación y remoción hasta alcanzar una profundidad de 0,90 m bajo ésta,
o elevar la rasante hasta completar 0,90 m sobre la superficie del material inadecuado.
En este último caso, se procederá según lo establecido en el punto anterior.
Alternativamente, se podrá optar por una combinación de lo establecido. El sello de la
excavación o de la superficie del terreno natural en sitio, según corresponda, será
compactado hasta alcanzar como mínimo 90% de la D.M.C.S., medida según el Método
estipulado por el Ensayo de Proctor Modificado, en una profundidad mínima de 0,20 m
previo a la colocación del material de relleno sobre dichas superficies.
En todo caso, el Inspector Fiscal, podrá ordenar la colocación de una tela geotextil de
refuerzo en el sello de la excavación o a un nivel superior del relleno, según lo estime
necesario.
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5.4.1. Saneos superficiales
De acuerdo con lo indicado anteriormente será necesario efectuar un cajeado o saneo de
aquellos horizontes superficiales de deficiente comportamiento geotécnico, tanto de los
suelos vegetales, como material antrópico contaminado por basuras y escombros, así
como material del sustrato suelto (arenas sueltas por ciclos de humectación-desecación).
En este apartado se justifican estas actuaciones en función de las observaciones
realizadas en la campaña de investigación realizada para este proyecto y contrastada
con las realizadas en estudios próximos en la zona (sobre todo desde el cruce de Los
Batros hasta Coronel)
La estratigrafía general se caracteriza por la presencia de rellenos antrópicos o tierra
vegetal en superficie que cubre un espesor de aproximadamente 0,5 m, aunque como se
puede ver en la figura 5.4.1.a, puntualmente se superan el metro de profundidad,
llegando incluso a los 2,5m de espesor (correspondiendo estos últimos valores a
antiguos rellenos para explanación).
Figura 5.4.1.a. Profundidad de rellenos o tierra vegetal identificado en las calicatas realizadas durante la
campaña actual.
Las gráficas de la figura 5.4.1.b. permiten diferenciar una capa superficial hasta 1,0-
1,5m claramente diferenciada, tanto por una granulometría más variable como por su
mayor susceptibilidad a ciclos de humectación-desecación.
Es en estos horizontes más superficiales es en los que será necesario realizar los
saneos y tratamientos que se proponen en el presente documento.
Figura 5.4.1.b. % de paso por los tamices #200 y #10 y % de humedad en función de la profundidad, en todas
las muestras disponibles en las arenas bio-bio.
La tabla 5.4.1.I. indica, para los puntos kilométricos ferroviarios considerados, la
necesidad de saneos mínimos para retirar suelos vegetales y restos antrópicos
contaminados o de mala calidad a lo largo del tramo en estudio.
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Denom. P.K. ferroviario Cota
Espesores recubrimiento (m) Tramo (pp.kk.
Ferroviarios) Saneo superficial
mínimo (m) Suelo
vegetal Antrópicos
CP1 4224 14 0,1 Inicio a p.k. 4+500 0,50
C(S1) 4378 14 0,3 C1 5215 12 0,9
p.k. 4+500 a 5+500 1,00 C2 5538 12 1,1
CP2 5863 7 0,3
p.k. 5+500 a 10+000 0,50
S3(C3) 6512 C4 7000 12 0,2 C5 7723 10
C1 (local técnico) 7197 13 0,1
C6 7924 8 CP3 8604 14 0,1 C7 9001 12 0,2 C8 9254 9 0,2 C9 10024 13
C10 10522 13 0,8
p.k. 10+000 a 12+500 1,00 C11 10839 12 0,2 CP4 11604 15 1,2 C12 12000 14 0,8 C13 12534 13 0,6 C14 12993 8 0,1
p.k. 12+500 a 21+000 0,50
C15 13990 14 0,2 C16 14000 9 C17 14500 7 C18 15000 11 0,2 CP5 15500 7 0,1 C19 16103 11 0,2 C20 16624 11 0,2 C21 17137 10 0,3 C22 17662 11 0,3 C23 18100 11 0,1 C24 18600 8 0,3 C25 19191 9 0,1 CP6 19700 13 0,15 C26 20228 6 0,4
C(S2) 20775 2 C27 21140 9 0,2 C28 21852 15 1,4
p.k.21+000 a 22+500 1,00 C29 22304 8 0,6 C30 22800 7 0,2
p.k. 22+500 a 24+500 0,50 C31 23224 7 0,5
Denom. P.K. ferroviario Cota
Espesores recubrimiento (m) Tramo (pp.kk.
Ferroviarios) Saneo superficial
mínimo (m) Suelo
vegetal Antrópicos
S1 24045
C32 24500 7 0,2
S4 24550
p.k. 24+500 a fin 1,00 C33 24600 34 1,2 C34 25444 0,5 CP7 27500 2 0,5
Tabla 5.4.1.I. Saneos superficiales mínimos a realizar.
Bajo estos niveles de relleno, como se ha comentado con anterioridad (véase apartado 3
Estudio Geológico), el trazado en estudio discurre casi en su totalidad por la unidad
geológica PLHstm que corresponde con depósitos litorales de terrazas, constituidos por
arenas medias a finas laminadas de ambientes costeros y dunas, con compacidad suelta
a media en superficie pero medianamente densa a densa en profundidad.
