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UNIVERSIDAD DE CHILE FACULTAD DE CIENCIAS FÍSICAS Y MATEMÁTICAS DEPARTAMENTO DE INGENIERÍA CIVIL

PUENTES AFECTADOS POR LICUEFACCIÓN DEL TERRENO DE FUNDACIÓN DEBIDO AL TERREMOTO 27F

TESIS PARA OPTAR AL GRADO DE MAGISTER EN CIENCIAS DE LA INGENIERÍA MENCIÓN INGENIERÍA GEOTÉCNICA

MEMORIA PARA OPTAR AL TÍTULO DE INGENIERA CIVIL

VIVIANA PATRICIA GONZÁLEZ DUMUIHUAL

PROFESOR GUÍA: RAMÓN VERDUGO ALVARADO MIEMBROS DE LA COMISIÓN: PEDRO ACEVEDO MOYANO CLAUDIO FONCEA NAVARRO CESAR PASTEN PUCHI

SANTIAGO DE CHILE 2015

RESUMEN DE TESIS PARA OPTAR AL GRADO DE MAGISTER EN CIENCIAS DE LA INGENIERÍA, MENCIÓN INGENIERÍA GEOTÉCNICA Y AL TÍTULO DE INGENIERO CIVIL POR: VIVIANA GONZALEZ DUMUIHUAL FECHA: OCTUBRE 2015 PROF. GUÍA: SR. RAMÓN VERDUGO A.

PUENTES AFECTADOS POR LICUEFACCIÓN DEL TERRENO DE FUNDACIÓN DEBIDO AL TERREMOTO 27F

El presente trabajo de tesis se enmarca en el contexto del terremoto ocurrido en Chile el 27 de Febrero del 2010 (27F), específicamente se concentra en el estudio del fenómeno de licuefacción del suelo de fundación ocurrido en diferentes puentes y pasos a desnivel a lo largo del país. Como parte de este trabajo se desarrolló un catastro de los principales puentes y pasos a desnivel dañados en el terremoto del 27F, el cual consideró la descripción de los suelos de fundación, fotografías de los daños y una reseña de la estructura. En particular se estudiaron dos casos de importancia para la conectividad del país: el Paso Superior Hospital y el Puente Juan Pablo II. Para estas estructuras se contó con una serie de prospecciones, las cuales permitieron interpretar la estratigrafía del subsuelo y estimar sus características geotécnicas. Adicionalmente, se obtuvo información de los asentamientos ocurridos y daños producidos por este sismo. Ambos casos fueron numéricamente modelados reproduciendo los asentamientos y daños observados. El estudio del Paso Superior Hospital consistió en realizar un retroanálisis con el fin de estimar la resistencia residual no drenada (Su) de los lentes de arenas potencialmente licuables inmersos en suelos finos impermeables. A partir de este análisis se pudo concluir que una resistencia Su igual a 10 kPa es capaz generar desplazamientos similares a los observados post-terremoto, valor que resultó compatible con estudios internacionales de Su. Adicionalmente, este análisis permitió concluir que en el caso de un sismo de gran magnitud es posible que la resistencia S u se alcance durante el sismo y no al final de éste. En el caso del Puente Juan Pablo II se estudiaron los asentamientos producidos por el sismo a través de un análisis numérico, con el fin de identificar los estratos licuables del subsuelo de fundación. A partir de los resultados obtenidos se propusieron dos métodos de estimación de asentamientos post-sismo. Además, este análisis permitió concluir que el suelo licuable que contribuye al desarrollo de los asentamientos abarca una profundidad de hasta cuatro veces el ancho de las pilas de fundación.

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Agradezco a todos los que de alguna manera fueron parte de este trabajo… en especial a mis padres y mi amiga Javiera González

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TABLA DE CONTENIDO 1. INTRODUCCIÓN ....................................................................................................... 1 1.1.

Motivación ......................................................................................................... 1

1.2.

Objetivos y Alcances ........................................................................................ 2

1.3.

Organización de la tesis ................................................................................... 3

2. MARCO TEÓRICO .................................................................................................... 4 2.1.

Licuefacción ...................................................................................................... 4

2.1.1.

Licuefacción verdadera.......................................................................................... 4

2.1.2.

Movilidad cíclica .................................................................................................... 7

2.2.

Resistencia post licuefacción, Su. ................................................................. 11

2.3.

Estimación de resistencia residual, Su .......................................................... 13

2.3.1.

Generalidades ..................................................................................................... 13

2.3.2.

Corrección y normalización ensayos N SPT ........................................................ 13

2.3.3.

Estimación de Su mediante ensayos de laboratorio. ............................................ 16

2.3.4.

Estimación de Su mediante retro análisis ............................................................. 19

2.3.5.

Correlación de Su con (N1)60cs .............................................................................. 21

2.3.6.

Correlación de Su/σ‟v0 con (N1)60cs ........................................................................ 23

2.4.

Solicitación cíclica (CSR) y Resistencia cíclica (CRR) ................................ 24

2.4.1.

Factor de seguridad ............................................................................................. 24

2.4.2.

Evaluación de solicitación cíclica (CSR) .............................................................. 25

2.4.3.

Resistencia cíclica (CRR) .................................................................................... 26

2.5.

Asentamiento por licuefacción ...................................................................... 30

2.5.1.

Asentamiento en campo libre .............................................................................. 30

2.5.2.

Asentamiento bajo fundaciones ........................................................................... 33

3. LICUEFACCIÓN EN TERRENO DE FUNDACIÓN DE PUENTES ......................... 36 3.1.

Características principales del terremoto 27 de febrero de 2010. .............. 36

3.2.

Daños en caminos, puentes, pasos desnivel, pasarelas ............................. 38

3.3.

Puentes afectados por licuefacción .............................................................. 39

3.4.

Evidencias de licuefacción............................................................................. 43

Volcanes de arena ............................................................................................................. 43 Asentamientos ................................................................................................................... 44 Lateral spreading ............................................................................................................... 45

3.5.

Catastro de puentes afectados por licuefacción .......................................... 46

3.5.1.

Sector Sur de Santiago........................................................................................ 46

3.5.2.

Sector Concepción .............................................................................................. 60

3.5.3.

Zona de Arauco ................................................................................................... 79

iii

3.5.4.

Otros puentes ...................................................................................................... 99

4. ANÁLISIS DEL PASO SUPERIOR HOSPITAL .................................................... 113 4.1.

Introducción .................................................................................................. 113

4.2.

Características Estructurales ....................................................................... 114

4.3.

Daños ocasionados por el terremoto 27F ................................................... 114

4.4.

Antecedentes de daños anteriores: terremoto de 1985. ............................ 119

4.5.

Exploración Geotécnica ............................................................................... 120

4.6.

Caracterización geotécnica .......................................................................... 123

4.6.1.

Modelo Estratigráfico ......................................................................................... 123

4.6.2.

Ensayos de resistencia al corte ......................................................................... 125

4.6.3.

Parámetros de estado y de resistencia al corte ................................................. 126

4.6.4.

Parámetros de rigidez........................................................................................ 126

4.7.

Modelo numérico........................................................................................... 128

4.7.1.

4.8.

Diseño y calibración de modelo numérico.......................................................... 128

Resultados y discusiones. ........................................................................... 135

5. ASENTAMIENTOS PUENTE JUAN PABLO II ..................................................... 140 5.1.

Introducción .................................................................................................. 140

5.2.

Características estructurales de puente Juan Pablo II .............................. 141

5.2.1.

Sistema de fundaciones .................................................................................... 141

5.3.

Daños provocados por el terremoto............................................................ 142

5.4.

Asentamientos medidos ............................................................................... 147

5.5.

Exploración Geotécnica ............................................................................... 149

5.5.1.

Sondajes post terremoto .................................................................................... 151

5.5.2.

Sondajes 1968................................................................................................... 154

5.5.3.

Sondajes profundo Concepción (SPC) .............................................................. 156

5.5.4.

Ensayo ReMi y MASW ...................................................................................... 159

5.6.

Caracterización Geotécnica ......................................................................... 161

5.6.1.

Introducción ....................................................................................................... 161

5.6.2.

Resultados de ensayos de clasificación............................................................. 161

5.6.3.

Modelo Estratigráfico ......................................................................................... 165

5.6.4.

Parámetros de resistencia al corte..................................................................... 168

5.6.5.

Parámetros de rigidez........................................................................................ 169

5.7.

Análisis de licuefacción................................................................................ 171

5.7.1.

Generalidades ................................................................................................... 171

5.7.2.

Diseño y calibración de modelo numérico.......................................................... 171

5.7.3.

Análisis de licuefacción ...................................................................................... 180

5.8.

Asentamientos post licuefacción ................................................................ 188 iv

5.8.1.

Asentamientos en campo libre (Ishihara & Yoshimine, 1992). ........................... 188

5.8.2.

Asentamientos bajo fundaciones ....................................................................... 192

5.9.

Métodos propuestos para estimar asentamientos post licuefacción. ...... 194

5.10.

Método sumatorio subestratos licuables ................................................ 195

5.11.

Método distancia base – estrato licuable ................................................ 197

5.12.

Discusión .................................................................................................... 198

6. CONCLUSIONES .................................................................................................. 200 7. RECOMENDACIONES.......................................................................................... 202 8. BIBLIOGRAFÍA ..................................................................................................... 203

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1. INTRODUCCIÓN 1.1. Motivación Chile es un país de intenso y extenso historial sísmico en el que destacan eventos tales como el mega-terremoto del 27 de febrero del 2010 (27F) que presentó numerosas evidencias del fenómeno de licuefacción. Evidencias que también se presentaron en sismos anteriores, en particular en el gran terremoto de Valdivia en 1960, pero que solo fueron reconocidas por su nombre cuando este fenómeno comenzó a ser percibido por la comunidad internacional como consecuencia de los terremotos de Niigata y Alaska, ambos ocurridos en el año 1964. Por lo general los daños de la licuefacción en las estructuras son graves y pueden variar desde colapsos a grietas por asentamientos o incluso dramáticos deslizamientos, como fue el caso del tranque de relaves El Cobre en la mina El Soldado en 1965 (Dobry et al, 1967) donde fallecieron más de 200 personas. En la publicación Verdugo et al 2012 se presentó un trabajo el que mostró alrededor de 120 casos distribuidos entre La Calera y Valdivia donde se evidencia el fenómeno de licuefacción ocurrido por el efecto del terremoto del 27F, así como los consecuentes daños en puentes, pasos bajo o sobre nivel y otras obras. En el presente estudio se incluyó un catastro de los principales puentes y pasos en desnivel dañados en el terremoto del 27F, con descripción de suelos y fotografías de los daños. En particular, se analizaron dos casos de importancia para nuestra ingeniería donde se conoce el subsuelo y sus características y los asentamientos y daños producidos por este sismo. En ambos casos se establecieron métodos numéricos a partir de estas informaciones buscando explicar los asentamientos y daños observados. Al completar este trabajo queda certeza y ella es que en nuestro país los ingenieros en sus diseños no solo tendrán que analizar sus estructuras para que ellas puedan convivir con sismos, sino que además deberán incluir la evaluación del fenómeno de licuefacción toda vez que los suelos presenten características que faciliten la ocurrencia de este fenómeno.

1

1.2. Objetivos y Alcances Objeticos generales



Presentar un catastro de puentes y pasos a desnivel que presentaron licuefacción producto del terremoto 27F.



Desarrollar un modelamiento numérico dinámico del Paso Superior Hospital del tipo retroanálisis, enfocado a encontrar el mecanismo de falla que permita explicar los daños generados por el terremoto 27F.



Desarrollar un análisis numérico dinámico del Puente Juan Pablo II que permita explicar los asentamientos causados por el terremoto 27F.

Objeticos específicos

Los objetivos específicos de este estudio son:



Identificar sectores de concentración de daños por licuefacción en puentes.



Determinar la resistencia post licuefacción del Paso Superior Hospital, tal que permita explicar los daños causados por el terremoto.



Cuantificar la resistencia cíclica en comparación con la solicitación cíclica producto del terremoto en los estratos licuables, en el puente Juan Pablo II.



Determinar los estratos que se vieron afectados por licuefacción en el puente Juan Pablo II.



Proponer métodos de estimación de asentamientos por licuefacción.



Determinar la distancia bajo fundaciones que afecta los estratos licuables en la generación de asentamientos.

2

1.3. Organización de la tesis Esta tesis se compone de ocho capítulos adicionales y un anexo, los que son brevemente detallados a continuación. En el capítulo 2 se presentan las investigaciones más relevantes de los conceptos de movilidad cíclica y licuefacción verdadera, además de la resistencia post licuefacción, incluyendo estimaciones mediante ensayos de laboratorio y ensayos de terreno. Adicionalmente, se incluyen los conceptos de solicitación cíclica y resistencia cíclica, junto con los conceptos de asentamientos post licuefacción. En el capítulo 3 se presentan las características principales del terremoto 27F, además de las aceleraciones registradas en diferentes zonas del país. Posteriormente se incorpora una estimación de los daños en estructuras viales a lo largo de Chile. Como planteamiento principal, se presenta una descripción de cada uno de los puentes que fueron afectados por el fenómeno de licuefacción. Específicamente se muestran descripciones de los daños, evidencias de licuefacción por medio de fotografías, descripción de las estructuras y estratigrafías de suelo de fundación. En el capítulo 4 se presenta un análisis detallado del mecanismo de falla del Paso Superior Hospital. Inicialmente se realiza una descripción de los daños provocados, junto con un modelo estratigráfico por medio de la recopilación de prospecciones geotécnicas previas y post terremoto. Con ello se desarrolla un modelo numérico de elementos finitos, utilizando retroanálisis, para determinar mediante iteraciones la resistencia residual no drenada que reproduzca las deformaciones observadas en terreno o, en otras palabras, la resistencia post licuefacción. En el capítulo 5 se desarrollan dos métodos que permiten estimar asentamientos producidos por licuefacción de estratos licuables existentes bajo la punta de pilotes. Para desarrollar dichos métodos se elabora un análisis numérico del puente Juan Pablo II. Dicho análisis se presenta a través de una recopilación de prospecciones geotécnicas con el fin de interpretar un modelo estratigráfico del suelo de fundación. Posteriormente se desarrolla un modelo numérico a través de elementos finitos, luego del cual se realiza una estimación de los estratos licuables mediante la comparación de la solicitación cíclica obtenida por medio del modelo numérico, con la resistencia cíclica obtenida mediante ensayos de terreno. Finalmente, se realiza un análisis de los resultados de estratos licuables y su relación con los asentamientos en terreno, lo que lleva a proponer dos métodos para estimar asentamientos de estructuras por licuefacción en suelos estratificados. En el capítulo 6 se presentan las conclusiones obtenidas con el fin de satisfacer los objetivos planteados en el capítulo 1.

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2. MARCO TEÓRICO 2.1. Licuefacción El fenómeno de licuefacción, es el comportamiento asociado a un importante aumento de presiones de poros de un suelo no cohesivo al ser solicitado por cargas monótonas, transientes o cíclicas en condiciones no drenadas. Básicamente, se pueden distinguir dos tipos de respuestas no drenadas: Licuefacción Verdadera (o falla de flujo) y Movilidad Cíclica (Casagrande, 1975). La Figura N° 2.1 ilustra esquemáticamente el comportamiento tensión – deformación de estos dos casos.

Figura N° 2.1: (a) Falla de Flujo. (b) Movilidad cíclica. (Yoshimine & Ishihara, 1998).

2.1.1. Licuefacción verdadera Licuefacción verdadera, true liquefaction o flow failure, término introducido por Casagrande (1975), y Castro (1975), se identifica por un rápido incremento de presiones de poro, seguido por una pérdida repentina de resistencia hasta un valor residual (Verdugo & Ishihara, 1996). La falla se caracteriza por presentar un alto nivel de deformaciones, tal que se asemeja al flujo de un líquido viscoso. Cabe mencionar que la falla necesita de un agente perturbador externo que desencadene la respuesta no drenada, pero esta perturbación no necesita estar presente al momento de la falla (Verdugo, 1997). Una vez que se ha generado una solicitación rápida, tal que movilice la respuesta no drenada del suelo, se desarrollará una falla de flujo si el estado inicial de tensiones y densidad de la masa de suelos es tal que su comportamiento volumétrico sea contractivo, esto es, que en la relación tensión deformación bajo carga no drenada presente una resistencia peak, seguida de una pérdida de resistencia hasta desarrollar la resistencia residual no drenada, 𝑆𝑢 , tal como se presenta en la Figura N° 2.1(a). Y la tensión de corte estática o permanente que se ha desarrollado en estado de carga drenado, sea mayor que la resistencia no drenada 𝑆𝑢 . La falla de flujo se puede generar tanto por cargas estáticas o cíclicas, únicamente es necesario cumplir la condición de corte estático mencionada en el párrafo anterior y 4

movilizar el estado tensional a la superficie de falla de flujo. Esto último se presenta en la Figura N° 2.2, la falla de flujo se gatilla en el momento en que el estado tensional alcanza la Superficie de Falla de Flujo (Kramer, 1996) o Flow Liquefaction Surface (FLS), puntos B y D. Cabe destacar que esta superficie coincide con la definición de otros autores como Superficie de Colapso o Collapse Surface (Sladen et al, 1985) y Línea de Inestabilidad o Instability Line (Lade, 1992).

Figura N° 2.2: Iniciación de Falla de Flujo por solicitación monótona y cíclica (Kramer, 1996).

En consecuencia, la falla de flujo sucede en dos etapas, inicialmente la trayectoria de tensiones efectivas debe alcanzar la Superficie de Falla de Flujo (Figura N° 2.3), donde únicamente se desarrolla un pequeño nivel de deformaciones. Luego, el suelo se halla en un estado de inestabilidad (Lade, 1992), que es donde comienza la segunda etapa, en la cual se desarrollan grandes deformaciones asociadas a un exceso de presión de poros, que son movilizadas por la tensión de corte estática, hasta alcanzar un equilibrio estático.

Figura N° 2.3: Superficie de falla de flujo (Kramer, 1996).

Si la masa de suelo es potencialmente licuable en términos de pérdida de resistencia, depende de su estado inicial. Se ha observado que todos los estados iniciales en términos de índice de vacíos e, y tensión media p’, están asociados a una respuesta con pérdida de resistencia si se ubican sobre una frontera denominada por Ishihara 5

(1993) Initial Dividing Line o IDL (Figura N° 2.4). En resumen, un suelo se encuentra susceptible a desarrollar falla de flujo si su estado inicial se encuentra sobre la curva IDL y además las tensiones de corte permanentes son mayores a la resistencia última no drenada (Verdugo, 1992).

Figura N° 2.4: Estados iniciales asociados a respuesta no drenada con pérdida de resistencia (Ishihara, 1993).

Por otro lado, con el propósito de presentar la respuesta cíclica y su relación con la respuesta bajo carga monótona, se presenta en la Figura N° 2.5 las curvas resultantes de probetas bajo cargas monótonas y cíclicas a deformación controlada. Estas curvas indican que la respuesta monótona actúa como una especie de frontera sobre el comportamiento cíclico. Además, se observa que la solicitación cíclica no reduce la resistencia última, lo que quiere decir que la resistencia última no es afectada por el historial de tensiones (Verdugo, 1997).

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Figura N° 2.5: Respuesta no drenada bajo cargas monótonas y cíclica, suelo contractivo (Ishihara, 1993).

