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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

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JUNIO 2013



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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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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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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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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


original


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)



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


Tipo investigación


original


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


original


proyecto actual


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



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


Tipo investigación


original


proyecto actual


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).



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A



(km) Magnitud Tipo de magnitud


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


(km) Magnitud Tipo demagnitud


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



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A



(km) Magnitud Tipo de magnitud


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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).



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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).



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.





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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%.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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%.



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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



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



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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.



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A


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


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 %


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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Junio 2013

PLANOS



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Junio 2013

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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Junio 2013

PLANO 2. Perfil longitudinal Geológico-Geotécnico. EH: 1/1.000 , EV: 1/100 (Ansi D)



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

PLANO 3. Mapa de geología y suelo de fundación (SERNAGEOMIN, E: 1/20.000)



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

PLANO 4. Mapa de microzonación sísmica (SERNAGEOMIN, E: 1/20.000)



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

PLANO 5. Mapas temáticos (Universidad de Biobio y Laboratorio de estudios Urbanos, E: 1/10.000)



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

PLANO 5.1. Mapa de amenazas por tsunami



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

PLANO 5.2. Mapa de amenazas por remoción en masa



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

PLANO 5.3. Mapa de amenazas por desborde de cauces



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

PLANO 5.4. Síntesis de vulnerabilidad (construcción e infraestructura)



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

PLANO 5.5. Riesgos ante tsunami



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

PLANO 5.6. Riesgos ante remoción en masa (vivienda e infraestructuras)



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

ANEXOS



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Junio 2013

ANEXO Nº 1. REGISTROS DE SONDAJES



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

ANEXO Nº 2. REGISTROS DE CALICATAS



18XXX - EFE 0508-INF-013-GEO-001-A

Junio 2013

ANEXO Nº 3. REGISTROS DE ENSAYES DE LABORATORIO



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Junio 2013

ANEXO Nº 4. INFORMACIÓN RECOPILADA DE ESTUDIOS PREVIOS

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ESTUDIO DE INGENIERÍA DE DETALLE PROYECTO … 2014/quint… · estudio de ingenierÍa de detalle proyecto extensiÓn biotren a coronel informe de mecÁnica de suelos 18xxx - efe