La conformación geológica en todo el tramo estudiado parece bastante homogénea, en
las siguientes gráficas se incluyen las características esperables para el nivel de apoyo
de la plataforma una vez eliminados los espesores de rellenos o tierra vegetal y el saneo
de arenas sueltas. En ellas se han representado los valores disponibles entre Coronel y
Concepción, según el pp.kk. del proyecto Ruta 160-IVPuente-Puertos. Como referencia
podemos decir que el P.K. 1+600 corresponde aproximadamente con el final del humedal
los Batros y el 14+900 con la entrada a Coronel. Se observa que la zona más próxima al
humedal Los Batros presenta mayores porcentajes de finos y densidades ligeramente
inferiores lo que implica unos valores de CBR ligeramente inferiores al resto. En
cualquier caso el CBR es superior a 10, por lo que se considera que el material de apoyo
es de buena calidad.
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Figura 5.4.1.c. Evolución del contenido en finos. Propiedades del terreno natural (arenas bio-bio) una vez
eliminados los espesores de relleno y tierra vejetal. Según el pp.kk. del proyecto Ruta 160-IVPuente-Puertos. Los Batros-Coronel
Figura 5.4.1.d. Evolución de la densidad seca.
Figura 5.4.1.e. Evolución de la densidad seca.
Figura 5.4.1.f. Evolución del índice CBR.
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Considerando de forma conjunta la información anterior, y dada la experiencia en suelos
con mal comportamiento geotécnico, será necesaria la retirada y sustitución de material
considerado como inadecuado en los fondos de corte (sustitución del terreno natural
arenoso suelto), tomándose como criterio que el espesor de esta sustitución sea de al menos 0,9 m (≈ 3 tongadas) desde la cara inferior de la subbase, empleándose para ello
material del tipo S2.
De esta manera se consigue que el material que recibe las cargas del tren,
aproximadamente los dos metros situados inmediatamente por debajo del durmiente
(0,20 m de balasto+0,25 m subbalasto+0,5 m subase+ 0,90 m sustitución = 1,85 m)
presente buen comportamiento resistente y deformacional.
5.4.2. Rigidización de fondos de corte
Como se ha indicado en el apartado de caracterización geotécnica, las capas
superficiales de los niveles arenososos identificados a lo largo de todo el tramo, no
suelen presentar la necesaria resistencia para garantizar un fondo de corte que permita
una correcta compactación de las capas que se colocaran sobre las mismas; subbases,
bases y subbalasto.
Para conseguir la necesaria rigidización y acondicionamiento del fondo de corte se
propone la extensión y compactación de 2 a 3 capas de piedra chancada de cantera de
tamaño 4 a 8 cm (considerando un espesor total a verter de piedra de 15-20 cm) y su
compactación con al menos 4 pasadas dobles de rodillo vibratorio, de peso estático
mayor o igual a 5 Ton, traslapando el 50% del ancho del rodillo entre pasadas sucesivas.
De esta forma la piedra se irá “clavando” provocando una densificación en la capa
superficial de arenas, creando una superficie favorable para la colocación y
compactación del resto de capas de la infraestructura ferroviaria.
0,20 m de balasto+0,25 m subbalasto+0,5 m subase+ 0,90 m sustitución = 1,85 m
+ rigidización de fondo ≈ 2 m
Esta actuación se realizará, a priori, exclusivamente en la faja de vía no ocupada
actualmente por la estructura ferroviaria.
Este tratamiento será necesario también en el cimiento de los rellenos que presenten
alturas inferiores a los 2,45 m desde el terreno natural, entendiéndose por terreno natural
como la superficie creada una vez retirado el espesor de tierra vegetal o rellenos
antrópicos indicado en la tabla 5.4.1.I. Los rellenos con alturas superiores, presentarán al
menos dos tongadas de material (0,6m) por debajo de las capas que reciben las mayores
cargas del ferrocarril (1,85 m), por lo que se supone que a la hora de compactar dichas
capas, estás presentarán una buena base para su adecuada puesta en obra en cuanto a
compactación se refiere.
Los sellos de excavación deberán ser recepcionados por un Ingeniero Especialista en
Mecánica de Suelos, para aprobar el material del sello y solucionar inconvenientes que
se presenten durante este proceso.
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5.4.3. Consideraciones sobre la naturaleza de los suelos en profundidad
Del análisis realizado en el apartado de mecánica de suelos se concluye que a la mayor
parte de las muestras disponibles les corresponde una densidad equivalente entre un 90-
96% de la densidad máxima del ensayo Proctor modificado. Por lo tanto, se encuentran
en valores de compactación cercanos al máximo para este tipo de materiales.
De acuerdo con el anterior comentario, pese a que este tipo de materiales son de mala
calidad geotécnica y sujetos a problemas de licuefacción, los posibles tratamientos en los
mismos no conseguirán mejoras apreciables que justifique el elevado coste de su
tratamiento profundo.
Cabe destacar además la dificultad añadida de realizar dichos tratamientos (columnas de
grava, compactación dinámica) debido al entorno urbano por el que discurre la traza y la
peligrosidad asociada al trabajo continuo de maquinaria de gran altura a escasos metros
de la vía actual en servicio y de la ruta 160, con una gran intensidad de tráfico.
Figura 5.4.3.a. Valores del índice de poros y densidad seca obtenido
Este hecho se verificará en fases posteriores de estudio cuando se disponga de la
totalidad de los ensayos de la campaña actual.