2.1.2. Movilidad cíclica El término de movilidad cíclica también fue introducido por Casagrande en 1975, para indicar pérdida de rigidez a consecuencia del incremento de presiones de poro causado por una solicitación cíclica(Verdugo & Ishihara, 1996). El efecto de la movilidad cíclica en terreno, está asociado a depósitos saturados de suelos no cohesivos con reducido grado de compactación, que desarrollan grandes deformaciones incompatibles con la estabilidad de cualquier estructura. Además, se produce la presencia de afloramientos de agua en superficie y la aparición de volcanes de arenas (Figura N° 2.6) que representan zonas superficiales con altas presiones intersticiales. Por otro lado, si la topografía del lugar induce un estado tensional de corte estático, como por ejemplo un talud, se producen deformaciones laterales conocidas como lateral spreading (Figura N° 2.7). Asimismo, si la topografía es relativamente horizontal, se producen asentamientos considerables a causa de la disipación de la presión de poros post sismo.

Figura N° 2.6: Volcanes de arena, terremoto del Maule 2010, Concepción.

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Figura N° 2.7: Evidencias de lateral spreading, terremoto del Maule 2010, Concepción.

En términos de resistencia, la movilidad cíclica puede darse únicamente cuando la tensión de corte estática 𝜁𝑒𝑠𝑡 , sea menor que la resistencia residual del suelo licuado, 𝑆𝑢 . La Figura N° 2.8 presenta tres posibles casos de movilidad cíclica, además la Figura N° 2.9 presenta la zona de susceptibilidad para la movilidad cíclica.

Figura N° 2.8: Posibles casos de movilidad cíclica (Kramer, 1996).

Figura N° 2.9: Zona de susceptibilidad de movilidad cíclica (Kramer, 1996).

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Resultados de análisis experimentales han puesto en evidencia que tanto suelos densos como sueltos desarrollan un aumento de presión de poros con la progresión de ciclos de carga y descarga (Ishihara, 1985). Asimismo, asociado al incremento de la presión de poros, se aprecia un aumento en la deformación de las probetas. Por otra parte, se debe destacar que la deformación máxima que se desarrolla en suelos contractivos aumenta ciclo a ciclo a una tasa creciente, a diferencia que en suelos dilatantes, se aprecia un aumento en la deformación, pero a tasa decreciente con el número de ciclos de carga y descarga (Verdugo, 1997). La Figura N° 2.10 y la Figura N° 2.11 presentan resultados experimentales, simulando la condición de corte cíclico en probetas sometidas a carga torsional cíclica, para suelos contractivos y dilatantes, respectivamente. En ambos suelos se observa que a cierto número de ciclos, la presión de poros alcanza un valor máximo igual a la presión de confinamiento efectiva inicial, generándose en ese momento un estado de tensión efectiva nula. Este instante ha sido definido como la condición de licuefacción de acuerdo a pioneros estudios de autores como H.B Seed y K. Lee, (Seed & Lee, 1966; Lee & Seed 1967).

Figura N° 2.10: Curvas tensión deformación y trayectoria de tensiones en arena contractiva. (Ishihara, 1985).

Figura N° 2.11: Curvas tensión deformación y trayectoria de tensiones en arena dilatante. (Ishihara, 1985).

En resumen, se definió resistencia cíclica por el número de ciclos necesarios para que un tren de carga y descarga provoque un aumento de presiones de poros del 100%. Ahora bien, para hacer este criterio más práctico, se definió como alternativa el número 9

de ciclos necesarios para que un tren de carga cíclico induzca de un 2.5% a un 10% de deformaciones de doble amplitud. Por consiguiente, se define la resistencia a la licuefacción (movilidad cíclica) como la razón de tensiones cíclicas (cíclico/o´) que genera 100% de presión de poros, o algún nivel de deformaciones, en un determinado número de ciclos de carga y descarga.

Para resumir las características de la falla de flujo en comparación con la movilidad cíclica, se presenta un resumen en la Tabla N° 2.1 (Verdugo, 1992). Tabla N° 2.1: Principales características y diferencias entre falla de flujo y movilidad cíclica (Verdugo, 1992).

Falla de flujo o licuefacción verdadera Asociada a una pérdida de resistencia al corte del material. Sólo los estados iniciales sobre la IDL en el plano e-p', son susceptibles a una falla de flujo. Solo puede ocurrir cuando la tensión solicitante es mayor a la resistencia residual del material. Puede ser gatillada tanto por cargas cíclicas como estáticas, sólo si estas generan una condición no drenada. Durante una falla de flujo, las tensiones efectivas disminuyen a un valor constante, el cual es igual a cero solo en el caso de suelos arenosos sueltos. Durante una falla de flujo, el material se deforma continuamente con una resistencia residual. Una falla de flujo involucra deformaciones muy grandes, incluso de kilómetros. Esto depende principalmente de la diferencia entre est - Su y la geometría del problema. A mayor tensión efectiva de sobrecarga, mayor será la posibilidad de que el material sea susceptible a experimentar una falla de flujo. La resistencia residual es conocida si el índice de vacíos del material es conocido.

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Movilidad cíclica No se experimenta en ningún momento una pérdida de resistencia, sólo una degradación de la rigidez del material. Suelos no cohesivos sueltos y densos a bajas y altas presiones de sobrecarga pueden experimentar movilidad cíclica. Si no hay posibilidad de que ocurra una falla de flujo, mientras más altas sean las tensiones solicitantes mayor será la resistencia cíclica. Puede ocurrir sólo en una condición no drenada durante cargas cíclicas. Para amplitudes reversibles de tensión cíclica, la movilidad cíclica está asociada a tensiones efectivas nulas momentáneas. Durante la movilidad cíclica, el material se deforma sin necesariamente movilizar su resistencia residual. La movilidad cíclica involucra moderados niveles de deformación pero estos serían suficientes para causar daños. A mayor tensión efectiva de sobrecarga, más difícil será generar un aumento de las presiones de poros y por lo tanto experimentar movilidad cíclica. Solo es conocida la deformación que experimenta una muestra.

2.2. Resistencia post licuefacción, Su. En el marco de resistencia post licuefacción, o resistencia última no drenada, primero se presentan conceptos de respuesta monótona no drenada para abordar el concepto central. En la respuesta monótono no drenada de suelos granulares se pueden identificar las siguientes condiciones: estado crítico o critical steady state, transformación de fase o phase transformation, cuasi estado último o quasi steady state, las que a modo de resumen se esquematizan en la Figura N° 2.12. Estado crítico (critical steady state) o estado último (steady state), fue propuesto por Casagrande (1940) y por Roscoe et al (1958) cuando el nivel de deformaciones es suficientemente grande, que la masa de suelo tiende a estar en un estado de continua deformación bajo tensión de corte y tensión media constante (Figura N° 2.12 (f)). Por otro lado, el estado tensional de una muestra en la condición de estado último es única y está determinado por el índice de vacíos inicial (Castro & Poulos, 1977; Ishihara, 1993). Transformación de fase (phase transformation), es el punto en la trayectoria de tensiones efectivas donde el comportamiento del suelo cambia de contractivo a dilatante. Esta condición se manifiesta cuando se alcanza el mínimo valor de presión media en la trayectoria de tensiones efectivas (Ishihara et al., 1975; Lade and Ibsen, 1997; Murthy et al., 2007). Ishihara en 1993, sostuvo que muestras de suelo granulares muy sueltos, que presentan un comportamiento totalmente contractivo, el phase transformation coincide con el estado último (Figura N° 2.12 (d)). Pseudo estado último o quasi state steady se define como el estado en el cual el esfuerzo desviador (q), alcanza un mínimo local (Figura N° 2.12 (e)). Este estado se manifiesta únicamente en suelos sueltos temporalmente inestables, en los cuales se presenta una pérdida momentánea de su resistencia, de modo que se ha denominado también como flujo con deformación limitada (flow with limited deformation) por los autores Cubrinovski & Ishihara (2000). Resulta interesante aclarar que el quasi steady state es un estado distinto al phase transformation, resultados experimentales han mostrado que a pesar de que coinciden en el gráfico p‟-q, estos no ocurren al mismo nivel de deformación unitaria, que usualmente es de 1% a 2% de diferencia (Murthy et al, 2007). Aunque, por otro lado los autores Ishihara (1993) y Verdugo et al (1996) consideran que el quasi steady state es un caso particular del phase transformation, ya que la disminución temporal del esfuerzo de corte está asociado a un estado de transición entre un comportamiento contractivo y dilatante. Por otra parte, resulta no menos significativo, que existen investigadores que han propuesto que el quasi steady state podría ser un comportamiento inducido por el tipo de ensayo. Esto quiere decir que realmente sería el estado último del suelo, ya que se cumplen todas las condiciones definidas por Casagrande (1940), de ahí que el aumento en resistencia que se observa podría estar inducido por un comportamiento dilatante de 11

los extremos de la probeta, debido a condiciones de borde impuestas y/o por la variación de la penetración de membrana y por la corrección de área convencionalmente usada.

Finalmente, de acuerdo a lo anterior, es factible definir la resistencia residual, (Su) durante una falla de flujo, como la resistencia al corte mínima que es movilizada durante el quasi steady state (Alarcón – Guzmán et al, 1988; Ishihara, 1993; Verdugo, 1992) o critical steady state (Yoshimine & Ishihara, 1998). En otras palabras, la mínima resistencia al corte que va asociada a la mínima tensión media, p‟, en la curva tensión de corte versus tensión media. Para ejemplificar cada caso, se presenta la Figura N° 2.12 que expone los distintos comportamientos de resistencia no drenada en arenas a grandes deformaciones.

Figura N° 2.12: Comportamiento general de resistencia no drenada de arenas a grandes deformaciones (Yoshimine & Ishihara, 1998).

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2.3. Estimación de resistencia residual, Su 2.3.1. Generalidades Hace alrededor de tres décadas se han venido desarrollando procedimientos para estimar la resistencia residual post licuefacción de suelos no cohesivos. Se han desarrollado procedimientos en base a pruebas de laboratorio con muestras de terreno obtenidas por técnicas de congelamiento (por ejemplo: Robertson et al, 2000) o muestras obtenidas por tubos de alta calidad utilizando correcciones de S u para los cambios de volumen estimados durante el muestreo y/o los ensayos (por ejemplo: Castro, 1975; Castro y Poulos, 1977; Poulos et al, 1985). Por otro lado, se tienen los procedimientos basados en el desarrollo de retro análisis de casos históricos, donde Seed (1987) ha sido uno de los pioneros en este tipo de análisis. En este acápite se presenta la estimación de Su, a través de ensayos de laboratorio y de terreno (penetración estándar N-SPT) y resultados de retro análisis. Antes de presentar estos dos temas, se explica la corrección y normalización del ensayo N-SPT.

2.3.2. Corrección y normalización ensayos N SPT En el desarrollo de la presente tesis, se usa en repetidas ocasiones el ensayo de índice de penetración estándar, por esta razón, se expone a continuación la corrección y normalización utilizada. El ensayo N-SPT (ensayo de penetración estándar) es uno de los ensayos más usados en la práctica de la mecánica de suelos, primero porque es un ensayo in situ, por lo tanto entrega información valiosa en muestras inalteradas, luego porque es un ensayo relativamente rápido y de bajo costo (una vez que se ejecuta un sondaje). Además, el valor numérico que entrega, ya ha sido ampliamente correlacionado a lo largo de los años por investigadores, tal que es posible asociarlo con parámetros de resistencia del suelo. Asimismo, es posible obtener una muestra para clasificación. Con respecto al concepto de ser un ensayo estándar, investigadores han establecido que diferentes niveles de energía pueden ser efectivamente aplicados a la penetración de la cuchara, ya que esto depende principalmente del sistema de caída de la masa que golpea el tope sobre las barras. En Estados Unidos el nivel de energía es del orden del 60% de la energía que produce la masa del martinete en caída libre. En este sentido, en Chile se estima que el proceso utilizado no difiere significativamente del usado en Estados Unidos. De modo que se asume que el valor del índice de penetración corresponde al (N) 60 , no obstante se 13

reconoce que debe ser medido y así lo establece la norma chilena NCh3364 “Geotecnia – Ensayo de Penetración Estándar” que está por publicarse. El valor del N-SPT debe ser corregido y normalizado por los siguientes factores (Youd et al, 2001): 𝑁1

60

= (𝑁)60 ∙ 𝐶𝑁 ∙ 𝐶𝐵 ∙ 𝐶𝑅 ∙ 𝐶𝑠

Dónde:

𝑁60 𝐶𝑁 𝐶𝐵 𝐶𝑅 𝐶𝑠

= Valor del índice de penetración estándar medido con un 60% de la energía. = Factor de normalización a presión confinante de 1 kg/cm 2. = Factor de corrección por diámetro del sondaje. = Factor de corrección por largo de barras. = Factor de corrección para cucharas con o sin liner.

Normalización por presión de confinamiento, CN. En relación a la corrección por confinamiento, se usa el valor de N-SPT normalizado a 1 kg/cm2. Esta corrección se representa por el valor del coeficiente C N que depende de la tensión de vertical efectiva a una altura z. Este coeficiente se multiplica por el valor de terreno de N-SPT.

CN 

1.7 0.7 

( 2.1)

 V, 1 kg / cm 2

CN ≤ 1.5 CN ≥ 0.5 Donde 𝜍𝑣 ′: Tensión vertical efectiva en Kg/cm2.

Corrección por diámetro de perforación, CB

En caso de desarrollar la perforación con diámetros mayores a los tradicionales, se produce un efecto que disminuye el valor de la penetración (Skempton, 1986). A continuación se presentan los factores de corrección considerando el diámetro del sondaje. a. Diámetro del sondaje de 65 a 115 mm: CB = 1.00 b. Diámetro del sondaje 150 mm: CB = 1.05

14

c. Diámetro del sondaje 200 mm: CB = 1.15 En el desarrollo de esta tesis se consideró CB=1.0.

Corrección por longitud de barras, CR

La corrección por longitud de barras se realiza en mediciones de profundidades. Se origina porque el input de energía de la primera onda cancelada prematuramente por la onda reflejada de tracción, lo que mayores valores de N cerca de la superficie, particularmente para menores que 3 m.

N para bajas de esfuerzo es puede resultar profundidades

En resumen: - CR = 0.75 para largo de barra menor o igual a 3 m - CR = 1.0 para largo de barra mayor a 3 m En el desarrollo de esta tesis se consideró CR=1.0.

Corrección por liner, CS En el contexto de la perforación, es usual mejorar la retención de muestras en la cuchara SPT mediante el uso de un liner. No obstante, podría ser que este recurso no se utilice, lo que significa un menor roce de la muestra cuando la cuchara penetra en el terreno. Esto se traduce en un menor número de golpes por pie. En este sentido, resulta necesario aplicar el factor de corrección Cs. - Cuchara Estándar con liner: CS = 1.0 - Cuchara Estándar sin liner: CS = 1.1 – 1.3 En el desarrollo de esta tesis se consideró Cs=1.0.

Finalmente, el valor de N SPT corregido y normalizado utilizado en esta tesis se representa por (N1)60. (N1)60=CN∙(N)60

15

( 2.2)

2.3.3. Estimación de Su mediante ensayos de laboratorio. Es habitual definir la resistencia residual como (Castro, 1987; Marcuson et al, 1990; De Alba et al, 1988): 𝑆𝑢 =

𝑞𝑠 2

𝑐𝑜𝑠𝜙𝑠 =

𝑀 2

𝑐𝑜𝑠𝜙𝑠 ∙ 𝑝′𝑠

6∙𝑠𝑒𝑛 𝜙

𝑀 = 3−𝑠𝑒𝑛 𝜙𝑠

( 2.3)

( 2.4)

𝑠

Donde 𝜙𝑠 es el ángulo de phase transformation en el estado quasi state steady. Las variables qs y ps indican la tensión desviadora 𝜍1′ − 𝜍3′ y tensión principal media (𝜍1′ + 2𝜍3′ )/3 correspondientemente en el estado de quasi steady state (Figura N° 2.13). Si normalizamos la resistencia residual a la tensión de confinamiento isotrópico inicial se obtiene: 𝑆𝑢 𝜍′ 𝑜

=

𝑀 2

𝑝′

𝑐𝑜𝑠𝜙𝑠 𝑝′ 𝑠 𝑐

( 2.5)

La razón definida con anterioridad se denomina Resistencia Residual Normalizada. Donde 𝑝′𝑐 es usado en lugar de 𝜍′𝑜 cuando hace referencia al punto en la trayectoria de tensiones o simplemente la presión media de confinamiento. Por otra parte, se definió la razón de tensión media p´s con p‟c como razón de estado inicial (initial state ratio). 𝑝′

𝑟𝑐 = 𝑝′ 𝑠

( 2.6)

𝑐

.

Figura N° 2.13: Quasi state steady (Ishihara, 1996).

16

Resultados experimentales presentados por Ishihara han probado relaciones analíticas antes descritas, en arenas limosas, y se ha llegado a la conclusión que se cumplen en el caso que las líneas de quasi steady state (QSSL) y confinamiento isotrópico (ICL) son paralelas (Figura N° 2.14).

Figura N° 2.14 : Determinación de la razón de estado inicial para arenas limosas (Ishihara, 1996).

Por otro lado, de forma más directa para obtener la resistencia residual normalizada, Dobry y colaboradores propusieron un método basado en la simulación en laboratorio del proceso de consolidación que se da en el estado natural del suelo (Vásquez-Herrera et al, 1990; Baziar & Dobry, 1991; Dobry, 1991). El método consiste en que la preparación de la muestra considera un procedimiento de sedimentación que busca reproducir la estructura e índice de vacíos de los depósitos de suelo natural. Luego, las muestras de suelo son consolidadas isótropamente y anisótropamente a diferentes presiones de confinamiento. Resultados típicos se presentan en la Figura N° 2.15. Asimismo, Ishihara y colaboradores, también han graficado esta relación sobre la base de los ensayos de arenas limosas que se usaron para verificar esta misma relación en términos de las variables analíticas expuestas en el principio de este acápite, sus resultados se presentan en la Figura N° 2.16. Además, Ishihara menciona que la resistencia residual normalizada tiende a variar dependiendo de la fábrica y del tipo de depositación. Este tipo de ensayo permite deducir que la resistencia residual no drenada normalizada es una constante, para un material depositado de una misma forma.

17

Figura N° 2.15: Resistencia residual con respecto a la tensión efectiva vertical (Baziar, 1991).

Figura N° 2.16: Resistencia residual graficada con respecto a la tensión inicial de confinamiento en arenas limosas (Ishihara, 1996).

18

2.3.4. Estimación de Su mediante retro análisis Otra forma de determinar la resistencia residual in situ, Su, es a través de retro análisis de casos históricos que han desarrollado falla de flujo. Seed (1987) fue uno de los primeros en desarrollar este tipo de análisis, posteriormente otros autores como Davis et al (1988), Seed and Harder (1990), Ishihara (1993), Wride et al (1999), Yoshimine et al (1999) y Olson and Stark (2002) han continuado aplicando y mejorando estos procedimientos. En este contexto, vale destacar lo que ha mencionado Whitman en su publicación de 1985, donde describe situaciones en que los gradientes de exceso de presiones de poros que se desarrollan a causa de un sismo, inducen flujos de agua que pueden producir una redistribución de los vacíos del suelo. Este efecto se puede visualizar en la Figura N° 2.17, donde se observan mayores vacíos en la zona de menor exceso de presión de poros, asimismo, menos vacíos en la zona de mayor exceso de presión de poros. Por consiguiente, la resistencia residual in situ, Su, puede llegar a ser significativamente menor a la obtenida de ensayos de laboratorio, donde el índice de vacíos se mantiene constante.

Figura N° 2.17: Esquema de redistribución de vacíos a causa del exceso de presión de poros. (Modificado de Whitman, 1985).

Otros autores, como Kokusho (2000), Kulasingam et al (2004), y Malvick et al (2004), han realizado modelos físicos y analíticos, donde han ilustrado y evaluado varios factores que afectan significativamente al fenómeno de redistribución de vacíos; a modo de ejemplo, la Figura N° 2.18 presenta deslizamientos en un talud de un modelo realizado en centrifuga de un talud de arenas saturadas, donde se produce una redistribución de vacíos, la que induce un flujo de agua y pérdida de resistencia en la arena inmediatamente por debajo de una capa de limo de baja permeabilidad.

19

Figura N° 2.18: Modelo centrífuga que muestra deformaciones superficiales localizadas debajo de una capa limosa en un talud de arena saturada, debido a que licuefacción induce una redistribución de vacíos (Malvick et al., 2004).

Sobre estos antecedentes, Seed (1987) propone que los procedimientos basados en el uso de retro análisis de casos históricos, deberían considerar implícitamente los efectos de la redistribución de vacíos, por lo que en la práctica, estos procedimientos deberían ser preferidos a los resultados de ensayos de laboratorio. En la práctica, el proceso de retro análisis consiste en realizar un análisis de estabilidad estática post sismo, o en otras palabras, aplicar los métodos de equilibrio límite donde no se incluyen las fuerzas de inercia. Es decir, se utiliza los siguientes parámetros:

Resistencia al corte (steady state o quasi steady state)

:

c=Su =0

Fuerzas de inercia

:

Fi=0 (post sismo)

Se le asigna un valor estimado de Su a las zonas de suelos potencialmente licuables, el cual va asociado a un Factor de Seguridad igual a 1.0. De modo que se va iterando el valor de Su, al punto de reproducir la falla observada en terreno. A modo de ejemplo, se utilizó este proceso en la presa San Fernando (Seed, 1987), donde se estimó la cota superior de Su mediante la imposición de Factor de Seguridad igual a 1.0 para la geometría del talud sin deformaciones (antes del sismo). Por otro lado, se realizó otra estimación de la resistencia Su, utilizando la geometría del talud post sismo, bajo la premisa que los estratos de suelos no se hayan modificado significativamente a causa de las deformaciones (Figura N° 2.19). 20

Así, como lo estipulan Idriss & Boulanger (2007), distintos procedimientos se han usado con el objeto de interpolar estas dos estimaciones de S u, estos procedimientos tienen por objetivo considerar los efectos que puedan generar la inercia del deslizamiento, cambio de la geometría, pérdida de resistencia a causa a la mezcla con el cuerpo de agua adyacente, etc. Otro ejemplo presentado en la publicación de Idriss & Boulanger (2007), es el caso de la presa de San Francisco, el cual fue desarrollado por Olson & Stark (2002), donde se obtuvo valores entre 5KPa y 36KPa para Su, cuya mejor interpolación fue de 19 KPa. Esto ilustra como la interpolación de las resistencias entre geometría no deformada y deformada es un paso significativo en la interpretación de los resultados de un retro análisis, la cual suma incertidumbre a la estimación de Su. No obstante, se debe tener en cuenta que lo que se necesita en la práctica, es la estimación de S u durante la primera etapa de inestabilidad de la masa de suelo, a diferencia de cuando ya se hayan suscitado cambios en la geometría que se pueden producir por una mezcla de factores.

Figura N° 2.19: Retro análisis en la Presa de San Fernando (Seed, 1987).

Sobre la base de los resultados de estudios de back análisis, autores como Seed (1987), Seed & Harder (1990), Olson & Stark (2002), Stark & Mesri, 1992; Ishihara, 1993; Wride et al, 1999, correlacionaron resultados de índice de penetración, (N1)60cs, con los resultados de resistencia no drenada Su. El siguiente acápite presenta dichas correlaciones.

2.3.5. Correlación de Su con (N1)60cs Como se ha mencionado en el acápite anterior, Seed (1987) fue el primero en desarrollar procedimientos para obtener Su a través de retro análisis. Sobre lo mismo, propuso correlaciones entre Su y (N1)60cs, y correlaciones entre (N1)60 y la densidad relativa. 21

A lo largo del tiempo, otros autores como Seed and Harder (1990) (Figura N° 2.20), Olson and Stark y (2002) y Idriss & Boulanger (2007) han sumado sus resultados de retroanálisis de casos históricos. Estos últimos se presentan en la Figura N° 2.21, además de una línea de tendencia que normalmente es usada en la práctica de la ingeniería. Se recomienda que en análisis de estabilidad, la resistencia residual obtenida de esta relación, sea estrictamente menor o igual que la resistencia al corte del suelo drenada antes del sismo. Esta restricción evita el uso de resistencias al corte que usualmente a pocas profundidades, dependen de presión de poros negativas.

Figura N° 2.20: Correlación entre Su y N1-SPT (Seed and Harder 1990).

22

Figura N° 2.21: Correlación entre Su y (N1)60cs (Idriss & Boulanger, 2007).

2.3.6. Correlación de Su/σ’v0 con (N1)60cs Por otro lado, los valores Su han sido normalizados con respecto a la tensión efectiva vertical inicial, σ‟v0, (Stark & Mesri, 1992; Ishihara, 1993; Wride et al, 1999; Olson & Stark, 2002). Idriss & Boulanger (2007) mencionan que el uso de la resistencia residual normalizada Su/σ‟v0 para arenas describe razonablemente el comportamiento tensióndeformación del suelo en ensayos no drenados con deformación moderada. Adicionalmente, estudios recientes sugieren que el efecto de la redistribución de vacíos puede estar mejor representado por Su/σ‟v0 que directamente por Su. La Figura N° 2.22 presenta los resultados obtenidos de Su/σ‟v0 y su relación con (N1)60cs. Además de dos curvas, una de ellas se recomienda para condiciones donde los efectos de la redistribución de los vacíos se considera despreciable, y la otra para cuando se considera importante.

23

Figura N° 2.22: Correlación entre Su/σ‟v0 y (N1)60cs (Idriss & Boulanger, 2007).

2.4.

Solicitación cíclica (CSR) y Resistencia cíclica (CRR)

2.4.1. Factor de seguridad El cálculo o la estimación de solicitación y resistencia cíclica es requerido para evaluaciones de resistencia a la licuefacción de suelos: (1) la solicitación sísmica de una capa de suelo, expresado en términos de CSR; y (2) La capacidad del suelo de resistir a la licuefacción, expresada en término de CRR. Mediante estas dos variables, se define el factor de seguridad a la licuefacción como el cociente entre la resistencia cíclica (CRR) y la razón de tensiones cíclicas solicitantes (CSR).

𝐹𝑆 =

𝑅𝑒𝑠𝑖𝑠𝑡𝑒𝑛𝑐𝑖𝑎 𝑐í𝑐𝑙𝑖𝑐𝑎 𝐶𝑅𝑅 = 𝑆𝑜𝑙𝑖𝑐𝑖𝑡𝑎𝑐𝑖ó𝑛 𝑐í𝑐𝑙𝑖𝑐𝑎 𝐶𝑆𝑅

24

( 2.7)

2.4.2. Evaluación de solicitación cíclica (CSR) Seed & Idriss (1971) formularon la siguiente ecuación para calcular la razón de tensión cíclica:

𝐶𝑆𝑅 =

𝜏𝑎𝑣 𝑎𝑚𝑎𝑥 = 0.65 𝜍′𝑣𝑜 𝑔

𝜍𝑣𝑜 𝑟 𝜍 ′ 𝑣𝑜 𝑑

( 2.8)

Dónde: amax: Aceleración peak horizontal en la superficie del suelo. g: Aceleración de gravedad. 𝜍𝑣𝑜 y 𝜍′𝑣𝑜 : tensiones verticales totales y efectivas, respectivamente. rd: coeficiente de reducción de tensión (Figura N° 2.23).

Figura N° 2.23: rd versus curvas de profundidad desarrolladas por Seed & Idriss (1971).

El profesor R. Verdugo establece que otro procedimiento alternativo es evaluar las tensiones sísmicas solicitantes mediante programas computacionales simples de respuesta dinámica que no incluyan los cambios de presión de poros y sólo utilicen una relación tensión - deformación lineal. Esto permite comparar las razones de tensiones cíclicas solicitantes con la resistencia cíclica evaluada en laboratorio, para un número de ciclos equivalente de 20 a 30 ciclos, o compararla con la resistencia cíclica que entregan correlaciones de ensayos de terreno como N-SPT o CPT.

25

2.4.3. Resistencia cíclica (CRR) En general, cuando se requiere evaluar el potencial de ocurrencia de movilidad cíclica, se efectúan ensayos cíclicos no drenados, en los cuales se logran determinar curvas de resistencia cíclica en función del número de ciclos para un nivel de deformación (2.5% a 10% de doble amplitud), o para la condición de 100% de presión de poros. Por otra parte, también se puede determinar la resistencia cíclica por medio de ensayos de terreno, como por ejemplo por el índice de penetración estándar, el cual es utilizado en el presente trabajo de tesis. Se realiza a través de correlaciones entre la resistencia cíclica y el número de (N1)60cs corregido para arenas limpias (clean sand). También existen correlaciones sobre la base de ensayos de resistencia de punta normalizada, qc1 del CPT (Ishihara, 1993) y velocidades de onda de corte Vs. A continuación, se presenta en detalle el cálculo de la resistencia cíclica a través del ensayo de penetración estándar, SPT, ya que es el empleado en el presente trabajo de tesis. La Figura N° 2.24 es un gráfico que relaciona CSR y su correspondiente (N1),60 obtenido de registros de datos de sitios afectados o no por licuefacción. Los que fueron observados luego de un sismo con magnitud de aproximadamente 7.5 Richter. Las curvas CRR en este gráfico fueron conservadoramente posicionadas para separar regiones con datos que indicaban licuefacción a regiones con datos que no indicaban licuefacción. Estas curvas fueron desarrolladas para suelos granulares con contenido de finos de 5% o menos, 15%, y 35%, como se presenta en el gráfico. La curva CRR para finos con contenidos menores a 5% es el criterio de penetración base para el procedimiento simplificado y es referido a, en lo sucesivo, como “Curva base de SPT para arenas limpias”. La Figura N° 2.24 es válida únicamente para sismos de magnitud 7.5. Factores que ajustan para otra escala de sismos, se presentarán más adelante.

26

Figura N° 2.24: Correlación entre la razón de tensión cíclica y SPT N1,60 (Modificado de Seed, et al, 1984).

Curva base de SPT para arenas limpias A.F. Rauch (Youd et al, 1998) de la universidad de Texas, ha desarrollado una ecuación que aproxima la curva base de arenas limpias. Esta ecuación es válida para (N 1)60 menor que 30 g/p. Para (N1)60 mayor que 30 g/p, arenas limpias son muy densas para licuar y son clasificadas como no licuables. La ventaja de determinar esta ecuación, es su uso en hojas de cálculo y otras técnicas analíticas. 𝐶𝑅𝑅7.5 =

1 (𝑁1 )60 50 1 + + − 2 34 − (𝑁1 )60 135 [10 ∙ 𝑁1 60 + 45] 200

( 2.9)

Influencia del contenido de finos. Seed et al (1985), han notado que aparentemente el valor de CRR incrementa con el contenido de finos. Es importante tener presenta que para un mismo (N1)60 en suelos arenosos limpios y con finos, este último debe estar más denso. Luego, la comparación resulta con diferente grado de densificación. Idriss junto a R.B Seed han desarrollado las siguientes ecuaciones para la corrección de (N1)60 equivalente para arenas limpias.

27

(𝑁1 )60𝑐𝑠 = 𝛼 + 𝛽(𝑁1 )60 𝛼=0 𝛼 = exp 1.76 − 𝛼 = 5.0

𝛽 = 1.0 𝛽 = [0.99 + 𝛽 = 1.2

𝐹𝐶 ≤ 5% 5% < 𝐹𝐶 < 35% 𝐹𝐶 ≥ 35%

190 𝐹𝐶 2

𝐹𝐶 1.5 1000

( 2.10)

𝐹𝐶 ≤ 5% ]

5% < 𝐹𝐶 < 35% 𝐹𝐶 ≥ 35%

Corrección de magnitud de terremoto Con el fin de ajustar la curva de arenas limpias para magnitudes diferentes de 7.5 Richter, Seed & Idriss (1982) introducen el término de factor de escalamiento por magnitud “magnitud scaling factors (MSFs)”. Este factor se usa para escalar el valor de CRR final, o bien usando su inverso, para escalar el valor de CSR. La ecuación del Factor de Seguridad resulta de la siguiente forma:

𝐹. 𝑆 =

𝐶𝑅𝑅7.5 𝑀𝑆𝐹 𝐶𝑆𝑅

La Figura N° 2.25 presenta las curvas de MSF de varios investigadores.

Figura N° 2.25: Factor de escalamiento por Magnitud, Varios investigadores (Youd & Noble, 1997a).

Corrección por confinamiento y por tensión de corte. 28

( 2.11)

Vale destacar que las correlaciones entre SPT y la resistencia cíclica se han establecido sobre la base de depósitos de suelo horizontales y para presiones de confinamiento bajas. No obstante, la presencia de presiones confinantes altas, y/o estratos de suelos inclinados, o simplemente tensiones de corte inducidas inciden directamente sobre la respuesta volumétrica de la masa de suelo, por ende, en la resistencia cíclica. A causa de esto, diversos autores, como Seed (1983); Harder (1988); Pillai, (1991), han propuesto modificar los valores de resistencia cíclica por correcciones 𝐾𝛼 y 𝐾𝜍 factores que consideran el esfuerzo de corte estático solicitante y el nivel de presión de confinamiento, respectivamente. Con respecto a la corrección por confinamiento, 𝐾𝜍 , ensayos de laboratorio de carga cíclica han indicado que la resistencia a la licuefacción disminuye con la tensión de confinamiento. La tasa de disminución, sin embargo, no es lineal. Hynes & Olson (1999) han recopilado y analizado un amplio set de datos de diversos autores (Seed, 1983; Seed & Harder, 1990) para proporcionar una guía y formular una ecuación para determinar valores de 𝐾𝜍 . La ecuación que derivaron fue: 𝐾𝜍 = (

𝜍 ′ 𝑣𝑜 𝑓−1 ) 𝑃𝑎

( 2.12)

Donde 𝜍 ′ 𝑣𝑜 es la tensión efectiva de confinamiento; 𝑃𝑎 la presión atmosférica, medidos en las mismas unidades; y 𝑓 es un exponente, que es función de las condiciones del terreno, incluyendo la densidad relativa, historial de tensiones, razón de preconsolidación y envejecimiento. En la práctica de la ingeniería, el workshop NCEER de 1998, recomienda esta última ecuación con los datos de 𝑓 presentados en la Figura N° 2.26.

𝜍′

𝐾𝜍 = (𝑃𝑎𝑣 )𝑓−1 )

Figura N° 2.26: Curvas recomendadas para estimar Kσ para la práctica de la ingeniería (Workshop NCEER 1998).

Con respecto a la corrección por tensión de corte, la resistencia a la licuefacción de suelos dilatantes (suelos granulares moderadamente densos a densos, bajo cargas de 29

tensión de confinamiento menores) se incrementa con el aumento de la tensión de corte estática. Por otra parte, la resistencia a la licuefacción de suelos contractivos, disminuye con el incremento de tensión de corte estática. Con el fin de incorporar este efecto, Seed (1983) introduce el factor de corrección 𝐾𝛼 . Seed normaliza la tensión de corte estática con respecto a la tensión vertical efectiva. 𝜍 ′ 𝑣𝑜 , definiendo el parámetro 𝛼 como: 𝛼 = 𝜏𝑒𝑠𝑡 /𝜍 ′ 𝑣𝑜

( 2.13)

De modo que, ensayos triaxiales cíclicos de compresión han sido usados para determinar los valores del factor de corrección 𝐾𝛼 en función del parámetro 𝛼. Diversos autores han publicado estimaciones para 𝐾𝛼 , donde Harder & Boulanger (1997) es uno de los más conocidos.

Finalmente, la resistencia de corte cíclica resulta como: 𝜏𝑐𝑦𝑐 𝜏𝑐𝑦𝑐 𝐶𝑅𝑅 = ( ′ )𝛼,𝜍 =( ′ ) ∙𝐾 ∙𝐾 𝛼 =0 𝜍 𝑣𝑜 𝜍 𝑣𝑜 𝜍 ′ 36

Compacidad muy alta

14

1.0

-

-

-

Muy profundo

Comentarios

El PI Azufraderos tuvo daños similares al PI Chada, sin embargo de menor intensidad. Es probable que los daños en los terraplenes hayan sido menores debido a que las capas de arenas más superficial, que se encuentra a las 5.7m (Tabla N° 3.7) presenta una alta compacidad, lo que se atribuye al comportamiento muy dilatante de capas que no licuaron o a lo profundo de las capas de arenas. De acuerdo a lo expresado por P. Ortigosa en su informe de reparación de PI Chada, que asocia los corrimientos horizontales que arrastran al terraplén en la pérdida de rigidez de la arena por la acción del sismo, ésta requiere deformarse bastante para movilizar la resistencia requerida para mantener en equilibrio el peso del terraplén. 58

PASO INFERIOR AZUFRADEROS Esto es debido al comportamiento dilatante de las arenas sueltas en cuestión, refrendado por ensayos triaxiales cíclicos sobre probetas no perturbadas, la licuefacción se transforma en movilidad cíclica. Ello significa que al deformarse la arena cuando momentáneamente se licúa durante un pulso sísmico intenso, automáticamente regenera resistencia a raíz de su comportamiento dilatante. Ello se traduce, en último término, en desplazamientos acotados que se van acumulando durante el evento sísmico y en un desplazamiento debido a la reducción del módulo de deformación no drenado Eu, por la acción de la carga permanente del peso del propio terraplén. Además en su informe P. Ortigosa, expresa que a este corrimiento (de naturaleza “estática”) debe agregarse el desplazamiento asociado al mecanismo de bloque deslizante cuando algunos pulsos de la solicitación sísmica superan en lapsos cortos la resistencia que en ese momento tiene el suelo. En general, la magnitud de este tipo de desplazamientos es menor, pero ayuda a aumentar los corrimientos.

Conclusiones de Sector Sur de Santiago Los daños mayores en los estructuras se registraron en los P.S Hospital y el P.S. Champa, donde existen lentes de arena superficiales de baja compacidad en los primeros 3 m de profundidad. Daños menores se ubicaron en el P.S Champa, el P.I. Azufraderos y el P.I. Los Pinos. No se puede dejar de recalcar que ambos pasos a desnivel colapsados eran esviados, P.S. Hospital y P.I Los Pinos, siendo además, las mesas de apoyo insuficientes para el nivel de rotaciones que sufrieron los tableros.