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6. CIMENTACIÓN DE ESTRUCTURAS
En la actual fase de proyecto no se dispone de información de la tipología exacta de las
estructuras dentro del tramo, por lo que únicamente pueden establecerse una serie de
recomendaciones generales para la cimentación de estructuras de acuerdo con lo
observado en proyectos próximos. Las estructuras consideradas en el estudio serían
ampliaciones de las existentes en la ruta 160 y la actual vía ferroviaria en servicio, o
transversales coincidiendo con las inventariadas.
En posteriores revisiones se analizarán las estructuras proyectadas en el tramo,
aprovechando la información existente sobre las estructuras en la ruta 160, considerando
tanto las prospecciones y ensayes para aquella como los pendientes de recepción de la
campaña actual.
Teniendo en cuenta estas consideraciones dentro del presente apartado se incluyen
unas recomendaciones previas sobre el tipo y/o características de las cimentaciones
para las diferentes tipologías de estructuras.
Por otro lado cabe señalar que en revisiones posteriores se realizará un estudio para la
definición de la cota de cimentación, tipología y parámetros de dimensionamiento,
problemas específicos, tensiones admisibles, módulos de deformación, asientos
estimados, resistencias por punta y fuste en cimentaciones profundas, etc…
Para el análisis de estas cimentaciones se partirá de la naturaleza y estratigrafía del
terreno, las propiedades de las capas existentes en la zona de influencia de las
cimentaciones y las condiciones del agua freática en cada punto.
6.1. OBRAS DE ARTE
Para las obras de arte será necesario sobreexcavar hasta una profundidad de al menos 2
m (de tal manera que se retiren los rellenos superficiales y el primer nivel arenoso más
flojo) o hasta el nivel freático, para posteriormente efectuar el tratamiento de rigidización
del fondo descrito en al apartado 5.4.2. y rellenar hasta el sello de fundación efectuando
un relleno estructural con material granular S2-S3, compactando en capas hasta alcanzar
una densidad el 95% del P.M.
Como norma general se recomienda que, el relleno estructural situado entre el sello de
fundación y el tratamiento de rigidización del fondo, sea de al menos un metro de
espesor. Este relleno tiene por finalidad homogeneizar las condiciones de apoyo de la
estructura, evitando la aparición de deformaciones y/o reacciones localizadas que
puedan producir esfuerzos diferentes a los previstos en puntos concretos.
Por otro lado, es necesario asegurar que se retiren la totalidad de rellenos antrópicos,
humedales, y depósitos arenosos flojos ya que estos podrían provocar asientos
intolerables para la estructura o asentamientos por licuefacción del terreno.
El espesor de saneo se optimizará en revisiones posteriores de una forma individualizada
para cada obra. Aun así los sellos de excavación y/o fundación deberán ser
recepcionados por un Ingeniero Especialista en Mecánica de Suelos, con tal de aprobar
el material del sello y para solucionar inconvenientes que se presenten durante este
proceso.
Bajo estas condiciones se estima que se podrá contar con una capacidad de carga del
suelo de 1 kg/cm2 en caso estático y 1,5 kg/cm2 para la condición con sismo.
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6.2. ESTRUCTURAS MAYORES
Las estructuras mayores (puentes, pasos sobrenivel, etc.) corresponden con estructuras
que requieren una capacidad de carga mayor del terreno donde se sustentan.
Además este tipo de estructuras suelen presentar tipologías que son más sensibles a los
asientos diferenciales.
Este tipo de asientos pueden producirse cuando los diferentes apoyos de la estructura
transmitan diferentes niveles de carga o estén sustentados en terrenos de compacidades
distintas. Dentro de la homogeneidad general de los depósitos de terraza a lo largo del
tramo, de forma local pueden presentar heterogeneidades debidas a la existencia de
distintas facies que podrían inducir este tipo de asientos.
Por otro lado, la susceptibilidad de estos depósitos a sufrir fenómenos de licuefacción
(aunque no sea de forma masiva) podría provocar asientos diferenciales a lo largo de la
vida útil de la estructura. Este tipo de problemática se describe en el informe “Informe
Geotécnico Fase Anteproyecto. Infraestructura Puente Mecano Eje Chacabuco. Rev -7”
(elaborado por Ramón Verdugo-Gustavo Peters). Según este documento los puentes
Juan Pablo II y Llacolén, que cruzan el río Biobio a la altura de concepción, sufrieron
movimientos de diferente magnitud en sus pilas debidos a asentamientos diferenciales
en su fundación.
Estos fenómenos pueden provocar daños importantes en las estructuras, incluso
provocar el colapso de las mismas.
Teniendo en cuenta los condicionantes descritos con anterioridad, las estructuras
mayores deberán fundarse sobre pilotes ya sea hincados (si no se reconoce ningún nivel
que pueda dar un falso rechazo en la hinca) o preexcavados.
La longitud de los pilotes vendrá condicionada, aparte de por la magnitud de las cargas
que transmita la estructura, por la exigencia de empotrar en una capa lo suficientemente
densa que evite los problemas de asientos diferenciales.
En el “Informe de Estructuras. Informe Geotécnico. Conexión Interportuaria VIII Región”,
este tipo de estructuras están proyectadas sobre pilotes con longitudes medias de 20m.
Concretamente, dos de las estructuras proyectadas se encuentran en el entorno del
proyecto en estudio:
Lomas coloradas 1: se recomienda usar una fundación profunda mediante pilotes
prexcavados y vaciados en el sitio del tipo Benotto.