59

3.5.2. Sector Concepción El sector de Concepción fue el más afectado por el fenómeno de licuefacción a causa del terremoto 27F. Una de las principales causas es el tipo de depósitos de suelos sueltos presentes en el sector, cuyo principal aportante es el río Bío Bío. El río Bío Bío es el segundo más largo de Chile, con una longitud de 380 km. Sus aguas nacen de la Cordillera de Los Andes, teniendo un régimen esencialmente nival, con algunos aportes pluviales. Avanza en dirección al oriente, recibiendo los caudales de varios afluentes, destacando el río Laja. Posteriormente, varía su curso hacia el norte, aumentando considerablemente su ancho, llegando a los dos kilómetros al desembocar en la ciudad de Concepción. Tal como se mencionó en el párrafo anterior, en el sector de la desembocadura el río posee una gran amplitud, lo que sumado a la baja velocidad de flujo, contribuye a una baja energía de depositación. El lecho del río está compuesto por sedimentos fluviales, formados principalmente por arenas limosas que presentan diversos estados de compacidad, además de limos de baja plasticidad y arcillas limosas de baja plasticidad. A raíz del terremoto del 27F, se generaron evidencias asociadas a la ocurrencia del fenómeno de licuefacción, destacando la aparición de grietas de lateral spreading y formación de volcanes de arena, los que afectaron a todos los puentes sobre el Bío Bío. Algunos presentaron asentamiento de cepas y estribos, corrimientos laterales, daños en columnas y caída de tableros. A continuación se presenta una descripción de los principales daños de los siguientes puentes:      

FF.CC sobre río Andalién. Juan Pablo II. FF.CC Concepción. Llacolén. Puente viejo Bío Bío. La Mochita.

La Figura N° 3.18, indica la ubicación de cada una de estas estructuras, además de los sectores afectados por lateral spreading (flechas azules). A continuación se presentan fichas que describen a cada puente. Cabe señalar que el puente Juan Pablo II se presenta en capítulo 6.

60

Puente FF.CC Río Andalien

Concepción

Puente Juan Pablo II

Puente FF.CC Concepción Puente Llacolen Puente viejo Bio Bio

Puente La Mochita

San Pedro de la Paz

Figura N° 3.18: Ubicación puentes en Concepción.

61

PUENTE FF.CC SOBRE RÍO ANDALIEN Ubicación Ubicación Coordenadas (latitud, longitud) Se ubica en la ciudad de Concepción, -36,80°, -73.03° sobre el río Andalién (Figura N° 3.24).

N

Puente FF.CC Andalien

Cepa con asentamientos

Vicuña Mackena

Figura N° 3.19: Ubicación Puente FF.CC sobre río Andalién.

Estructura Largo:

Superestructura 170 m aprox.

Estribos: Cepas:

Sin información. Sin información.

Sistema de fundaciones Estribos: Sin información.

Cepas:

Tipo de tablero:

Sin información.

Sin información. Daños generados por el terremoto 27F Daños en superestructura Sin información de daños. Daños en accesos Sin información de daños. Daños en fundaciones Esta estructura sufrió asentamientos y un giro significativo en una de sus cepas, tal como se observa en la Figura N° 3.20. Observaciones Por otro lado, se vieron signos de lateral spreading en las riberas del río Andalién, como se puede apreciar en la Figura N° 3.21.

62

PUENTE FF.CC SOBRE RÍO ANDALIEN

Figura N° 3.20: Vista general del puente (IDIEM, 2010).

(a)

(b)

Figura N° 3.21: Evidencias de licuefacción (IDIEM, 2010). (a) Cepa girada y asentada. (b) Grietas de lateral spreading.

Antecedentes estratigráficos Con el propósito de la reparación de la cepa dañada, se realizó un sondaje geotécnico al costado de dicha cepa, donde fue posible advertir la existencia de estratos de arena de baja compacidad en el suelo de fundación. A continuación en la Tabla N° 3.8 se presenta dicho sondaje junto con el modelo estratigráfico.

63

PUENTE FF.CC SOBRE RÍO ANDALIEN Tabla N° 3.8: Sondaje sobre puente FF.CC sobre río Andalién.

Perfil N SPT

Horizonte

Descripción

H-1

Estratificaciones de arena fina a media y gravas finas arenosas, color gris, partículas de cantos angulares y subangulares, tamaño máximo. 21/2”. Presenta algo de mica.

H-2

Estratificaciones de arena fina a media limpia, con gravas finas aisladas, color gris verdoso oscuro a negro.

H-3

H-4

H-5

Arena media a fina limpia, color negro.

Arena muy fina limosa, color café negruzco, plasticidad baja.

Arena fina limosa, pasando a limo de baja plasticidad en profundidad, color café negruzco, compacidad media a alta.

Comentarios

De la descripción estratigráfica es posible establecer que los horizontes 1 y 2 son más susceptibles a desarrollar el fenómeno de licuefacción. Del análisis realizado por IDIEM (en informe Junio 2010), se obtienen los siguientes resultados: Los lentes o estratificaciones arenosas de suelo comprendidas entre las cotas (0.5 m 2.0m), (3.0m - 4.0m), (5.0m - 6.0m), (8.0m - 9.0m), y (10.0m – 11.0m) poseen potencial de licuefacción mayor a uno, esto es, son o fueron susceptibles de desarrollar el fenómeno de licuefacción. 64

PUENTE FF.CC CONCEPCIÓN Ubicación Ubicación Coordenadas (latitud, longitud) Se ubica en la ciudad de Concepción, -36,80°, -73.03° sobre el río Bío Bío (Figura N° 3.22). El puente ferroviario sobre el río Bío Bío fue construido en 1889 y completamente reequipado en 2005. Estructura Superestructura Sistema de fundaciones Largo: 1886 m. Estructura de acero compuesta de paralelas superiores y cordones inferiores El sistema de fundaciones está compuesto separadas por diagonales y verticales en por 370 pilares. una disposición de arreglo triangular, conocido como Warren Truss.

Concepción Puente FF.CC Concepción

San Pedro de la Paz

Figura N° 3.22: Ubicación puente FF.CC Concepción.

Daños generados por el terremoto 27F Daños en superestructura El puente fue dañado principalmente por la fuerte agitación y la posible propagación de lateral spreading en las riberas del río (GEER, 2010). Se presentaron varios sectores donde los rieles perdieron su alineamiento. Daños en accesos Sin información de daños.

65

PUENTE FF.CC SOBRE RÍO ANDALIEN Daños en fundaciones Se dañaron un total de 19 pilares a lo largo del puente. Inspecciones visuales realizadas por el equipo GEER, establecen que pilares se movieron y rotaron en dirección del lateral spreading (Figura N° 3.24b). Por otra parte, el equipo TIRT, pudo establecer el asentamiento de las cepas ubicadas en la ribera norte del río, donde se genera una “zanja” entre dos muros de contención, donde se ubica la ruta O-60, como se observa en la Figura N° 3.23. Asimismo, de acuerdo a lo que se presenta en la Figura N° 3.24a, es posible observar el asentamiento del muro de contención al costado de la ruta O-60 debido al lateral spreading.

Figura N° 3.23: Asentamiento y rotación de muro de contención debido al lateral spreading y asentamientos (TIRT, 2011).

(a)

(b)

Figura N° 3.24: Daños en puente FF.CC sobre río Bío Bío. (a) Asentamiento de muro de contención (TIRT, 2011). (b) Movimiento y rotación de pilares (GEER, 2010).

66

PUENTE LLACOLÉN Ubicación Ubicación Coordenadas (latitud, longitud) Se ubica en la ciudad de Concepción, sobre el río Bío Bío. Une las ciudades de -36,83°, -73.07° Concepción y San Pedro de la Paz (Figura N° 3.25). Estructura Superestructura Sistema de fundaciones Largo: 2157 m. Estribos: Sin información. Estribos: Sin información. Cepas:

Tipo de tablero:

Compuesta por 5 columnas de 1.5 m de diámetro, a excepción del acceso norte, donde se produce un ensanchamiento de 8 columnas en cada cepa. Tableros sobre prefabricadas de armado.

Cepas:

Pilotes de hormigón armado de aproximadamente 22 m de largo.

6 vigas hormigón

Concepción

Puente Llacolén

San Pedro de la Paz

Figura N° 3.25: Ubicación puente Llacolén.

Daños generados por el terremoto 27F Daños en superestructura Caída de tablero de acceso norte. 67

PUENTE LLACOLÉN Daños en accesos Se observaron grietas de flexión en columnas de acceso norte. Daños en fundaciones Sin antecedentes de daños. Observaciones y comentarios Se observaron: - Lateral spreading en acceso norte (Figura N° 3.26). - Volcanes de arena en riberas norte y sur (Figura N° 3.26).

Figura N° 3.26: Volcanes de arena en rivera Norte y grietas de lateral spreading (GEER, 2010).

De las observaciones de terreno, se estima que existe un estrato o lentes de arena licuable que generaron grietas de lateral spreading paralelas al río. Este desplazamiento lateral provocó tensiones horizontales sobre las columnas, las cuales desarrollaron grietas de flexión en la base del pilar (Figura N° 3.27).

Figura N° 3.27: Grietas de Flexión sobre columnas (TIRT.2011).

Las columnas del acceso norte presentaron un gap entre ellas y el suelo, esto se asocia al sacudimiento durante el sismo, más aún, las deformaciones laterales inducidas por la capa licuable generaron asentamientos de 0.4 m aprox. y desplazamiento lateral de 68

PUENTE LLACOLÉN 0.25 m (Figura N° 3.28).

Figura N° 3.28: Asentamiento aprox. de 0.4 m y movimiento lateral de aprox. 0.25 m hacia el río. (TIRT, 2011).

Cabe señalar el interesante esquema realizado por el equipo TIRT, cuyo objetivo es presentar los daños experimentados en la ribera norte del puente a causa de la licuefacción del terreno natural. Este se presenta en la Figura N° 3.29.

Figura N° 3.29: Vista en planta de área afectada por deslizamientos hacia el cauce del río por efecto de licuefacción (TIRT, 2011).

69

PUENTE VIEJO BÍO BÍO Ubicación Ubicación Coordenadas (latitud, longitud) Se ubica en la ciudad de Concepción, sobre el río Bío Bío. Une las ciudades de -36,84°, -73.06° Concepción y San Pedro de la Paz (Figura N° 3.30). El puente viejo Bío Bío inició su construcción en 1930 y fue puesto en marcha en 1937. Constituye el primer puente vehicular en unir las localidades de Concepción y San Pedro de la Paz. Fue cerrado en el 2002 a causa de su precaria condición estructural, no obstante, se dejó libre para el tránsito peatonal. Estructura Superestructura Sistema de fundaciones Largo: 1419 m Estribos: Sin información. Estribos: Sin información. Cepas:

Sin información.

Tipo de tablero:

Sin información.

Cepas:

Sin información.

Concepción Puente viejo Bío Bío

San Pedro de la Paz

Figura N° 3.30: Ubicación Puente viejo Bío Bío.

Daños generados por el terremoto 27F Daños en superestructura El terremoto 27F provocó el colapso total de la estructura, ya que muchos de sus tableros y cepas simplemente se derrumbaron (Figura N° 3.31a). Daños en accesos Sin antecedentes. 70

PUENTE VIEJO BÍO BÍO Daños en fundaciones Se observaron evidencias de lateral spreading y asentamientos en el estribo Norte del puente (Figura N° 3.31b).

(a)

(b)

Figura N° 3.31: Daños observados Puente viejo Bío Bío. (a) Colapso de tableros y cepas (GEER, 2010). (b) Evidencias de lateral spreading (GEER, 2010).

71

PUENTE LA MOCHITA Ubicación Ubicación Coordenadas (latitud, longitud) Se ubica en la ribera Norte del río Bío Bío, une las localidades de Concepción con Chiguayante atravesando una pequeña -36,85°, -73.06° entrada de agua perteneciente a una planta de tratamiento de aguas (Figura N° 3.32). Esta estructura fue construida en el año 2005. Estructura Superestructura Sistema de fundaciones Largo: 150 m Estribos: Doble corrida de pilotes de 1.5 m de diámetro y 12 m de Estribos: Sin información. profundidad. Cepas:

Compuesta por tres cepas centrales. Cepas:

Tipo de tablero:

Sin información.

Río Bio Bio

Pilas de 5 m de diámetro rellenas de hormigón con 9.5 m de profundidad.

Concepción N

Puente La Mochita

Figura N° 3.32: Ubicación puente La Mochita.

Daños generados por el terremoto 27F Daños en superestructura A causa del terremoto 27F, este puente se desplazó como unidad hacia el noreste principalmente por la falla de suelo alrededor de las cepas 2 y 3. La falla de suelo es posible atribuirla a una inestabilidad del talud presente bajo las cepas, sumado a la generación de lateral spreading debido a la licuefacción (Figura N° 3.33). La superestructura, vigas y tableros, se desplazaron alrededor de 0.3 m, cuyo mayor deslizamiento fue hacia el sector Sur del puente (Figura N° 3.36). Asimismo, las cepas 72

PUENTE LA MOCHITA 2 y 3 giraron alrededor de 2° a 4° respectivamente. Por otro lado, los estribos no sufrieron deslizamientos visibles. Daños en accesos Sin antecedentes. Daños en fundaciones Sin antecedentes. Observaciones Se observaron preponderantes grietas asociadas a lateral spreading paralelas al río Bío Bío, y en dirección este del puente (Figura N° 3.34). En relación a esto último, se advirtieron volcanes de arena provenientes de las grietas de lateral spreading, tal como se observa en la Figura N° 3.35.

(a)

(b)

Figura N° 3.33: Fallas de suelos bajo el puente. (a) Fallas de suelos bajo el puente (TIRT, 2011). (b) Desplazamientos de tablero hacia la ribera norte (GEER, 2010).

(a)

(b)

Figura N° 3.34: Desplazamientos laterales (GEER, 2010). (a) Vista desde el Norte a cepa N°3. (b) Vista desde el Norte a cepa N°2.

73

PUENTE LA MOCHITA

Figura N° 3.35: Volcanes de arena provenientes de grietas de lateral spreading. (TIRT, 2011).

Figura N° 3.36: Desplazamiento transversal entre tablero y vigas con respecto a estribo Sur (TIRT, 2011)

Antecedentes estratigráficos Con motivo de la reparación post terremoto 27F, se realizaron 4 sondajes con medición de N - SPT (Figura N° 3.37) ubicados al costado de las cepas 2 y 3, y de los estribos. De acuerdo a los resultados de clasificación de suelos y ensayos de índice de penetración estándar, se realizó la estratigrafía presentada en la Figura N° 3.38.

74

PUENTE LA MOCHITA 0

20

40

60

80

S2

100

0

0

5

5

10

10

15

15

Profundidad [m]

Profundidad [m]

S1

N1 - SPT, g/p

20

25

35

35

60

80

100

40 0

50

0

100

Contenido de Finos, %

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

S4

100

0

0

5

5

10

10

15

15

Profundidad [m]

Profundidad [m]

40

25

30

40

20

25

50

100

Contenido de Finos, %

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

20

25

30

30

35

35

40

40 0

Arena SP o SW

20

20

30

S3

N1 - SPT, g/p 0

50

100

0

Contenido de Finos, %

Limo ML o MH

50

Arcilla CL o CH

Figura N° 3.37: Sondajes puente La Mochita

75

100

Contenido de Finos, %

Limo Arcilloso CL - ML

Grava GW o GP

PUENTE LA MOCHITA Comentarios En la estratigrafía expuesta en la Figura N° 3.38, se visualiza un primer horizonte de arena limosa de espesor variable de 10 a 15 m, con compacidad baja a media bajo los estribos, y media a densa bajo las cepas 2 y 3. En particular, los sondajes bajo los estribos presentan índices de N1 SPT bajo 20 golpes/pie, por lo que serían propensos a sufrir licuefacción. El sondaje bajo el estribo hacia Concepción posee valores de N1 SPT < 20 g/p entre los 7 y 10m de profundidad; mientras que el sondaje del estribo hacia Chiguayante, presenta valores de N1 SPT < 20 g/p entre los 9 a 19 m de profundidad. A mayor profundidad, existe una mezcla de diferentes tipos de suelos, con preponderancia de limos y limos arcillosos de baja plasticidad, los que presentan intercalaciones importantes de lentes de arena de mediana a alta compacidad y con menor relevancia, lentes de arcillas de baja plasticidad. Los resultados de la estratigrafía permiten asociar el sector bajo los estribos a estar más propensos a sufrir licuefacción, sin embargo, de acuerdo a los daños observados en terreno, estos no presentaron desplazamientos. Al contrario, los mayores desplazamientos se percibieron bajo las cepas 2 y 3, donde únicamente los 2 primeros metros exhiben arenas de baja compacidad. Bajo estas últimas consideraciones, es factible suponer una licuefacción exclusivamente superficial del suelo de fundación bajo las cepas 2 y 3.

76

PUENTE LA MOCHITA

Figura N° 3.38: Estratigrafía puente La Mochita.

77

Conclusiones del Sector de Concepción

Con respecto a la zona de Concepción, una de las principales afectadas por el terremoto, se caracteriza por ser una zona de suelos fluviales, que provienen de la depositación de arenas limosas del río Bío Bío, lo cual gatilló una fuerte licuefacción en la zona evidenciada por: volcanes de arena principalmente en los accesos de los puentes (en la ribera norte), fuertes grietas asociadas a lateral spreading, y asentamientos notorios en las cepas de los puentes. El efecto del lateral spreading en la ribera norte causó los principales daños entre los que se destacan: una falla de esfuerzo de corte en unas de las cepas del puente Juan Pablo II, corrimientos transversales del puente La Mochita y grietas de flexión en las cepas del puente Llacolén.

78

3.5.3. Zona de Arauco La comuna de Arauco, así como Concepción y Paine, presentó una interesante zona de concentración de puentes dañados posiblemente por licuefacción del terreno de fundación. En particular, los puentes Tubul y Raqui II están asociados al mismo origen de sedimentos, esto es, que ambos pertenecen al Humedal Tubul-Raqui, formado por las desembocaduras de los ríos Tubul y Raqui. En una zona temporal o permanentemente inundada, compuesta principalmente por suelos finos orgánicos. Además, estos dos puentes son un ejemplo de puentes severamente dañados por una insuficiente resistencia estructural, sumado al posible efecto de la licuefacción en estratos arenosos superficiales. Por otro lado, se encuentra el puente Ramadillas, el cual atraviesa el río Carampangue, que no necesariamente presenta el mismo origen de sedimentos que Tubul y Raqui II, no obstante, pertenece a la comuna de Arauco. La Figura N° 3.39 presenta la ubicación de los 3 puentes, y la Figura N° 3.40 presenta la ubicación del puente Tubul y Raqui II sobre dicho Humedal.

N

Puente Tubul

Puente Raqui II Puente Ramadillas

Figura N° 3.39: Ubicación puentes dañadas por licuefacción en Arauco. Puente Tubul

Océano Pacífico

N

Humedal Tubul Raqui Puente Raqui II

Figura N° 3.40: Puentes sobre Humedal Tubul-Raqui.

A continuación se presentan las fichas descriptivas de cada puente. 79

PUENTE TUBUL Ubicación Ubicación Coordenadas (latitud, longitud) Se ubica en el Humedal Tubul-Raqui en la ruta P 22 de la comuna de Arauco (Figura -37.23°, -73.46° N° 3.41).

Puente Tubul

Figura N° 3.41: Ubicación Puente Tubul.

Estructura Largo:

Superestructura Consta de 8 tramos de 24.4 m de longitud cada uno, resultando un largo total de 195.2 m.

Estribos y Cepas: Tipo de tablero:

Sistema de fundaciones Estribos No hay información certera de y Cepas: la subestructura, sin embargo, al parecer está constituida por pilotes de madera, ya que de acuerdo a los daños tras el terremoto, se observó la cabeza de uno de ellos (Figura N° 3.46).

De hormigón. Estructura constituida por vigas de acero.

La Figura N° 3.42 presenta una vista general del plano original del puente.

80

PUENTE TUBUL

Figura N° 3.42: Vista general proyecto original, Puente Tubul (MOP, comunicación personal)

Daños generados por el terremoto 27F Daños en superestructura El terremoto 27F provocó el colapso total del puente, dejando inhabilitado el paso vehicular hacia la localidad de Tubul. Se produjeron caídas de todos los tableros, e inclinación de la mayoría de sus cepas (Figura N° 3.43). Tanto el estribo Norte, como el Sur, fueron fuertemente dañados, el primero presentó la incrustación de las vigas sobre el muro espaldar del estribo (Figura N° 3.45), es posible que el estribo haya sido empujado hacia las vigas, a causa del lateral spreading, o bien, las vigas hayan sido las que penetraron en el estribo a causa de los esfuerzos generados por el estribo Sur hacia el Norte del puente, sumado a las fuerte agitación del sismo (TIRT, 2011). Por otro lado, el estribo Sur también presentó daños en el muro espaldar, se observaron desprendimientos de hormigón en la base del encepado de los pilotes de fundación, particularmente se observó la cabeza de uno de sus pilotes, que peculiarmente era de madera (Figura N° 3.46). Daños en accesos Significativos asentamientos en las aproximaciones de los terraplenes, tal como se puede observar en la Figura N° 3.45. Daños en fundaciones Inclinación de pilotes de fundación Observaciones Una vez más se presenciaron los efectos del fenómeno de licuefacción. Se observaron desplazamientos laterales de los estribos provocados por las fuerzas de lateral spreading, además de grietas y deformaciones en dirección hacia el río.

81

PUENTE TUBUL

Figura N° 3.43: Vista general de Puente Tubul (TIRT, 2011)

Figura N° 3.44: Caída de tableros e inclinación de cepas (TIRT, 2011)

Figura N° 3.45: Daños en estribo Norte Puente Tubul (TIRT, 2011).

82

PUENTE TUBUL

Figura N° 3.46: Daños en Estribo Sur, Puente Tubul. (TIRT, 2011).

Antecedentes estratigráficos Con el objeto de construir un nuevo Puente Tubul, se realizaron 6 sondajes (Figura N° 3.47) para explorar el suelo de fundación. La ubicación de ellos se presenta en la Figura N° 3.48. De acuerdo a los resultados de clasificación de suelos e índices de penetración estándar, se interpretó el modelo estratigráfico presentado en la Figura N° 3.48. Se presenta un primer horizonte H-1 hasta los 15 m o 20 m de profundidad constituido por arenas limosas o arcillosas de baja compacidad, en su mayoría índice de penetración N1 < 10 g/p. Bajo este último, se presenta el horizonte H-2, que está conformado por arcillas de alta plasticidad y baja consistencia, con índices de penetración N 1 < 10g/p para el sector de los sondajes 1, 2 y 3, y N1< 30 g/p para el sector de los sondajes 4,5 y 6. Por último, se presenta el horizonte H-3, el cual se ubica del orden de los 45 m a 50 m de profundidad para el sector de Arauco (sondajes 1, 2 y 3) y 30 m de profundidad hacia el sector de Tubul (sondajes 4, 5 y 6), el que se caracteriza por el mismo tipo de suelos del H-2, sin embargo, de consistencias rígidas, tal que los índices de N1 SPT llegan a niveles de rechazo. Según este modelo estratigráfico, es factible constatar que el horizonte H-1 es potencialmente licuable, lo cual explica las evidencias de licuefacción.

83

PUENTE TUBUL N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

S2

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

S3

0

0

10

10

10

20

20

20

30

Profundidad [m]

0

Profundidad [m]

Profundidad [m]

S1

30

40

40

50

50

50

50

100

Contenido de Finos, %

40

60

80

100

60

60 0

20

30

40

60

N1 - SPT, g/p 0

0

50

100

Contenido de Finos, %

Figura N° 3.47: Sondajes Puente Tubul

84

0

50

100

Contenido de Finos, %

PUENTE TUBUL N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

S5

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

S6

0

0

5

5

5

10

10

10

15

15

15

20

25

Profundidad [m]

0

Profundidad [m]

Profundidad [m]

S4

20

25

30

35

35

35

40 50

100

Contenido de Finos, %

Arena SP o SW

40

60

80

100

25

30

0

20

20

30

40

N1 - SPT, g/p 0

40 0

50

100

Contenido de Finos, %

Limo ML o MH

Arcilla CL o CH

0

50

Limo Arcilloso CL - ML

Figura N° 3.47: Sondajes Puente Tubul (continuación).

85

100

Contenido de Finos, %

Grava GW o GP

PUENTE TUBUL

H-1

H-2

H-3

Figura N° 3.48: Modelo estratigráfico, Puente Tubul.

86

PUENTE RAQUI II Ubicación Ubicación Coordenadas (latitud, longitud) Se ubica en el Humedal Tubul-Raqui en la ruta P 22 de la comuna de Arauco (Figura -37.25°, -73.44° N° 3.41).

Puente Raqui II

Figura N° 3.49: Ubicación Puente Raqui Il.

Estructura Superestructura Sistema de fundaciones Consta de 4 tramos de Estribos Al igual que el puente Tubul, 24.4 m de longitud y Cepas: no hay información certera de cada uno, resultando la subestructura, sin embargo, un largo total de 97.6 al parecer está constituida por m. pilotes de madera. Estribos y De hormigón. Cepas: Tipo de tablero: Estructura constituida por vigas de acero. Daños generados por el terremoto 27F Daños en superestructura Colapsaron los tableros y se inclinaron las cepas (Figura N° 3.51). Largo:

Daños en accesos Se presentaron fallas severas de suelos, sumados a grandes asentamientos en los terraplenes. Cabe mencionar que se encontraron evidencias de lateral spreading en los accesos de puente, pero en dirección perpendicular al eje del puente, tal como se presenta en la Figura N° 3.51. Por la misma razón, los estribos tuvieron 87

PUENTE RAQUI II desplazamientos significativos. Daños en fundaciones Se inclinaron los pilotes de fundación

Figura N° 3.50: Asentamientos en terraplenes y lateral spreading en accesos (TIRT, 2011).

Figura N° 3.51: Caída de tableros e inclinación de cepas (TIRT, 2011).

Antecedentes estratigráficos Se realizaron 4 sondajes post terremoto con el fin de explorar el suelo de fundación para el nuevo puente Raqui II. La Figura N° 3.53 presenta la interpretación del modelo estratigráfico realizado en base a los resultados de clasificación de suelos e índices de penetración estándar. Se presentan 3 horizontes característicos: el primero (H-1) está conformado por arenas limosas con intercalaciones de lentes de arcilla, pobremente graduadas de baja compacidad, en general con índices de N1 SPT menor a 15 g/p, a excepción del suelo bajo el estribo hacia Tubul, el cual presenta valores de N1 SPT bastante variables, entre 10g/p y 40g/p. El segundo horizonte (H-2) está constituido por arcillas de baja plasticidad, de consistencia baja, con índices de N1 SPT en su mayoría menores a 10 g/p. Por último, el tercer horizonte (H-3) ubicado alrededor de los 50 m de profundidad, está conformado por limos de mediana a baja plasticidad, de consistencia rígida con valores de N1 SPT > 30g/p, llegando a niveles de rechazo. En vista del resultado del modelo estratigráfico, al igual que el puente Tubul, es factible atribuir las evidencias de licuefacción al horizonte H-1.

88

PUENTE RAQUI II N1 - SPT, g/p 20

40

60

80

S2 0

100

0

0

10

10

20

20

30

30

Profundidad [m]

Profundidad [m]

S1 0

40

N1 - SPT, g/p 20

40

60

80

100

40

50

50

60

60

70

70 0

50

0

100

50

100

Contenido de Finos, %

Contenido de Finos, %

Figura N° 3.52: Sondajes Puente Raqui II.

89

PUENTE RAQUI II 20

40

60

80

S4 0

100

0

0

10

10

20

20

30

30

Profundidad [m]

Profundidad [m]

S3 0

N1 - SPT, g/p

40

40

60

80

100

40

50

50

60

60

70

70 0

50

0

100

50

100

Contenido de Finos, %

Contenido de Finos, %

Arena SP o SW

N1 - SPT, g/p 20

Limo ML o MH

Arcilla CL o CH

Limo Arcilloso CL - ML

Figura N° 3.52: Sondajes Puente Raqui II (continuación)

90

Grava GW o GP

PUENTE RAQUI II

H-1

H-2

H-3

Figura N° 3.53: Modelo estratigráfico, puente Raqui II.

91

PUENTE RAMADILLAS Ubicación Ubicación Coordenadas (latitud, longitud) El puente Ramadillas se ubica en la ruta 160 sobre el río Carampangue, une las localidades de Coronel (hacia el Norte) y Tres Pinos (hacia el Sur). -37.31°, -73.27° Este puente se encuentra ubicado junto a otros dos, el puente viejo y el puente ferroviario (Figura N° 3.54).

N

Hacia Coronel Puente Ramadillas

Hacia Tres Pinos Río Carampangue Figura N° 3.54: Ubicación puente Ramadillas.

Estructura Largo:

Superestructura 280 m.

Sistema de fundaciones Estribos Pilotes hincados de 12 m de y Cepas: longitud (14,5 m bajo el lecho) fundado sobre arenas de distintas compacidades.

Estribos: Cepas:

Sin información. Siete cepas.

Tablero:

Compuesta por 3 vigas de hormigón pretensado, simplemente apoyadas sobre sus cepas, con tablero de hormigón armado 92

PUENTE RAMADILLAS Daños generados por el terremoto 27F Daños en superestructura Sin antecedentes. Daños en accesos Sin antecedentes. Daños en fundaciones Descenso de 20 cm en promedio de las cepas N°4, N°5, N°6 y N°7 (cepas de Norte a Sur, ver Figura N° 3.55) y leve giro hacia el oriente de cepa N°5. Observaciones Se observaron evidencias de lateral spreading en la ribera Sur o grietas en bloques de suelo (Figura N° 3.57 y Figura N° 3.60) y volcanes de arena (Figura N° 3.56).

Figura N° 3.55: Topografía antes y posterior al terremoto (medidas en metros).

Figura N° 3.56: Volcanes de arena (Petrus, 2010)

93

PUENTE RAMADILLAS

Figura N° 3.57: Grietas a causa de licuefacción, puente Ramadillas (GEER, 2010).

PUENTE VIEJO RAMADILLAS El puente viejo, es una estructura más antigua que fue clausurada para el tránsito vehicular después del terremoto 27F. Superestructura Sistema de fundaciones Largo: 260 m, con 14 Estribos Está conformada por 13 cepas tramos de 18.5 m y Cepas: muro. cada uno. Superestructura:

Está conformada por cuatro vigas de acero simplemente apoyadas sobre las cepas con tablero de hormigón armado Daños generados por el terremoto 27F Daños en superestructura Este puente colapsó a causa del terremoto 27F, sufrió la caída de uno de sus tableros al girar una de sus cepas sobre la cual se apoyaba, tal como se presenta en la Figura N° 3.58. Daños en accesos Sin antecedentes. Daños en fundaciones Sin antecedentes.

94

PUENTE RAMADILLAS

Figura N° 3.58: Inclinación cepa puente viejo.

Figura N° 3.59: Evidencias de lateral spreading

Figura N° 3.60: Lateral spreading, estribo Sur, puente viejo (TIRT, 2011).

Antecedentes estratigráficos Gracias a los trabajos de reparación del puente Ramadillas, se ejecutaron 7 sondajes, más ensayos de caracterización geotécnica. De estos resultados, se presenta la interpretación de estratigrafía general del suelo de fundación (Figura N° 3.62). Se establecen dos horizontes: Horizonte H-1: Formado por arenas limosas pobremente graduadas de compacidad suelta a media, sin plasticidad. Tiene un espesor variable de 7 a 26m. El índice de penetración N1-SPT, muestra zonas de baja compacidad, entre 5 y 30 golpes/pie, y zonas de mayor compacidad que llegan a 50 g/p. Horizonte H-2: Presenta arenas limosas bien graduadas, de compacidad alta, arenas cementadas y areniscas. El índice de penetración N1-SPT, en general es mayor a 40 g/p. 95

PUENTE RAMADILLAS La napa fue detectada entre los 0.2 a 0.5 m de profundidad. Como se ha mencionado con anterioridad, los estudios post terremoto permitieron comparar la topografía antes y después del sismo, tal que fue posible cuantificar 20 cm en promedio de asentamientos en las cepas N°4, N°5, N°6 y N°7 (Figura N° 3.55). Ahora bien, de acuerdo al modelo estratigráfico de la Figura N° 3.62, realizado en base a los sondajes presentados en la Figura N° 3.61, se observa que estas cepas estaban fundadas sobre estratos de arenas propensos a desarrollar el fenómeno de licuefacción, ya que se presentan índices N1-SPT inferiores a 20 g/p. El resto de las cepas se encuentran fundadas sobre estratos de suelo competente. SA-8

N1 - SPT, g/p 10

20

30

40

0

0

0

5

5

10

N1 - SPT, g/p

SA-2

50

Profundidad [m]

Profundidad [m]

0

10

20

30

40

50

10

15

15

RQD 20 0

50

20

100

0

Contenido de Finos, %

N1 - SPT, g/p 10

20

30

40

50

S-140

0

0

5

5

10

10

15

15

Profundidad [m]

Profundidad [m]

S-390

20

25

50

100

Contenido de Finos, %

20

30

40

50

20

25

30

30

35

35

40

N1 - SPT, g/p 10

40 0

50

100

0

50

100

Contenido de Finos, %

Contenido de Finos, %

Figura N° 3.61: Sondajes Puente Raqui II

96

PUENTE RAMADILLAS

SA-9 0

S-400

N1 - SPT, g/p 10

20

30

40

50

20

30

40

50

0

0

5

5

Profundidad [m]

Profundidad [m]

N1 - SPT, g/p 10

10

15

10

15

20

20

0

0

Contenido de Finos, %

SA-9A 0

50

100

Contenido de Finos, %

N1 - SPT, g/p 10

20

30

40

50

0

5

10

Profundidad [m]

15

20

25

30

35

40

45

50 0

50

100

Contenido de Finos, %

Arena SP o SW

Limo ML o MH

Arcilla CL o CH

Limo Arcilloso CL - ML

Figura N° 3.61: Sondajes Puente Raqui II (continuación)

97

Grava GW o GP

Arenisca

PUENTE RAMADILLAS

Figura N° 3.62: Modelo estratigráfico puente Ramadillas.

98

3.5.4. Otros puentes Finalmente, se presentan aquellos puentes que no necesariamente pertenecen a una zona de concentración de daños por licuefacción. A continuación se presentan las fichas descriptivas de cada puente.

PUENTE YALI I Ubicación Ubicación Coordenadas (latitud, longitud) El puente Yali I se ubica en la ruta G-80-1, en la comuna de Santo Domingo, provincia de San Antonio, une las localidades de -33.83°, -71.64° Santo Domingo con Rapel (Figura N° 3.63).

N

Puente Yali I

Figura N° 3.63: Ubicación puente Yali I

Estructura Largo: Estribos: Cepas: Tablero:

Superestructura Sin antecedentes.

Sistema de fundaciones Estribos Sin antecedentes. y Cepas:

Sin antecedentes. Sin antecedentes. 99

PUENTE YALI I Daños generados por el terremoto 27F En general la información de este puente, es bastante acotada, no obstante, de acuerdo a fotografías post terremoto es posible informar lo siguiente: Este puente experimentó corrimientos laterales de la estructura como se puede observar en la Figura N° 3.65, además de daños en los accesos. Se observaron evidencias de licuefacción principalmente en las cercanías a las columnas, tal como se observa en la Figura N° 3.64.

Figura N° 3.64: Evidencias de licuefacción, puente Yali I.

Figura N° 3.65: Corrimientos laterales, puente Yali I.

100

Ubicación

PUENTE MATAQUITO Ubicación Coordenadas (latitud, longitud)

Puente ubicado en el camino La Trinchera – Iloca en la provincia de Talca, VII Región del Maule (Figura N° 3.66 )

-35.05°, -72.16°

N

Hacia Iloca Puente Mataquito

Hacia Tres Pinos

Río Mataquito Figura N° 3.66: Ubicación puente Mataquito.

Largo:

Estribos:

Cepas:

Tablero:

Estructura Superestructura Sistema de fundaciones 320 m compuesto por Estribos Sin antecedentes. 8 tramos de 40 m simplemente Cepas: Pilotes de 13 m apoyados. profundidad con 1 m diámetro. De hormigón armado, con alas rectas y muro lleno 7 cepas de hormigón armado, con 3 columnas de sección circular. Losa de hormigón armado sobre 3 vigas pretensadas.

101

de de

PUENTE MATAQUITO Daños generados por el terremoto 27F El puente no sufrió daños estructurales, sin embargo se observaron los siguientes signos de licuefacción en el sector: - Lateral spreading superficial paralelo al río Mataquito aproximadamente de 2 a 2.5 m. (Figura N° 3.67). - Lateral spreading se extiende principalmente en la ribera norte alrededor de 100 m de longitud (Figura N° 3.67). - Asentamientos promedios de 0.5 m a lo largo del terraplén del estribo norte (Figura N° 3.68). - Descensos del suelo natural en acceso norte. - Asentamientos relativos a las cepas (Figura N° 3.68). - Volcanes de arena (Figura N° 3.68).

Figura N° 3.67: Evidencias de lateral spreading y asentamientos en accesos (TIRT, 2011).

Figura N° 3.68: Asentamientos relativos a las cepas y evidencias volcanes de arena (TIRT, 2011).

102

PUENTE MATAQUITO

Figura N° 3.69: Asentamiento de terraplenes de acceso (TIRT, 2011).

103

PUENTE EL DURAZNO Ubicación Ubicación Coordenadas (latitud, longitud) El puente El Durazno se ubica sobre el Lago Rapel, en la provincia de Cachapoal, sobre la ruta CH – 66, más conocida como -34.15°, -71.40° la Carretera de la Fruta (Figura N° 3.70).

N

Puente El Durazno

Lago Rapel Figura N° 3.70: Ubicación puente El Durazno.

Estructura Largo:

Superestructura Sin antecedentes.

Estribos:

Sin antecedentes.

Cepas:

Sin antecedentes.

Tablero:

Sin antecedentes.

Sistema de fundaciones Estribos Sin antecedentes. y Cepas:

Daños generados por el terremoto 27F Se desconocen los daños que afectaron directamente al puente, sin embargo, el sector aledaño presenta evidencias de licuefacción, tales como: lateral spreading, asentamientos del suelo natural y grietas en los accesos del puente (Figura N° 3.71).

104

PUENTE EL DURAZNO

Figura N° 3.71: Accesos daños puente El Durazno.