Se proyectaron pilotes de hormigón vaciado, con un diámetro de 1,0 m y una
longitud de 18,0 m medidos desde la superficie del terreno.
Enlace By Pass Los Batros: Se proyectó fundación profunda mediante pilotes
preexcavados y vaciados en sitio del tipo Benotto, con un diámetro de 1,0 m y una
longitud de 20,0 m medidos desde la superficie actual del terreno.
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7. ESTUDIO DE MATERIALES
7.1. INTRODUCCIÓN
El objeto de este estudio es conocer el aprovechamiento de los materiales procedentes
de las excavaciones a realizar, así como determinar las posibles fuentes de suministro de
material de propiedades más restrictivas.
7.2. DISPONIBILIDAD Y NECESIDADES DE MATERIALES
Las unidades geotécnicas de materiales que pueden considerarse, de partida, son:
Materiales para la formación de pedraplenes o todo-uno.
Materiales para la formación de terraplenes.
Materiales para la formación de cimiento drenante o en condiciones de saturación.
Materiales para mejora de la explanada.
Materiales para subbases, bases y cuñas de transición.
Material para subbalasto y balasto.
Áridos gruesos y finos para hormigones de obras de fábrica.
Dentro de estos materiales pueden diferenciarse dos unidades:
Por un lado, para pedraplenes, todo-uno, terraplenes y explanada, o genéricamente
rellenos, que aunque son los que mayores volúmenes de materiales suelen
requerir, sus exigencias son reducidas, con lo que en general los materiales suelen
proceder de excavaciones del tramo en análisis o de explotaciones o yacimientos
próximos. Estos materiales pueden ser pedraplenes, todo-uno, zahorras artificiales
o naturales, suelos seleccionados, adecuados o tolerables.
El resto de los materiales que se utilizan para cimiento drenante, subbases, bases,
cuñas de transición, subbalasto y balasto son de un volumen global mucho menor
que los anteriores, pero las prescripciones a cumplir más exigentes, lo que obliga
en muchos casos a utilizar áridos procedentes de aportes externos a la traza.
7.3. PRESCRIPCIONES A CUMPLIR POR LOS MATERIALES
7.3.1. Balasto
La normativa aplicable será; NT-01-01-04 Suministro de Balasto de piedra chancada de
EFE.
El material utilizado para constituir la capa de balasto será procedente del machaqueo de
piedra de cantera, no está permitido el uso de piedra de origen fluvial, siendo la roca
utilizada de naturaleza silícea, prohibiéndose el uso de balasto de rocas calizas o
calcáreas.
Las cualidades que se deben controlar en el suministro son;
Naturaleza de la roca originaria.
Resistencia a compresión simple.
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Resistencia al desgaste.
Resistencia a la acción de la helada.
Forma geométrica de los elementos que integran el balasto.
Resistencia a la desintegración.
Características físico-químicas y petrográficas.
Granulometría.
FACTORES EN EL BALASTO VALOR MÁXIMO MÉTODO ASTM U
OTRO SIMILAR
SUSTANCIAS PERNICIOSAS; A. Suave y desmenuzable,
porcentaje en peso. B. Porcentaje en peso bajo malla
Nº200 (abertura de 0,074 mm.) (incluido polvo de factura).
C. Porcentaje en peso de terrones de arcilla.
3,0
1,0
0,5
C235
C117
C142
PORCENTAJE EN PESO DE PARTÍCULAS DELGADAS
ALARGADAS, ES DECIR, LARGO MAYOR DE TRES VECES EL ANCHO
PROMEDIO; LAJOSIDAD.
5 D4791
PORCENTAJE MÁXIMO DE ABSORCIÓN.
1,5 C127
PORCENTAJE MÁXIMO DE DESGASTE, SEGÚN ENSAYE DE
ABRASIÓN LOS ÁNGELES.
30 C131/C535
PORCENTAJE MÁXIMO DE PÉRDIDA, NaSO4, SEGÚN ENSAYE DE
INALTERABILIDAD.
5 C88
PORCENTAJE EN PESO DE PIEDRAS NO TRITURADAS (CANTOS
REDONDEADOS).
3
Tabla 7.3.1.I. Características del balasto para vías férreas con durmientes de hormigón.
TAMIZ (mm.) PORCENTAJE MÍN. QUE
PASA EN PESO PORCENTAJE MÁX. QUE
PASA EN PESO
76,2 100,0 100,0
63,5 100,0 100,0
50,8 95,0 100,0
44,4 65,2 85,1
38,1 35,0 70,0
31,7 17,4 42,3
25,4 0,0 15,0
22,2 0,0 12,5
19,1 0,0 10,0
15,9 0,0 6,3
12,7 0,0 5,0
11,1 0,0 0,0
9,52 0,0 0,0
Tabla 7.3.1.II. Granulometría del balasto para vías férreas con durmientes de hormigón.
Los procedimientos de trabajo para este tipo de materiales serán los incluidos en el
documento de especificaciones técnicas especiales, sistema de vías.
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7.3.2. Subbalasto
Aplican las Normas, Especificaciones Técnicas de EFE NT-01-01-01 y NT-01-01-03.
La capa de sub-balasto deber ser de grava tamaño máximo 30 mm, compactada al 100%
del DMCS Proctor Modificado, y siempre debe existir.
En el material para capa de subbalasto el 100/% de la fracción retenida en el tamiz 4
UNE debe proceder de trituración, ya sea a partir de piedra de cantera o de grava
natural.
La utilización del material excavado en la traza, mezclado o no con el anterior procedente
de cantera, será admisible sólo cuando, previo tratamiento de trituración y cribado,
cumpla las condiciones de calidad y granulometría que fija el presente Pliego.
En su conjunto, el material para sub-balasto deberá cumplir las condiciones de calidad y
granulometría que se resumen a continuación. La granulometría del material se ajustará
al siguiente huso:
Tamiz UNE % que pasa (en peso)
40 100 31,5 90 - 100 16 85 - 95 8 65 - 80 4 45 - 65 2 30 - 50
0,5 10 - 40 0,2 5 - 25
0,063 3 – 9
Tabla 7.3.2.I. Granulometría del subbalasto para vías férreas con durmientes de hormigón.
En la siguiente tabla se establecen las equivalencias entre husos Europeos (UNE) y
Americanos (ASTM).
Tabla 7.3.2.II. Equivalencia husos UNE y ASTM
El contenido de materia orgánica así como el de sulfatos no superará el 0,2% en
peso del material seco que pasa por el tamiz 2.
El coeficiente de uniformidad (D60/D10) será igual o superior a catorce (14) y el
índice de curvatura (D302/D60xD10) entre 1 y 3.
Los áridos tendrán un desgaste de Los Angeles inferior a veintiocho (28) y el
resultado del Micro Deval húmedo será inferior a 22.
El material compactado hasta una densidad del 100% de la obtenida en el ensayo
del Proctor Modificado presentará una permeabilidad del orden de 10-6 cm/s o
menor.
El equivalente de arena será superior a 45 para la fracción inferior al tamiz 2.
Los procedimientos de trabajo para este tipo de materiales serán los incluidos en el
documento de especificaciones técnicas especiales, sistema de vías.
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7.3.3. Bases.
Aplican las Normas, Especificaciones Técnicas de EFE NT-01-01-01, EFE NT-01-01-03 y
MC-V5 Sección 5.302.
Los materiales para bases granulares serán de graduación cerrada y deberán ajustarse
a los requisitos pertinentes de calidad y graduación, según lo establecido en la
Especificación descrita en 8.101.1 del MC-V8 (LNV 102) del Vol. Nº5 del Manual de
Carreteras. El equivalente de arena, determinado según el Método descrito en 8.202.9
del MC-V8 (LNV 71), será de mínimo 25%; las sales solubles no serán mayor a 4%,
según el Método descrito en 8.202.18 del MC-V8 (LNV 76). Cualquier modificación a lo
establecido en la Especificación descrita en 8.101.1 del MC-V8 (LNV 102) y en esta
Sección, de acuerdo a las características particulares del Proyecto, deberá quedar
establecida en las E.T.E. del Proyecto.
Los áridos de bases podrán ser de:
Bases granulares de graduación cerrada. Las bases granulares de graduación cerrada
deberán ajustarse a la banda granulométrica TM- 50b, TM-50c o TM-25, según lo
establecido en la Especificación descrita en 8.101.1 del MC-V8 (LNV 102). Cuando la
base esté destinada a ser recubierta con un tratamiento superficial, el tamaño máximo
absoluto será 40 mm. La capacidad de soporte (CBR) y el porcentaje de material
chancado varían, según el tipo de capa de rodadura a construir sobre la base granular.
Los requisitos correspondientes se indican en la Tabla siguiente procedente del Vol. Nº5
del Manual de Carreteras.
Tabla 7.3.3.I Capacidad soporte y material chancado
En la construcción de cuellos de empalme con caminos secundarios, accesos a predios y
otros, que no consulten ningún tipo de revestimiento, se podrá emplear como capa de
rodadura material de base granular de poder de soporte CBR = 80%,. En zonas donde la
precipitación media anual sea inferior a 50 mm, el ensaye de capacidad de soporte de los
materiales se hará sin inmersión, según el Método descrito en 8.102.11 del M.C.-V.8
(LNV 92).
Bases granulares de graduación abierta En zonas que sufren frecuentes ciclos de
hielo – deshielo o cuando en el Proyecto se especifique graduación abierta, las bases
granulares deberán cumplir con los requisitos estipulados para bases granulares de
graduación cerrada. El Indice de Plasticidad (IP) se limitará a un máximo de 4%, según
el Método descrito en 8.102.4 del M.C.- V.8 (LNV 90); y - Por el tamiz 0,5 mm (ASTM Nº
40), el límite inferior será de 0% y por el tamiz 0,08 mm (ASTM Nº 200), el porcentaje que
pasa deberá estar comprendido entre 0% y 5%.
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7.3.4. Sub-bases
Aplican las Normas, Especificaciones Técnicas de EFE NT-01-01-01, EFE NT-01-01-03 y
MC-V5 Sección 5.301.
Las subbases deberán ajustarse a los requisitos pertinentes de calidad y graduación,
según lo establecido en la Especificación descrita en 8.101.1 del M.C.-V.8 (LNV 102). El
equivalente de arena, determinado según el Método descrito en 8.202.9 del M.C.-V.8
(LNV 71), será de mínimo 20%. No habrá exigencia de material chancado para la
subbase.