105

Ubicación

PUENTE ALHUE Ubicación Coordenadas (latitud, longitud)

El puente Alhue, al igual que el puente el Durazno, se ubica sobre la ruta CH – 66, conocida como la carretera de la Fruta (Figura N° 3.72).

-34.12°, -71.38°

N

Puente Alhue

Figura N° 3.72: Ubicación puente Alhue.

Estructura Largo: Estribos: Cepas: Tablero:

Superestructura Sin antecedentes.

Sistema de fundaciones Estribos Sin antecedentes. Cepas: Sin antecedentes.

Sin antecedentes. Sin antecedentes. Sin antecedentes. Daños generados por el terremoto 27F

Así como en el puente El Durazno, se presentaron grietas en los accesos al puente, que se cree pueden ser asociadas al fenómeno de licuefacción, no obstante, no existe certeza (Figura N° 3.73).

106

PUENTE ALHUE

Figura N° 3.73: Accesos dañadas, puente Alhue.

107

Ubicación

PUENTE SAN NICOLÁS Ubicación Coordenadas (latitud, longitud)

Puente ubicado en la provincia de Ñuble, en la comuna de San Nicolás, cruza el río Changara (Figura N° 3.74).

-35.50°, -72.21°

N

Puente San Nicolás

Comuna San Nicolás Figura N° 3.74: Ubicación puente San Nicolás.

Estructura Largo: Estribos: Cepas: Tablero:

Superestructura Sin antecedentes.

Sistema de fundaciones Estribos Sin antecedentes. Cepas: Sin antecedentes.

Sin antecedentes. Una cepa central tipo pared. Apoyado sobre vigas prefabricadas de hormigón pretensado. Daños generados por el terremoto 27F

Este puente experimentó asentamientos de 5 a 8 cm en la cepa central, (Figura N° 3.75), probablemente debido a licuefacción de capas más profundas de suelo (TIRT, 2011).

108

PUENTE SAN NICOLÁS

Figura N° 3.75: Asentamiento de cepa central, puente San Nicolás (TIRT, 2011).

109

Ubicación

PUENTE NIAGARA Ubicación Coordenadas (latitud, longitud)

El puente Niágara se ubica en la Ruta Padre Las Casas – Niágara – Cruce Ruta S-39, en la comuna de Padre las Casas, provincia de Cautín, Región de la Araucanía (Figura N° 3.76).

-38.78°, -72.41°

Río Quepe

N

Puente Niágara

Figura N° 3.76: Ubicación puente Niágara.

Largo: Estribos:

Estructura Superestructura Sistema de fundaciones 70 m, dividida en dos tramos. Estribos Zapata de fundación Cepas: Dado de pilotes De hormigón armado.

Cepas:

Una cepa central compuesta por marco de hormigón armado.

Tablero:

Tablero de hormigón armado apoyado sobre 2 vigas de acero. Daños generados por el terremoto 27F 110

PUENTE NIAGARA El terremoto 27F causó el asentamiento y giro de la cepa central (Figura N° 3.77), lo que ocasionó una separación importante entre los dos tramos (Figura N° 3.78), además de un giro del tablero hacia aguas abajo y un descenso de éstos en el sector de la cepa. También se observa que las vigas quedaron desplazadas de su eje y apoyadas en una mínima longitud en el sector de la cepa, generando inestabilidad al tablero.

Al igual que el puente San Nicolás es probable que los asentamientos se deban a licuefacción de capas de suelo más profundas.

Figura N° 3.77: Asentamiento de cepa central, puente Niágara (MOP, comunicación personal).

111

PUENTE NIAGARA

Figura N° 3.78: Separación de tramos, puente Niágara (MOP, comunicación personal).

112

4. ANÁLISIS DEL PASO SUPERIOR HOSPITAL 4.1. Introducción El área de Paine, como ya se mencionó en el capítulo 3.0, presentó una importante concentración de daños producto del terremoto y específicamente por el desarrollo del fenómeno de licuefacción. El Paso Superior Hospital (PSH), ubicado en la Ruta 5 Sur, junto a esta localidad, pasando sobre el ferrocarril en el Kilómetro 48.6 (Figura N° 4.1), sufrió el colapso de la superestructura producto de los significativos movimientos del terremoto. PS Champa

N PS Hospital

PI Los Pinos

Acceso Sur a Santiago PI Chada

Ruta 5 PI Azufraderos

Figura N° 4.1: Ubicación Paso superior Hospital.

Esta estructura se encontraba apoyada en un subsuelo cuya estratigrafía presentaba lentes de arena de baja compacidad encapsulados por suelos finos, generándose el comportamiento no drenado que permitió el desarrollo del fenómeno de licuefacción. La información disponible que caracteriza los lentes se presenta en la Tabla N° 4.1 (Ortigosa, comunicación personal, marzo de 2011). El presente capítulo expone un análisis del mecanismo de falla del PSH, a través de un análisis numérico. Tabla N° 4.1: Caracterización lentes de arena. Sondaje P.S. HOSPITAL SA-2

Prof. Lente de arena

Espesor (m)

#200 (%)

Nspt g/pie

N1 g/pie

Observaciones

2.0-2.5

3.0

8

6

9

Triaxial: Licúa + Comport. Muy dilatante

8 1.0 46 18 25 10 0.8 25 13 18 #200=Contenido de fino bajo malla N°200 ASTM. N1=Índice de penetración estándar corregido por finos y por profundidad.

113

Compacidad alta Compacidad alta

4.2. Características Estructurales La estructura del puente se encontraba formada por estribos transparentes, una cepa central y un tablero de dos tramos, de 28,0 y 35,4 m cada uno, con apoyo simple en ambos terraplenes de acceso y losa continua sobre la cepa central. El tablero estaba construido sobre 4 vigas de hormigón pretensado de 1.51 m de altura. El sistema de fundación del puente estaba constituido por pilotes preexcavados de 1,5 m de diámetro que se disponen de la siguiente forma:   

Una corrida simple de cuatro pilotes bajo estribo de entrada de 27,4 m de profundidad. Dos corridas de cuatro pilotes bajo el estribo de salida de 16 m de profundidad. Una corrida de tres pilotes bajo la cepa central de 15 m de profundidad.

Cabe destacar que esta estructura poseía un ángulo de esviaje de 50º. 4.3. Daños ocasionados por el terremoto 27F Los efectos del terremoto sobre este paso fueron la caída de tableros (Figura N° 4.2, Figura N° 4.3) y desplazamientos horizontales de los estribos hacia la cepa central (Figura N° 4.4). Se midieron 73 cm en promedio de corrimiento en el estribo de entrada (EE) y 33.5 cm en el estribo de salida (ES). El asentamiento en el EE fue de 13 cm y en el ES de 10 cm. Además, hubo evidentes deslizamientos de ambos terraplenes de acceso. También hubo levantamiento del terreno al pie de los terraplenes (bajo el paso a desnivel: Figura N° 4.4).

Figura N° 4.2: Vista general (vista desde Nor-Oriente, MOP).

114

Es interesante mencionar que el mecanismo de falla de la superestructura, descrito de acuerdo a OPH (2010), obedece a un giro en torno a su centro, hacia las esquinas agudas del tablero, provocando que todas las vigas se alejen de su apoyo original y se salgan de la mesa de apoyo en los estribos, debido al gran ángulo de esviaje de la estructura. El tablero perdió totalmente el apoyo en los estribos, quedando apoyado sólo sobre la cepa gracias a la losa de continuidad, la que impidió la separación relativa entre las vigas. Además, existió un desplazamiento de la superestructura hacia el Oriente sobre la cepa, lo que produjo la caída parcial de las vigas oriente, las que quedaron colgadas (Figura N° 4.3).

Figura N° 4.3: Colapso Superestructura (MOP, comunicación personal).

Figura N° 4.4: Estribo de entrada.

115

Figura N° 4.5: Estribo de salida.

Desde la Figura N° 4.6 a la Figura N° 4.9, se presenta la taquimetría realizada post terremoto con las deformaciones cuantitativas experimentadas por la estructura. En la Figura N° 4.6 se presenta una vista en planta de los desplazamientos medidos en el EE hacia la cepa central.

Figura N° 4.6: Desplazamientos medido en estribo norte en el borde exterior de la mesa de apoyo, distancias proyectadas en el eje longitudinal (OPH 2010).

La Figura N° 4.7 presenta el descenso y giro del estribo de entrada en el ala poniente. La mesa de apoyo tuvo un descenso promedio de 9 cm en el ala poniente y de 17 cm en el ala oriente, con una variación lineal entre ambos extremos. Además, se registró un giro 1.7°, aproximadamente, hacia la cepa.

116

Deformada

Figura N° 4.7: Descenso y giro de 1.7° de la mesa de apoyo en ala poniente (OPH 2010).

La Figura N° 4.8 presenta los desplazamientos medidos en el ES hacia la cepa central. Se midió un desplazamiento longitudinal promedio de 33,5 cm hacia la cepa, con una variación lineal creciente entre 24 cm en el ala oriente y 43 cm en el ala poniente.

Figura N° 4.8: Desplazamiento medido en estribo sur en el borde exterior de la mesa de apoyo. Distancia proyectada en el eje longitudinal (OPH 2010).

La Figura N° 4.9 presenta el descenso y giro del estribo de salida. Se registró un descenso cercano a 11cm en el borde externo en el ala poniente y una variación lineal hasta 9 cm en el ala oriente. Por otro lado, el borde colindante con el muro espaldar presenta un descenso promedio de 1cm. Existe además un leve giro 0,8° hacia la cepa.

117

Deformada

1 cm

9 cm

0.8° Figura N° 4.9: Descenso y giro de la mesa de apoyo estribo sur (OPH 2010).

118

4.4. Antecedentes de daños anteriores: terremoto de 1985. Según lo indicado por el Profesor Pedro Ortigosa, tanto en sus textos, como luego de una entrevista personal, es posible decir que en el terremoto de 1985 de magnitud Richter 7.8, con epicentro en la costa central de Valparaíso, generó daños de la misma naturaleza que el terremoto de 2010. Antecedentes indican que se experimentaron dos tipos de desplazamientos en los terraplenes, aquellos que sólo involucraron al talud, sin generar mayores daños (F1 en la Figura N° 4.10) y aquellos que involucraron el cuerpo del talud, generando descensos en el pavimento de acceso (F2 en la Figura N° 4.10). En aquella ocasión (1985) no se relacionaron los daños con el fenómeno de licuefacción, sólo se pensó en una degradación del suelo de fundación. Tiempo después, en la construcción del nuevo PS Hospital con la llegada de las concesionarias, se tuvo accesos a sondajes, los que permitieron detectar los lentes de arena inmersos en los estratos de suelo fino.

d1~ 1m d2~ 0.6m

Figura N° 4.10: Daños experimentados en terremoto de 1985 (P. Ortigosa, comunicación personal).

De acuerdo a lo expresado en observaciones del sismo de 03-03-85 en Petrus (2010) los desplazamientos F1 y F2 de la Figura N° 4.10 se describen a como: F1: Deslizamiento que compromete superficialmente el talud tanto en terraplén acceso Norte como en acceso Sur debido a la movilidad cíclica de los lentes de área; se genera escarpa de altura d1~1m que desconfina lateralmente la coronación del talud, provocando corrimientos laterales e=5 cm retratados en junta berma-pavimiento.

119

F2: Deslizamiento que compromete el cuerpo del terraplén y que genera d2~60cm en el pavimento; ocurrió en el terraplén acceso Norte, en los últimos 50 m adyacentes al estribo.

4.5. Exploración Geotécnica Para el análisis de esta estructura se ha trabajado con cuatro campañas de exploración ejecutadas en diferentes épocas. En 1985 se ejecutaron 3 sondajes con motivo de la reparación post terremoto del 3 de marzo de dicho año. En ellos se realizaron ensayos de índice de penetración en dos de los tres sondajes y descripción visual de suelos en tres pozos. Las profundidades alcanzadas fueron 23.75, 18.25 y 17m para los sondajes SS1, SS2 y SS3, respectivamente (Figura N° 4.11). Con motivo del nuevo acceso Sur a Santiago y la llegada de las concesionarias, se ejecutó un nuevo sondaje (SA-2) de 26 m de profundidad en septiembre de 1999. En este se ejecutaron ensayos de índice de penetración, clasificación de suelos, triaxial CIU, triaxial cíclico y ensayo de consolidación (Figura N° 4.12). Tras el terremoto del 27F, luego del colapso del PSH, se ejecutaron 3 sondajes, S-1, S2 y S-3 en agosto de 2010 con el propósito de la reparación del puente. En estos pozos se ejecutaron ensayos de índice de penetración estándar y clasificación de suelos (Figura N° 4.13). Bajo el mismo propósito mencionado en el párrafo anterior, se ejecutaron 2 sondajes adyacentes al PSH, en la calle de servicio de dicha estructura. No obstante, sólo se utilizó uno de ellos en el modelo estratigráfico del PSH. El sondaje utilizado (S1) alcanzó una profundidad de 40m, se realizaron ensayos de penetración estándar y ensayos de clasificación (Figura N° 4.14). La Figura N° 4.15 presenta la ubicación de cada campaña de exploración y en la Tabla N° 4.2 se resumen las cuatro campañas. Tabla N° 4.2: Resumen de campañas de exploración PSH.

Año 1985 1999 2010 2010

Sondajes SS1, SS2 y SS3 SA-2 S-1, S-2 y S-3 S1

120

SS-2

SS-3

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

0.0

5.0

5.0

10.0

10.0

15.0

15.0

Profundidad [m]

Profundidad [m]

0.0

20.0

25.0

Arena SP o SW

N1 - SPT, g/p 0

100

20

40

60

80

100

20.0

25.0

30.0

30.0

35.0

35.0

40.0

40.0

Limo ML o MH

Limo Arcilloso CL - ML

Arcilla CL o CH

Grava GW o GP

Figura N° 4.11: Campaña 1985, sondajes SS2 y SS3.

SA-2 0

N1 - SPT, g/p 20

40

60

80

100

0

5

10

Profundidad [m]

15

20

25

30

35

40

0

Arena SP o SW

50

100

Contenido de Finos, %

Limo ML o MH

Arcilla CL o CH

Figura N° 4.12: Campaña 1999, sondaje SA-2.

121

Limo Arcilloso CL - ML

Grava GW o GP

S-2

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

S-3

N1 - SPT, g/p 0

100

20

40

60

80

0

5

5

5

10

10

10

15

15

15

25

Profundidad [m]

0

20

20

25

30

35

35

35

100

0

Contenido de Finos, %

Arena SP o SW

60

80

100

40

40 50

40

25

30

0

20

20

30

40

N1 - SPT, g/p 0

100

0

Profundidad [m]

Profundidad [m]

S-1

50

100

Contenido de Finos, %

Limo ML o MH

Arcilla CL o CH

0

50

100

Contenido de Finos, %

Limo Arcilloso CL - ML

Grava GW o GP

Figura N° 4.13: Campaña 2010, sondajes S-1, S-2 y S-3. (Los saltos de N1 SPT son porque que no se realizó este ensayo en esas profundidades).

S1

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

0

5

10

Profundidad [m]

15

20

25

30

35

40 0

Arena SP o SW

50

100

Contenido de Finos, %

Limo ML o MH

Arcilla CL o CH

Limo Arcilloso CL - ML

Figura N° 4.14: Campaña 2010 (Calle de servicio PSH) sondaje S1. 122

Grava GW o GP

4.6. Caracterización geotécnica 4.6.1. Modelo Estratigráfico Sobre la base de 8 sondajes de diferentes épocas (1985, 1999 y 2010) se interpretó el modelo estratigráfico del suelo de fundación. Como resultado, es posible notar que en general existen tres materiales: i) gravas en superficie y en profundidad; ii) suelos finos, hasta los 17 m de profundidad, constituidos por limos, limos arcillosos de media a baja plasticidad, con intercalaciones de lentes de arcillas y arcillas limosas de baja plasticidad, fundamentalmente en la zona media; y iii) material correspondiente a lentes de arenas limosas, encapsulados por los suelos finos de compacidades bajas y medias. Los valores de N1-SPT (normalizados a 1 kg/cm2 de confinamiento) son menores a 20 golpes/pie para los lentes de arena superficial, lo que permite deducir el desarrollo de licuefacción en los lentes correspondientes al material iii) y utilizar la resistencia nodrenada de la arena para efectos de análisis de estabilidad. La Figura N° 4.15 presenta el modelo estratigráfico propuesto del subsuelo del PS Hospital.

123

S1 Sondaje 1 S-1

SS-1 (1985) S-3 EE

SA-2

S-2

SS-2

Figura N° 4.15 : Estratigrafía PS Hospital.

124

SS-3

4.6.2. Ensayos de resistencia al corte Resultados de un informe de mecánica de suelos de PSH realizado en 1999 presenta los ensayos ejecutados a las muestras de arenas obtenidas mediante tubos shelby para muestras de arenas y suelos finos. La Figura N° 4.16 presenta los resultados de la línea de estado ultimo q, p‟ para suelos finos del sector Hospital.

Figura N° 4.16: Envolventes de falla para suelos finos, sector Hospital (Petrus, 1999). Definición de 𝑞 = 𝑝′

=

𝜍1′ +𝜍3′

𝜍1′ −𝜍3′ 2

y

2

Por otra parte este informe también indicó resultados de ensayos triaxiales CIU para muestra de arena del sondaje SA-2 a una profundidad entre 4.0 y 4.5m, valores de cohesión de 0 kg/cm2 y ángulo de fricción interna igual a 38°.

125

4.6.3. Parámetros de estado y de resistencia al corte Acorde a los antecedentes de ensayos de laboratorio del informe de mecánica de suelos del PS Hospital, se han obtenido los parámetros de resistencia al corte de los suelos finos, arenas y gravas. Adicionalmente, planos As-built proporcionados por el MOP, indican que en la infraestructura se usó hormigón de calidad H – 25 en los pilotes de hormigón armado. Los parámetros de caracterización se presentan en la Tabla N° 4.3.

Tabla N° 4.3: Parámetros de resistentes.

Parámetro

Unidad

Finos

Arenas

Gravas

Terraplén

t/m3

1.80

1.80

2.15

2.15

Pilote Hormigón H-25 2.40

3

1.95

2.00

2.30

2.30

2.40

2.6 32

2.7 38

2.75 45

2.75 45

-

1.50

0.00

0.00

0.00

-

14.00

P.D.

-

-

-

Densidad terreno, t Densidad saturada, s Gs Ángulo de fricción, cohesión, c Resistencia no drenada, Su

t/m °

t/m2 t/m

2

P.D: Por determinar (para lentes de arena suelta bajo estribo de entrada).

4.6.4. Parámetros de rigidez

Por otro lado, los parámetros de deformación estáticos (Eest) del suelo, se obtuvieron de acuerdo a correlaciones en base a ensayos N-SPT. Se usó aproximaciones propuestas por el Manual de Carreteras, capítulo 3.1000 para suelos finos y arenas. Para el material gravoso, se utilizaron correlaciones de la grava de Santiago. Sobre la base de correlaciones se obtuvieron los módulos de deformaciones en función de la tensión vertical efectiva, que se presentan en la Tabla N° 4.4. De acuerdo a estas ecuaciones, se tomaron valores representativos para cada estrato y se utilizaron en el modelo numérico, estos valores característicos también son presentados en la Tabla N° 4.4. Particularmente, a partir de las correlaciones de los módulos de deformación estáticos (Eest), se estimó un módulo de deformación máximo (E0) considerando una degradación del módulo de corte estático sobre el módulo de corte máximo (G/G0) igual a 0.1. Luego, se determinó la velocidad de propagación de onda de corte (Vs) mediante relaciones de elasticidad en función de E0, G0 y 𝜐 (módulo de poissón). La Figura N° 4.17 presenta los resultados de correlaciones del módulo de elasticidad en base a ensayos de penetración estándar para cada profundidad para distintos sondajes y la relación matemática resultante para determinar 𝐸(𝜍′𝜐 ) tanto para arenas como finos.