Los áridos de subbases podrán ser de:
Graduación Cerrada. Las subbases de graduación cerrada deberán ajustarse a la
banda granulométrica TM-50a, indicada en la Tabla 2 de la Especificación descrita en
8.101.1 del M.C.-V.8 (LNV 102). El material deberá tener un poder de soporte igual o
mayor a 40% CBR, según el Método descrito en 8.102.11 del M.C.-V.8 (LNV 92),
determinado al 95% de la D.M.C.S. según el Método descrito en 8.102.7 del M.C.-V.8
(LNV 95). En zonas donde la precipitación media anual sea inferior a 50 mm, el ensaye
se ejecutará sobre muestras no saturadas.
Graduación Abierta En sectores que sufran frecuentes ciclos de hielo - deshielo o
cuando en el Proyecto se especifique graduación abierta, la subbase deberá cumplir con
lo establecido en el Numeral 5.301.201(1), salvo que el Índice de Plasticidad (IP) se
limitara a un máximo de 4%, determinado a través del Método descrito en 8.102.4 del
M.C.-V.8 (LNV 90). Asimismo, por el tamiz 0,5 mm (ASTM N°40), el límite inferior será de
0% y por el tamiz 0,08 mm (ASTM N°200), el porcentaje que pasa, deberá estar
comprendido entre 0% y 5%.
Los procedimientos de trabajo para este tipo de materiales serán los incluidos en el
documento de especificaciones técnicas especiales, sistema de vías.
7.3.5. Rellenos. Terraplenes
Aplican las Especificaciones Técnicas de EFE NT-01-01-01, NT-01-01-03, MC-V3
Sección 3.602 y MC-V5 Sección 5.205.
Los terraplenes y ensanches existentes deberán construirse con material denominado
"Terreno de Cualquier Naturaleza". Los suelos deberán ser inorgánicos, libres de materia
vegetal, escombros, basuras, materiales congelados, terrones, trozos de roca o bolones
degradables o deleznables o trozos cementados de tamaño superior al especificado.
Salvo indicación contraria en el Proyecto, los materiales a emplear en la construcción del
cuerpo de los terraplenes deberán tener un poder de soporte no inferior a 10% CBR,
determinado según el Método de Razón de Soporte California, y medido al 95% de la
D.M.C.S. según el Método del Ensayo de Proctor Modificado. El tamaño máximo del
material será de 150 mm, aceptándose una tolerancia de 5% en peso entre 150 mm y
200 mm. En zonas donde la precipitación media anual sea inferior a 50 mm, el poder de
soporte se determinará sin inmersión.
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Si el material del terraplén es de origen fluvial, corte en roca o material de marina, debe
tener una buena graduación, controlada mediante los coeficientes de curvatura y de
uniformidad de la curva granulométrica, es decir, debe cumplir con lo siguiente:
CU>4 y 1<CC<3
Donde:
CU = Coeficiente de uniformidad: y CU = y
CC = Coeficiente de curvatura:
En que D10, D30, D60: representa el diámetro de la abertura del tamiz por el cual pasa
10%, 30%, 60% en peso del material considerado, respectivamente.
Asimismo, los 0,30 m superiores del coronamiento de los terraplenes, deberán
construirse con suelos que se denominan "material de subrasante", cuyo poder de
soporte no deberá ser inferior a 20% CBR, medido en las mismas condiciones
estipuladas para el cuerpo del terraplén; el tamaño máximo del material no será superior
a 100 mm.
Los procedimientos de trabajo para este tipo de materiales serán los incluidos en el
documento de especificaciones técnicas especiales, sistema de vías.
Si el terraplén, o capas citadas, se apoyan en terreno natural, deberá eliminarse toda la
capa vegetal. Todas las excavaciones realizadas para remover roca, árboles y/o raíces
deberán ser rellenadas con material adecuado.
7.4. APROVECHAMIENTO DE MATERIALES DE LAS EXCAVACIONES EN LA FAJA FERROVIARIA
Dado que el trazado previsto discurrirá prácticamente a nivel o con rellenos de poca
altura, los únicos materiales a excavar serán aquellas correspondientes a los posibles
saneos a realizar y que por ello serán retirados a vertederos.
No se prevé por ello el aprovechamiento de los posibles materiales de excavación
7.5. COEFICIENTES DE PASO Y ESPONJAMIENTO
El factor de esponjamiento es de especial interés para definir los volúmenes de
materiales, puesto que existen una clara diferencia entre el volumen que un material
ocupa originariamente (Vb, en banco) y el volumen del mismo cuando éste ha sido
excavado y transportado a su destino (Vs, material suelto).
Este parámetro está en estrecha relación tanto con el tipo de material como con el
estado en el cual se presenta y el proceso de producción, es decir, el método o
maquinaria empleada para la excavación. El factor de esponjamiento se define a partir de
la siguiente relación:
Fw=Vb/Vs=ds/db
Donde Fw es el factor de esponjamiento
Vb es el volumen del material en banco
Vs es el volumen del material suelto o excavado
db es la densidad del material en banco
ds es la densidad el material suelo o excavado
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Otro parámetro intrínsecamente relacionado con el factor de esponjamiento (Fw) es el
conocido como porcentaje de esponjamiento (Sw), el cual queda definido como el
incremento de volumen que el material experimenta cuando es excavado, para
posteriormente transportarlo, respecto del que tenía en banco. El porcentaje de
esponjamiento se define como sigue:
Sw(%)=(Vs-Vb)/Vb·100
Así, el factor de esponjamiento está íntimamente ligado con el porcentaje de
esponjamiento, según la relación expresada en la siguiente expresión:
Fw=ds/db=ds/((Sw/100+1)·ds)=1/(Sw/100+1)
Para la deducción del factor de esponjamiento, es práctica habitual el uso de tablas que
determinan este valor en función del tipo del material a excavar, como la incluida a
continuación.