126

E [kg/cm2] Finos

E [kgf/cm2] Arenas 200

400

600

800

0

1000

0

5

5

10

10

200

400

600

800

1000

Profundidad [m]

Profundidad [m]

0 0

15

15

20

20

25

25

30

30 E correlación S1 S3

E correlación S1 S3

SA-2 S2

SA-2 S2

Figura N° 4.17: Relaciones matemáticas para determinar 𝐸(𝜍𝑣′ ) para arenas y finos.

Los resultados de correlaciones son prácticamente idénticos, no obstante para efectos de diferenciarlos se optó por usar los resultados resumidos en la Tabla N° 4.4. Tabla N° 4.4: Parámetros de rigidez.

Parámetro Módulo de deformación estático, E est

Unidad

Velocidad de onda de corte, Vs Módulo de deformación máximo, E0

m/s

Módulo de Corte máximo, Go Módulo de Deformación estático (adoptado), E est

kg/cm

2

Finos

Arenas

Gravas

Terraplén

Pilote

50 𝜍𝑣 (*)

49 𝜍𝑣 (*)

525 𝜍𝑣 (*)

-

-

178

174

693

465

kg/cm

2

1,700

1,650

30,000

13,500

52,500

kg/cm

2

630

620

11,278

5,075

21,875

kg/cm

2

170

165

3,000

1,350

0.35

0.33

0.33

0.33

Coeficiente de poissón, 𝜐 ( ) 2 * σ′v : Tensión vertical efectiva en [kg/cm ].

127

0.2

4.7. Modelo numérico 4.7.1. Diseño y calibración de modelo numérico De acuerdo a la estratigrafía presentada en la Figura N° 4.15 y en consideración con los daños observados post terremoto descritos anteriormente, se decidió modelar el estribo de entrada del PSH, debido a que éste presentó los daños más significativos, los que se traducen en desplazamientos en el estribo norte del orden de 70 cm hacia la cepa central, además de 13 cm de asentamientos. Cabe indicar que bajo este estribo existen lentes de arena limosa de baja compacidad a bajas profundidades, destacando el que se encuentra a 2.5 m de profundidad. En la Figura N° 4.18 se presenta la configuración del modelo desarrollado en el programa computacional Plaxis. Se utilizó una razón de [ancho:alto] del modelo de [6:1], para evitar alteraciones por condiciones de borde. La Figura N° 4.19 presenta un acercamiento a la zona de interés del modelo.

Figura N° 4.18: Vista general modelo numérico PSH.

Terraplén Finos

Arena

Grava

Figura N° 4.19: Modelo estribo de entrada realizado en Plaxis.

128

Es importante destacar que se modeló en dos dimensiones y en consecuencia se efectuaron simplificaciones al problema. Dentro de los supuestos importantes se debe indicar que los pilotes se modelaron como un material elástico con características de hormigón. Según la estructura del puente, este consta de 4 pilotes alineados a 3.5 m cada uno (distancia entre ejes), por lo tanto, para modelar este escenario, se analizó la deformación que deberían desarrollar. Sobre la base de las mediciones topográficas realizadas post terremoto, se concluyó que las fundaciones giraron en dirección a la cepa central, sin sufrir daños en el hormigón armado. Tomando en cuenta que se encuentran empotrados 7 m dentro de la grava, es posible aproximar este comportamiento a una columna empotrada en la base y en voladizo. Igualando la rigidez flexural de los pilotes reales con los de una pantalla reflejada en el modelo 2D, se obtuvo el módulo de deformación equivalente de dicha pantalla. El resultado fue ¼ del módulo del hormigón. En la Tabla N° 4.4 se presenta el módulo de deformación y el de corte que fueron calculados. A continuación se explica en detalle el procedimiento para encontrar el módulo de elasticidad de la pantalla de suelo reflejada en el modelo 2D.

Inicialmente se tiene la rigidez de una viga en voladizo (Figura N° 4.20), que representa el pilote empotrado en la grava.

P

L Figura N° 4.20: Rigidez de una viga en voladizo

Por otro lado, se tienen los momentos de inercia de un círculo y un rectángulo (Figura N° 4.21) que se usarán al momento de igualar la rigidez flexural de la pantalla 2D y los pilotes reales.

129

Figura N° 4.21: Inercia de un circulo y un rectángulo.

La Figura N° 4.22 presenta el esquema de la pantalla 2D del modelo, con respecto a la estructura real, pilotes distanciados a 3.5m en el eje transversal del puente.

Pantalla en el modelo 2D

1.5m

Pilote real 1.5m

P

P

I, E conocidos

Pantalla en el modelo 2D I, E=? Empotrado en grava Empotrado en grava Figura N° 4.22: Esquema de pantalla de modelo 2D con respecto a pilote real.

Al igualar las rigideces del pilote y del modelo, se tiene: 3𝐸𝑚𝑜𝑑𝑒𝑙𝑜 𝐼𝑅 𝑦 3𝐸𝑕𝑜𝑟𝑚𝑖𝑔𝑜𝑛 𝐼𝑐 𝐼𝑐 = ⇒ 𝐸𝑚𝑜𝑑𝑒𝑙𝑜 = 𝐸 3 3 𝐿 𝐿 𝐼𝑅 𝑦 𝑕𝑜𝑟𝑚𝑖𝑔𝑜𝑛 Por otro lado, al reemplazar los momentos de inercia se obtiene:

130

1 4 𝜋𝑟 𝐼𝑐 = 4 = 0.25 1 𝐼𝑅 𝑦 3 𝑕𝑏 12

Con los valores de: 𝑟 = 75𝑐𝑚 𝑕 = 350𝑐𝑚 𝑏 = 150𝑐𝑚 Recordando la elasticidad del hormigón: 𝐸𝑕𝑜𝑟𝑚𝑖𝑔𝑜𝑛 = 𝐸𝑙𝑎𝑠𝑡𝑖𝑐𝑖𝑑𝑎𝑑 𝑕𝑜𝑟𝑚𝑖𝑔ó𝑛 𝐻−25 = 210.000

𝑘𝑔 𝑐𝑚3

Finalmente la elasticidad de la pantalla del modelo 2D resulta: 𝐸𝑚𝑜𝑑𝑒𝑙𝑜 = 52.500

𝑘𝑔 𝑐𝑚3

Calibración de sismo utilizado

Con el propósito de calibrar el modelo con respecto a qué sismo utilizar como input, se decidió emplear el sismo en roca más cercano, el cual corresponde al registro sísmico de la estación sismográfica cerro Santa Lucía (componente 1), cuya aceleración máxima fue de 0.32g. Se realizó un modelo equivalente en roca (Figura N° 4.24) que estimara la aceleración en la base del modelo, de manera que en superficie alcanzara una aceleración igual a 0.32g. La profundidad del basamento rocoso se estimó de acuerdo al modelo gravimétrico de Araneda (2000), que estimó aproximadamente 170 m de profundidad (Figura N° 4.23). Los resultados del modelo equivalente en roca indicaron que un escalamiento en la base igual a 0.14g (Figura N° 4.25 (b)) resulta una aceleración máxima igual a 0.32 g en superficie (Figura N° 4.25 (a)).

131

PS Hospital

Figura N° 4.23: Mapa de isoprofundidades (en metros) del basamento rocoso en la cuenca de Santiago. Modificado de Araneda et al (2000).

Los parámetros geotécnicos característicos del modelo equivalente se resumen en la Tabla N° 4.5. Tabla N° 4.5: Parámetros geotécnicos modelo equivalente en roca PSH.

Roca

Espesor [m]

Densidad [t/m3]

Cohesión [t/m2]

Ángulo de fricción [°]

Velocidad de onda de corte, Vs [m/s]

Coeficiente de Poissón [-]

Roca basal

170

2.2

200

45

1500

0.25

Figura N° 4.24: Modelo equivalente en roca PSH.

132

0.30

0.10 0.00 -0.10 -0.20 -0.30

INPUT

b)

0.20

Aceleración [g]

Aceleración [g]

0.30

OUTPUT

a)

0.20

(at depth=170 m)

0.10

0.00 -0.10

0.14g

-0.20 -0.30

0.32g

-0.40

-0.40

0

50

Tiempo [s]

100

0

150

50

Tiempo [s]

100

150

Figura N° 4.25: Aceleraciones máximas del modelo equivalente. a) en superficie, y b) en la base.

Por otra parte, se incorporó el sismo escalado en roca en el modelo del PSH resultando una aceleración en superficie igual a 0.45 g. La Figura N° 4.26 presenta la ubicación de las aceleraciones medidas en la base y en superficie con respecto al modelo real estratigráfico. Adicionalmente, la Figura N° 4.27 y la Figura N° 4.28 presentan el registro de aceleraciones de ambas ubicaciones. Es necesario mencionar que las aceleraciones en superficie se tomaron lo suficientemente alejadas de la zona de falla.

OUTPUT

INPUT (a prof.=170 m)

Figura N° 4.26: Ubicación de mediciones de aceleración en la base y en superficie.

133

Aceleración [g]

0.4 0.3 0.2 0.1 0 -0.1 -0.2 -0.3 -0.4 -0.5

OUTPUT

0.45g 0

50

Tiempo [s]

100

150

Figura N° 4.27: Registro de aceleraciones en superficie.

0.30

INPUT

Aceleración [g]

0.20

(at depth=170 m)

0.10

0.00 -0.10

0.14g

-0.20 -0.30 -0.40 0

50

Tiempo [s]

100

150

Figura N° 4.28: Registro de aceleraciones en superficie.

A la luz de los resultados de las aceleraciones en la base y superficie del terreno natural, es razonable comentar el efecto de una amplificación sísmica, debido al intenso cambio de rigidez de pasar por un suelo gravoso bastante rígido a un suelo fino de mediana a baja consistencia.

Etapas modelo numérico.

Inicialmente se desarrolló el estado estático del sistema, con el fin de ser el punto de partida para el modelo dinámico. Posteriormente, se cambiaron los parámetros de deformación de la Tabla N° 4.4 a dinámicos, esto es, rigidizados y considerando respuesta no–drenada de los lentes de arena. Se utilizó el amortiguamiento de Rayleigh en base a la frecuencia fundamental del modelo igual a 1.4 hz de acuerdo a la función de transferencia presentada en la Figura N° 4.29. Se ajustaron las degradaciones de cada material de acuerdo a la teoría del 134

modelo lineal equivalente en base a curvas de degradación. Para los suelos finos se utilizó las curvas de Seed & Sun (1989), para arenas Seed & Idriss, 1970 y gravas Rollins et al. (1998). La Tabla N° 4.6 presenta los parámetros dinámicos usados.

0.6 Función de transferencia

1.4 [Hz] 0.5 0.4 0.3 0.2

0.1 0 0.10

1.00

10.00

100.00

Frecuencia [Hz] Figura N° 4.29: Función de transferencia modelo PSH.

Tabla N° 4.6: Parámetros dinámicos del modelo PSH.

Rayleigh, α

Rayleigh, β

E post licuefacción 2 [kg/cm ]

Suelo

Amortiguamiento G/Go de Rayleigh

Finos

0.70

4%

0.39

0.004

-

Arenas

0.40

4%

0.39

0.004

66

Grava

0.76

2%

0.19

0.002

-

Terraplén 0.76

2%

0.19

0.002

-

La construcción del modelo dinámico se basa en que la resistencia no drenada de la arena licuable se moviliza durante el sismo, esto quiere decir que en cierta parte del sismo se cambian los parámetros de los lentes de arena a los parámetros no drenados licuados (Su y E Post Licuación). El momento de cambiar los parámetros a no drenados fue en el inicio de los primeros peaks de registro sísmico, en los 50s del sismo.

4.8. Resultados y discusiones. El modelo fue utilizado de tal manera que una de las principales variables de ajuste fuese la resistencia no drenada (Su) de los lentes de arena. Luego de iterar se llegó a que con Su=10kPa se reproducen las deformaciones observadas en terreno, es decir 135

los desplazamientos entre 59 y 87 cm del estribo hacia la cepa central, el giro del estribo y el levantamiento al pie del talud. Ahora bien, de acuerdo a los índices N1-SPT, los valores para el lente de arena ubicado directamente bajo el estribo de entrada a una profundidad de 2.5 m es del orden de 9 g/pie (presentados en Figura N° 4.15). Si recurrimos a la literatura para correlacionar Su con N1-SPT, del gráfico de Idriss & Boulanger (2007), es posible reproducir la curva que estos autores proponen. (Figura N° 4.30).

Figura N° 4.30: Correlación entre Su y N1-SPT (Idriss & Boulanger, 2007).

En la Figura N° 4.31 se presentan las deformaciones desarrolladas por el pilote, que llegaron a 76 cm en la parte más alta, donde está ubicado el estribo. Además, se observa que el mecanismo de falla fue una falla de talud, ya que el lente de arena actuó como superficie de deslizamiento para el suelo superior, ejerciendo presión horizontal sobre los pilotes (Figura N° 4.32). Asimismo, es posible reconocer que aguas abajo del talud se generó un levantamiento, producto del mecanismo de falla, que según los daños reportados responde al levantamiento observado del terreno. Cabe recordar que los lentes de arena estaban encapsulados por suelos finos impermeables, lo que causó el comportamiento no drenado y en consecuencia la licuefacción de estos. 136

A*

A Q

Desplazamiento máximo 76 cm

A* A Figura N° 4.31: Modelo deformado.

Levantamiento abajo del talud

0

0.5

aguas

1.0 [m]

Figura N° 4.32: Deformaciones totales de modelo PSH.

Por otro parte, se grafica en la Figura N° 4.33 el registro de desplazamientos del punto Q ( Figura N° 4.33) a lo largo del sismo, punto ubicado en el centro del lente de arena, a los 2.5 m de profundidad. En este registro, se puede observar el momento en que los desplazamientos comienzan a desarrollarse de forma importante, siendo a los 50 – 60 segundos cuando se cambió la resistencia de la arena al valor de Su. Estas deformaciones plásticas llegan a una deformación asintótica de 40 cm.

137

Desplazamiento horizontal punto Q [m]

0.5

0.4 0.3 0.2 0.1 0 -0.1 0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

130

140

150

Tiempo [s]

Figura N° 4.33: Desplazamiento horizontal punto Q.

A modo de ejercicio se realizaron dos modelos adicionales incorporando la resistencia no drenada, Su de la arena licuable a los 0 s y 90 s. Como resultado, el modelo que incorporó la resistencia no drenada a los 0 s desarrolló las mismas deformaciones y el mismo mecanismo de falla que el modelo principal analizado (𝜏𝑓 = 𝑆𝑢 a los 50 s). Es interesante observar que el nivel de deformaciones comenzó a aumentar en el mismo momento que las aceleraciones comenzaron a incrementarse, es decir entre los 50 y 60 s. Para el modelo que se incorporó la resistencia no drenada, Su a los 90 s las deformaciones fueron aproximadamente un orden de magnitud inferior, lo que quiere decir que la resistencia no drenada, Su no se alcanzó a desarrollar y por lo tanto no se generó el mecanismo de falla analizado. La Figura N° 4.34 presenta las deformaciones del punto Q al incorporar la resistencia no drenada Su a los 0 s, 50 s y 90 s. Estos resultados permiten estimar que la falla efectivamente podría haber ocurrido durante la parte fuerte del terremoto, es decir la resistencia post-licuefacción, o residual no-drenada, se habría movilizado durante el terremoto, cuando existían fuerzas inerciales del sismo actuando. Esta condición pondría en duda la aceptada hipótesis de que la licuefacción ocurre hacia el final del sismo. Con esto, de existir licuefacción, en el análisis teórico de estabilidad se deberá utilizar la resistencia residual no-drenada y adicionalmente se deberán incluir fuerzas inerciales del sismo, a diferencia de la práctica actual que en tales condiciones no incluye dichas fuerzas.

138

t=0[s]

t=50[s]

0.15

t=90[s]

Aceleración en la base [g]

0.1 0.05 0 -0.05 -0.1 -0.15

Desplazamiento horizontal punto Q [m]

0

10

20

30

40

50

60 70 80 Tiempo [s]

90

100

110

0.5

120

130

140

150

t=0[s], t=50[s]

0.4 0.3 0.2

t=90[s] 0.1 0 -0.1 0

10

20 t= 0 [s]

30

40

50

60 70 80 Tiempo [s] t= 50 [s]

90

100

110

120

130

140

150

t= 90 [s]

Figura N° 4.34: Figura superior: Sismo en la base del modelo. Figura inferior: Desplazamiento horizontal de punto Q en función del cambio a la resistencia no drenada, Su, en diferente etapas del sismo, t=0[s], t=50[s] y t=90[s].

139

5. ASENTAMIENTOS PUENTE JUAN PABLO II 5.1. Introducción El Puente Juan Pablo II (JPII), se ubica en la octava región del Bío Bío, sobre el río de mismo nombre, une las localidades de Concepción y San Pedro de la Paz. Se caracteriza por ser el puente vehicular más extenso del país con 2310 m de largo (Figura N° 5.1). Fue diseñado por la compañía E.W.H Gifford & Partners y construido por la firma Mario Millán Ltda. Su construcción se inició en 1968, y puesto en servicio en 1974. Esta estructura fue seriamente dañada por el fenómeno de licuefacción, quedando inhabilitado para el tránsito vehicular, no obstante, no se produjo colapso. Los principales daños fueron asentamientos diferenciales en cepas y falla en pilar de estribo Norte, producto de lateral spreading. En este capítulo se desarrollan dos métodos que permiten estimar asentamientos debido a la licuefacción de lentes existentes bajo la punta de los pilotes. Para desarrollar este último, se elabora un análisis numérico que estima los estratos licuables mediante la comparación de la solicitación cíclica obtenida por medio del modelo numérico, con la resistencia cíclica obtenida de ensayos de terreno. Posteriormente, se realiza un análisis de los resultados de estratos licuables y su relación con los asentamientos en terreno, proponiendo dos métodos para estimar asentamientos por licuefacción en terrenos estratificados.

N

Puente Juan Pablo II

Concepción

San Pedro de la Paz

Figura N° 5.1: Ubicación Puente Juan Pablo II

140

5.2. Características estructurales de puente Juan Pablo II Está constituido por los estribos, y 70 tramos simplemente apoyados de 33 m de largo y 21.9 m de ancho cada uno, con losa continua, que cada tres tramos presenta juntas de dilatación. La superestructura está constituida por 7 vigas pretensadas, de 1.75 m de alto, con losa superior de hormigón armado de 22 cm de espesor y carpeta de rodado asfáltico de 5 cm. La infraestructura está compuesta por 69 cepas que descansan sobre pilas de fundación.