MATERIAL FW
CALIZA: 0.59 ARCILLA: Estado natural
Seca Húmeda
0.83 0.81 0.80
ARCILLA Y GRAVA: Seca Húmeda
0.86 0.84
ROC ALTERADA: 75% Roca – 25% Tierra 50% Roca – 50% Tierra 25% Roca – 75% Tierra
0.70 0.75 0.80
TIERRA: Seca Húmeda Barro
0.80 0.79 0.81
GRANITO FRAGMENTADO: 0.61
MATERIAL FW
GRAVA: Natural Seca Seca de 6 a 50 mm. Mojada de 6 a 50 mm.
0.89 0.89 0.89 0.89
ARENA Y ARCILLA: 0.79 YESO FRAGMENTADO: 0.57 ARENISCA: 0.60 ARENA: Seca Húmeda Empapada
0.89 0.89 0.89
TIERRA Y GRAVA: Seca Húmeda
0.89 0.91
TIERRA VEGETAL: 0.69 BASALTOS O DIABASAS FRAGMENTADAS:
0.67
Tabla 7.1.4.I. Factor de esponjamiento teórico en función del material.
Además, en caso de transporte a vertedero se supondrá una compactación por vertido
del 75-80% de la especificada en los rellenos.
Por otra parte, el coeficiente de paso o de variación volumétrica (Cp) hace referencia a la
diferencia existente entre el volumen que un material ocupa originariamente (Vb) y el
volumen que ocupa el material una vez puesto en obra y compactado (Vc). Esta relación
queda expresada en la siguiente fórmula:
CP=100·((db/dc)/Gc
Donde db es la densidad del material en banco (densidad seca obtenida de muestras
inalteradas)
dc es la densidad máxima correspondiente al ensayo Próctor de referencia
Gc es el grado de compactación conseguido en la puesta en obra del material,
expresado en tanto por ciento respecto al máximo obtenido en el Próctor de
referencia.
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Es decir, el coeficiente de paso es la razón de la densidad seca por la densidad máxima
obtenida con el ensayo Próctor, con la minoración correspondiente por su colocación con
una energía de compactación del 95%.
En el caso de pedraplén y todo uno, se obtienen los coeficientes de paso de
correlaciones habituales; para pedraplén la densidad mínima corresponderá a una
porosidad del 20%.
La definición del coeficiente de paso en el caso de todo-uno es bastante más complicada
puesto que no se dispone de la densidad real, ya que es un conjunto variable de
materiales, ni por supuesto densidades de compactación. Sin embargo, su granulometría
deberá estar comprendida entre la de los suelos y la del pedraplén y por tanto de igual
forma estará el coeficiente.
Los coeficientes de paso serán de aplicación a los materiales que vayan a ser
reutilizados en obra, mientras que los de esponjamiento tendrán su utilidad para los
volúmenes destinados a vertedero.
Evidentemente a la vista de los diferentes materiales resultantes de la excavación de los
cortes, túneles y de préstamos externos (y yacimientos canterables), no podemos dar un
coeficiente de esponjamiento o paso único, sino que debemos separarlos en los
siguientes tipos de materiales:
Suelos
Pedraplenes – escolleras
Todo-uno
Suelos
Se adoptará un coeficiente de paso entre 0,85 y 0,95 (C.P.= 0,90).. En el caso de
transporte a vertedero, se supondrá una compactación por vertido del 75% de la
especificada para los rellenos. Para los suelos vegetales se adoptará un coeficiente de
paso C.P.=1,01.
Pedraplenes y escolleras
En el caso de pedraplén y todo uno, se obtienen los coeficientes de paso de
correlaciones habituales, y se tendrá en cuenta que la densidad mínima corresponderá a
una porosidad del 20%.
A efectos del presente cálculo consideramos un valor medio de 2,61 t/m3, para la
densidad de la matriz que constituye estos materiales.
Evidentemente, no tenemos densidades de estos materiales troceados y compactados,
sin embargo podemos establecer que un material de este tipo debe presentar una
densidad en torno a los 2,15 t/m3 una vez colocados en obra, lo que nos hace considerar
un coeficiente de paso para este tipo de materiales de 1,20.
Todo-uno
La definición del coeficiente de paso en este caso es bastante más complicada puesto
que no se dispone de la densidad real, ya que es un conjunto variable de materiales, ni
por supuesto densidades de compactación. Sin embargo, su granulometría deberá estar
comprendida entre la de los suelos y la del pedraplén y por tanto de igual forma estará el
coeficiente.
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Considerando que la granulometría debe estar algo más cercana del pedraplén que del
suelo, podemos estimar un coeficiente de 1,06, válido para la excavación en terreno de
tránsito (roca meteorizada).
En el tabla 7.1.4.II se resumen los coeficientes de paso y esponjamiento estimados para
cada tipo de material.
MATERIAL COEFICIENTE DE
PASO COEFICIENTE DE ESPONJAMIENTO
Suelos 0,90 1,14
Roca meteorizada + suelo
(Todo-uno) 1,06 1,45
Roca (Pedraplén) 1,20 1,45
Tabla 7.1.4.II. Coeficientes de paso y esponjamiento por tipo de material excavado.
7.6. MATERIALES EXTERNOS AL TRAZADO
El suministro de parte del material a la obra procederá de aportes externos, tanto el de
las capas de propiedades más restrictivas (subbases, subbalasto y balasto), como del
material que constituirá el cuerpo de los futuros rellenos.
Para la elaboración del presente documento se dispone de información suministrada por
proveedores recientes en las obras en ejecución dentro del tramo en estudio. Las
empresas que han suministrado datos sobre el tipo de material y precio del mismo
colocado en obra han sido:
Maquinarias Rio Azul. Avda Michaihue, 486. San Pedro de la Paz
Canteras Lonco. Camino a Cantera s/n Sector Lonco, Chiguayante
Los primeros han suministrado datos sobre bases estabilizadas con dos procedencias,
Los Ángeles y Hualqui-Patagual. Los de Canteras Lonco de su explotación en las
proximidades de Coronel.
7.6.1. Explotación de Los Ángeles
Se dispone de los siguientes datos de material granular chancado arenoso de 1 ½”
Granulometría
% pasa # 40 mm. Nº 11/2” = 100
% pasa # 25 mm. Nº 1” = 88
% pasa # 19 mm. Nº ¾” = 73
% pasa # 12,5 mm. Nº ½” = 60
% pasa # 10 mm. Nº 3/8” = 54
% pasa # 5 mm. Nº 4 = 41
% pasa # 2 mm. Nº 10 = 35
% pasa # 0,42 mm . Nº 40 = 14
% pasa # 0,080 mm. Nº 200 = 5
Plasticidad: No plástico
Densidad partículas sólidas: 2,84 gr/cm3
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Compactabilidad:
Densidad Seca máxima: 2,20 gr/cm3
Humedad óptima = 8,7 %
CBR al 95% de la DMS = 112
CBR al 90% de la DMS = 48
Desgaste Los Ángeles = 17
Chancado total = 77 %
Rodado total = 22%
Laja total = 1%
Serian por aptos para la generación de bases y subbases
El precio por m3 indicado por el suministrador, puesto en obra, es de $17.000
7.6.2. Explotación de Hualqui
Se dispone de los siguientes datos de base estabilizada
Granulometría
% pasa # 40 mm. Nº 11/2” = 100
% pasa # 25 mm. Nº 1” = 90
% pasa # 19 mm. Nº ¾” = 77
% pasa # 10 mm. Nº 3/8” = 55
% pasa # 5 mm. Nº 4 = 42
% pasa # 2 mm. Nº 10 = 31
% pasa # 0,42 mm . Nº 40 = 14
% pasa # 0,080 mm. Nº 200 = 6
Plasticidad: No plástico
Compactabilidad:
Densidad Seca máxima: 2,24 gr/cm3
Humedad óptima = 6,4 %
CBR al 95% de la DMS = 66
Desgaste Los Ángeles = 41,5
Chancado total = 100 %
Rodado total = --
Laja total = 0,4 %
Serian por aptos, bajo control, para la generación de subbases
El precio por m3 indicado por el suministrador, puesto en obra, es de $10.000
7.6.3. Cantera Lonco
Se encuentra localizada en las fotografías 7.6.3. a y b, en Camino a Cantera s/n Sector
Lonco, Chiguayante. Pertenece a la empresa Lonco.
En estos momentos está pendiente la recepción de datos sobre el material suministrado
y calidad de los mismos.
Según los datos indicados por la empresa suministran material para incluso balasto:
Chancado de 21/2" FFCC para durmientes de Madera $14.000
Chancado de 21/2" FFCC para durmientes de Hormigón $17.000
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Estabilizado de 2" $7.647
Estabilizado de 11/2" $8.151
Laja desplazadora de 2" a 6" $12.137
Valores por m3 , antes de impuestos, cargados sobre camión en cantera sin incluir flete
Fotografías 7.1.5. a-b. Localización cantera Lonco.
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PLANOS
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PLANO 1. Planta geológica con la situación de las investigaciones realizadas y las correspondientes a estudios previos. E: 1/1.000 (Ansi D)
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PLANO 2. Perfil longitudinal Geológico-Geotécnico. EH: 1/1.000 , EV: 1/100 (Ansi D)
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PLANO 3. Mapa de geología y suelo de fundación (SERNAGEOMIN, E: 1/20.000)
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PLANO 4. Mapa de microzonación sísmica (SERNAGEOMIN, E: 1/20.000)
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PLANO 5. Mapas temáticos (Universidad de Biobio y Laboratorio de estudios Urbanos, E: 1/10.000)
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PLANO 5.1. Mapa de amenazas por tsunami
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PLANO 5.2. Mapa de amenazas por remoción en masa
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PLANO 5.3. Mapa de amenazas por desborde de cauces
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PLANO 5.4. Síntesis de vulnerabilidad (construcción e infraestructura)
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PLANO 5.5. Riesgos ante tsunami
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PLANO 5.6. Riesgos ante remoción en masa (vivienda e infraestructuras)
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ANEXOS
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ANEXO Nº 1. REGISTROS DE SONDAJES
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ANEXO Nº 2. REGISTROS DE CALICATAS
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ANEXO Nº 3. REGISTROS DE ENSAYES DE LABORATORIO
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ANEXO Nº 4. INFORMACIÓN RECOPILADA DE ESTUDIOS PREVIOS