5.2.1. Sistema de fundaciones El sistema de cimentaciones del puente JPII consiste en pilas de fundación de 16 m de profundidad, las cuales consisten en cilindros de hormigón armado de 2.5 m de diámetro exterior y 0.20 m de espesor, rellenos con arena densa. La Figura N° 5.2 presenta un esquema de la configuración de una pila y el sistema de hincamiento utilizado. El proceso de construcción fue el siguiente: 1. Las pilas se construyen en etapas de 2.0 m. 2. Se inicia el proceso con el enfierramiento del molde interior, cuyo diámetro era de 2.10 m. 3. Se procede a instalar el molde exterior. 4. Luego de instalados ambos moldes, se procede a rellenar el cilindro con hormigón. 5. Se hinca mediante dragado interior mediante mamut. Este proceso se explicará posteriormente. 6. Una vez alcanzada la profundidad deseada, la pila se rellena con arena compactada. 7. Se coloca el sello o cabezal de la pila, el que consiste en un tapón de hormigón armado de 1.0 m de altura. 8. Sobre dicho tapón se procede a instalar la cepa.

Proceso de hincamiento mediante Mamut: Para el hincamiento de las pilas se utilizó un sistema de succión del suelo interior. El Mamut es un tubo de 8‟‟ de diámetro, que lleva adosado 4 tubos de 3‟‟ cada uno (Figura N° 5.2). En dos de estos últimos se impulsaba agua a presión, que tenían por función remover la arena. Los otros dos tubos impulsaban aire comprimido hacia el tubo mayor, generando vacío en la zona inferior, el cual succionaba la arena y el agua. El Mamut se situaba al centro de la pila, cambiando de posición según fuera necesario para poder aplomar la pila. Si bien el proceso de succión removía suelo y agua, se debió ayudar a este proceso mediante bombas de lanzas de agua o aire comprimido, que se aplicaron en la parte 141

exterior de la pila. Esto fue necesario por el roce generado en la pared exterior de la pila con el suelo de fundación. De esta forma, la pila bajaba por peso propio. Cabe destacar que este sistema sólo es posible usar en suelos sueltos, capaces de ser removibles con inyección de aire comprimido.

Figura N° 5.2: Esquema de pila y sistema de hincamiento (Mamut).

5.3. Daños provocados por el terremoto El puente Juan Pablo II fue una de las estructuras viales más seriamente dañadas por el terremoto 27F. Fue posible observar evidencias significativas del efecto de licuefacción, se hallaron volcanes de arena alrededor de sus cepas, se midieron asentamientos diferenciales en 15 de sus 69 cepas y se encontraron evidencias de lateral spreading. La rivera Norte del puente fue la que presentó la mayor cantidad de daños. La Figura N° 5.3 enseña la ubicación en planta de los volcanes de arena, las deformaciones laterales y los asentamientos generados en tableros. La Figura N° 5.4 presentan evidencias de lateral spreading en la ribera Norte.

142

Asentamiento de tableros

Lateral spreading

Volcanes de arena

Lateral spreading

Figura N° 5.3: Daños en ribera Norte.

Figura N° 5.4: Desplazamientos laterales, ribera norte (Geer, 2010).

La Figura N° 5.5 presenta las grietas y asentamientos generados en el terraplén de acceso al estribo Norte.

143

Figura N° 5.5: Desplazamientos laterales, acceso estribo de entrada (TIRT, 2011).

Debido al lateral spreading generado a orillas del río, el estribo Norte sufrió empujes importantes en dirección longitudinal del puente, generando un alto nivel de tensiones sobre las pilas, provocando que una de ellas fallara por el esfuerzo de corte (Figura N° 5.6).

Lateral spread Figura N° 5.6. Lateral spreading, provocó falla de corte en cepa.

144

Esta falla generó un importante descenso del tablero del estribo Norte, éste puede ser observado en la Figura N° 5.7.

Figura N° 5.7. Asentamiento en cepas (Foto derecha fuente TIRT, 2011).

Dentro de los daños más importantes, se encuentran los asentamientos diferenciales que se generaron a lo largo del eje longitudinal, donde se apreciaron descensos de más de 50 cm en 13 cepas, lo que provocó una especie tablero ondulado. La Figura N° 5.7 y la Figura N° 5.8 permiten apreciar esta situación.

Asentamiento

Figura N° 5.8: Asentamiento en cepas.

Se observaron volcanes de arena principalmente en las cercanías del estribo norte, y en el borde de las cepas, como se ve en la Figura N° 5.9.

145

Figura N° 5.9: Volcanes de arena (GEER, 2010).

Cabe mencionar que también se observó desprendimiento de hormigón en topes sísmicos y pilares, enfierraduras expuestas en vigas y pilares, fisuras en dinteles y grietas en refuerzos de pilares (Figura N° 5.10).

Figura N° 5.10: Desprendimiento de hormigón entre losa y estribo Norte.

Es posible resumir los daños observados como: -

El estribo norte presentó daños. 0.7% de las vigas presentaron daños. 58% de las cepas presentaron daños. 88% de los pilares presentaron daños. Cepa 66 tiene serios daños en el marco de elevación. Alrededor de 13 cepas presentaron descensos mayores a 50 cm.

146

5.4. Asentamientos medidos En el contexto de los trabajos de reparación del puente JPII, se realizaron mediciones topográficas que permitieron cuantificar los asentamientos de cada cepa. La Figura N° 5.11 presenta los asentamientos de cada cepa a lo largo del puente. Se midieron tres perfiles longitudinales: perfil derecho, perfil izquierdo y perfil central. El perfil izquierdo corresponde a aguas arriba del río y el perfil derecho corresponde a aguas abajo. A partir de estos antecedentes es posible indicar que los mayores asentamientos fueron observados hacia el sector norte, donde se registraron descensos máximos de alrededor de 170 cm para la cepa N°69, seguido de 103 cm para la cepa N°65. Además, se contabilizaron 13 apoyos con asentamientos superiores a 50 cm, estos corresponden a las cepas N°5, N° 44, N°45, N°47, N° 60, N°61, N°62, N°63, N°64, N°65, N°66, N°68 y N°69. Por otro lado, se percibe una tendencia hasta la cepa N° 42 donde el perfil central presenta los mayores asentamientos, y hacia el sector norte, vale decir, desde la cepa N°47 hacia la N°69, existe una inclinación hacia el perfil izquierdo (aguas arriba). Posterior al terremoto se realizaron sondajes donde se produjeron los mayores asentamientos. Los que se indican en la Figura N° 5.11.

147

ES C2 C4 C6 C8 C10 C12 C14 C16 C18 C20 C22 C24 C26 C28 C30 C32 C34 C36 C38 C40 C42 C44 C46 C48 C50 C52 C54 C56 C58 C60 C62 C64 C66 C68 EN

Cepas 0 20

60 80

Perfil Long. Derecho

100

Perfil Long. Izquierdo

120

Perfil Long. Central

140

Sondaje No.

160

Figura N° 5.11: Asentamientos (Modificado, Verdugo et al, 2012)

148

S5 S4 S13 S14

S6 S3 S7

Sondajes

S8 S2 S9

S10 S1 S11 S12

180 S15 S16

Asentamiento [cm]

40

5.5. Exploración Geotécnica Con el propósito de caracterizar y analizar el suelo de fundación del puente JPII se recopiló la mayor cantidad de información de la zona, disponiéndose de cuatro campañas de exploración. En la Figura N° 5.12 se presenta la ubicación de cada campaña de exploración.

Con motivo de la reparación del puente Juan Pablo II, el MOP ejecutó 16 sondajes de 40 m de profundidad cada uno. Estos se ubicaron en aquellas cepas que sufrieron mayores asentamientos. En total se excavaron 640 ml de sondajes, cada uno con ensayos de clasificación y ensayos de penetración estándar. La Figura N° 5.13 presenta la ubicación de estos.

S1(1968)

N

S3(1968)

REMI 1 REMI 2

SONDAJE SPC (133m Prof.)

S7(1968)

S6(1968)

S5(1968) S2(1968)

S4(1968)

Figura N° 5.12: Ubicación exploraciones JPII.

San Pedro de la Paz

Concepción

S15

S1 S12

S8 S9

S16 S10S11

S2

S6 S7 S5

S3

Figura N° 5.13: Ubicación de 16 sondajes post terremoto (2010).

149

S13 S14

S4

También se contó con la campaña original de construcción del puente: en 1968 se realizaron al menos 7 sondajes de 35 m de profundidad con ensayos de penetración estándar y ensayos de clasificación. Complementariamente se incluyó la información del sondaje profundo de Concepción (SPC), el cual fue ejecutado 1967 en el centro de la ciudad, en la calle Castellón, entre Barros Arana y O‟Higgins. Este sondaje alcanzó una profundidad de 134 m, cota en la cual se halló el estrato rocoso. En él se realizaron ensayos de penetración estándar, ensayos de clasificación y ensayo sísmico tipo Downhole. Con el propósito de aportar en el presente estudio y para poder confirmar los resultados del SPC, se realizaron dos perfiles de mediciones de ondas superficiales del tipo ReMi. Estos fueron realizados gracias al patrocinio de IDIEM, quien ejecutó dichas mediciones y análisis.

En resumen se utilizaron las siguientes campañas. 1. 2. 3. 4.

Campaña de sondajes post terremoto, 16 sondajes, 2010. Campaña de sondajes antes de la construcción del puente, 1968. Sondaje profundo Concepción (Poblete, 1967). Ensayos geofísicos ReMi 2013.

150

5.5.1. Sondajes post terremoto En esta sección se presenta la información detallada de los 16 sondajes de 40 m realizados en el 2010. La Figura N° 5.11 presenta la ubicación de estos con respecto a los asentamientos de cada cepa. Cada gráfico presenta los resultados del índice de penetración estándar normalizado por confinamiento a 1kg/cm2, (N1 SPT), además del porcentaje de contenido de suelos finos de cada muestra y la estratigrafía producto de los resultados de clasificación. Los ensayos de penetración estándar se realizaron cada 1 m, mientras que los ensayos de clasificación se ejecutaron de acuerdo a la descripción visual de suelos. Los resultados de los ensayos indican una fuerte variabilidad del índice de penetración estándar, vale decir, existe una importante estratificación entre suelos sueltos y densos y lentes de finos. Principalmente estos suelos son intercalaciones entre arenas limosas medias a densas y limos arenosos blandos. La Figura N° 5.14 presenta los sondajes ubicados en el sector norte del puente (S15, S16, S10, S1, S11 y S12), la Figura N° 5.15 presenta los sondajes ubicados en el lecho del río (S8, S2, S9, S6, S3 y S7), y la Figura N° 5.16 presenta los ubicados en el sector Sur (S5, S4, S13 y S14). Los sondajes S15, S13 y S14 no presentaron resultados de clasificación, por lo tanto tampoco se tiene el contenido de finos asociados a las muestras. Sin embargo, los informes disponibles presentaron una descripción visual de suelos (Anexo 1). Por otro lado, se debe tener presente que en los resultados entregados en los informes disponibles hubo un error en el índice de penetración estándar, específicamente el sondaje S6 y S8 presentaron el mismo resultado de SPT, siendo el S6 el correcto.

151

S15

N1 - SPT, g/p 20

40

60

80

100

S16

0

40

60

80

100

S10

0

0

5

5

5

10

10

10

15

15

15

20

25

Profundidad [m]

0

20

25

30

35

35

35

S1

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

0

S11

0

50

0

100

Contenido de Finos, %

N1 - SPT, g/p 20

40

60

80

100

S12

0

0

5

5

5

10

10

10

15

15

15

25

Profundidad [m]

0

Profundidad [m]

0

20

20

25

30

35

35

35

40 50

100

Contenido de Finos, %

Arena SP o SW

100

50

100

Contenido de Finos, %

N1 - SPT, g/p 20

40

60

80

100

25

30

0

80

20

30

40

60

40

40

Contenido de Finos, %

40

25

30

0

N1 - SPT, g/p 20

20

30

40

Profundidad [m]

N1 - SPT, g/p 20

0

Profundidad [m]

Profundidad [m]

0

40 0

50

100

Contenido de Finos, %

Limo ML o MH

Arcilla CL o CH

0

50

Limo Arcilloso CL - ML

Figura N° 5.14: Sondajes de estribo de entrada (Estribo Norte).

152

100

Contenido de Finos, %

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

S2

N1 - SPT, g/p 0

40

60

80

100

S9 0

5

5

5

10

10

10

15

15

15

20

25

Profundidad [m]

0

20

25

30

35

35

35

40

40

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

S3

100

N1 - SPT, g/p 0

0

20

40

60

80

100

S7

5

5

5

10

10

10

15

15

15

Profundidad [m]

0

Profundidad [m]

0

25

20

25

30

35

35

35

40 50

100

Contenido de Finos, %

Arena SP o SW

80

100

50

100

Contenido de Finos, %

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

25

30

0

60

20

30

40

40

40 50

Contenido de Finos, %

0

20

20

25

30

S6

N1 - SPT, g/p 0

20

30

0

Profundidad [m]

20

0

Profundidad [m]

Profundidad [m]

S8

40 0

50

100

Contenido de Finos, %

Limo ML o MH

Arcilla CL o CH

0

50

Limo Arcilloso CL - ML

Figura N° 5.15: Sondajes ubicados en el lecho del río.

153

100

Contenido de Finos, %

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

S4

100

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

S13

100

0

N1 - SPT, g/p 20

40

60

80

S14

100

0

0

0

5

5

5

5

10

10

10

10

15

15

15

15

20

25

20

25

Profundidad [m]

0

Profundidad [m]

0

Profundidad [m]

Profundidad [m]

S5

20

25

30

30

35

35

35

35

40

50

40 0

100

Contenido de Finos, %

50

100

Arena SP o SW

Limo ML o MH

80

100

40 0

Contenido de Finos, %

60

25

30

0

40

20

30

40

N1 - SPT, g/p 20

0

Contenido de Finos, %

Arcilla CL o CH

Contenido de Finos, %

Limo Arcilloso CL - ML

Figura N° 5.16: Sondajes ubicados en Estribo de salida (Estribo Sur).

5.5.2. Sondajes 1968 A continuación se presentan los sondajes ejecutados antes de la construcción del puente JPII. Es interesante notar que a diferencia de los resultados de los sondajes realizados post terremoto, los sondajes de proyecto presentan índices de penetración estándar significativamente altos, incluso de rechazo. Además, la variabilidad de suelos sueltos y densos no es tan acentuada. También es posible notar que entre los 10 y 20 m de profundidad, (profundidad de las cepas) todos ellos presentan valores mayores a 30g/p, valor que prácticamente descarta el fenómeno de licuefacción.

154

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

S2

100

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

S3

100

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

S4

100

0

5

5

5

5

10

10

10

10

15

15

15

15

20

25

20

25

Profundidad [m]

0

Profundidad [m]

0

Profundidad [m]

0

20

25

30

30

35

35

35

35

0

Contenido de Finos, %

S5

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

0

Contenido de Finos, %

100

S6

20

40

60

80

100

S7 0

5

5

5

10

10

10

15

15

15

25

Profundidad [m]

0

Profundidad [m]

0

20

20

25

30

35

35

35

40

50

100

Contenido de Finos, %

Arena SP o SW

N1 - SPT, g/p 0

20

40

60

80

100

25

30

0

40 0

50

100

Contenido de Finos, %

Limo ML o MH

0

50

100

Contenido de Finos, %

Arcilla CL o CH

Figura N° 5.17: Sondajes 1968 Juan Pablo II.

155

60

80

100

Contenido de Finos, %

20

30

40

0

Contenido de Finos, %

N1 - SPT, g/p 0

40

40

40

40 0

20

25

30

40

N1 - SPT, g/p 0

20

30

Profundidad [m]

Profundidad [m]

S1

Limo Arcilloso CL - ML

5.5.3. Sondajes profundo Concepción (SPC) Como información complementaria, se recurrió a la información presentada por la memoria de título de Mauricio Poblete (Poblete, 1968), quien realizó un sondaje en el centro de la ciudad, específicamente en la calle Castellón, entre Barros Arana y O‟Higgins el cual alcanzó 134 m de profundidad. Se realizaron ensayos de clasificación, ensayos de penetración estándar hasta los 60 m, un ensayo geofísico tipo Downhole, una correlación del índice de vacíos de las muestras con velocidad de ondas de corte, Vs. La Tabla N° 5.1 presenta la descripción estratigráfica entregada por Poblete (1967). Cabe destacar que la estratigrafía se ha complementado con esta descripción de Poblete (1967) más los resultados de clasificación de suelos.

Tabla N° 5.1: Estratigrafía SPC (Poblete, 1967)

Cotas Límites (m) 0.0 - 0.8 0.8 - 3.5 3.5 - 4.7 4.7 - 9.4 9.4 - 12.0 12.0 - 24.9 24.9 - 27.5 27.5 - 31.9 31.9 - 32.5 32.5 - 34.4 34.4 - 36.5 36.5 - 43.1 43.1 - 45.8 45.8 - 55.6 55.6 - 59.6 59.6 - 62.8 62.8 - 66.1 66.1 - 75.1 75.1 - 85.0

Espesor (m) 0.8 2.7 1.2 4.7 2.6 12.9 2.6 4.4 0.6 1.9 2.1 6.6 2.7 9.8 4.0 3.2 3.3 9.0 9.9

85.0 - 107.0

22.0

107.0 - 133.7 133.7 -

26.7

Estratigrafía Relleno de escombros Arena media a fina, limosa; suelta Arena media, algo limosa; muy compacta Arena fina a muy fina; compacidad media Limo arenoso, compacto Arena media, algo limosa; compacta Limo de alta compresibilidad, plástico, algo orgánico; consistencia media Arena muy fina, limosa; muy compacta (cementada?) Limo muy consistente Arena media, algo limosa; densa Arcilla de mediana plasticidad; consistencia media a alta Limo arenoso y arena limosa; muy compacto (cementado?) Limo de baja compresibilidad; muy consistente Arena fina interestratificada con limo; muy compactas Limo arenoso Limo de compresibilidad media, algo orgánico Arena muy fina, limosa Limo arenoso y arena por capas; a 69.0 m limo muy blando Limos de alta compresibilidad, inorgánico, plástico Horizonte interestratificado de arena fina Bío Bío, gruesa, cuarzosa y limo. Abundan los elementos minerales no-Bío Bío Ripio grueso y bolones predominantemente graníticos Muy probablemente roca granítica

156

La Figura N° 5.18 presenta la estratigrafía final, resultados de índices de penetración estándar y los resultados de velocidades de onda de corte de ambas métodos.

Velocidad de onda de corte,Vs [m/s]

N1 SPT 20

40

60

80

100

0 0

10

10

20

20

30

30

40

40

50

50

Profundidad[m]

Profundidad [m]

0 0

60 70 80

100 200 300

400

500 600

60

70

80

90

90

100

100

110

110

120

120

130

130

Downhole SPC

Arena SP o SW

Limo ML

Limo MH

Correlación Poblete (1967)

Grava GW o GP

Figura N° 5.18: Resultados N1 SPT y Velocidad de onda de corte Vs para SPC (adaptado de Poblete 1967)

Es interesante señalar que la velocidad de onda de corte, V s, presenta una variabilidad con respecto a la entregada por los resultados del Downhole y la entregada por la correlación de Poblete (1967). Desde los 85 m aproximadamente el Downhole presenta un estrato más rígido, que alcanza más de 550 m/s, a diferencia de la correlación, que mantiene una velocidad de 380 m/s, aproximadamente. Por esta razón se recurrió a realizar un ensayo ReMi, con el fin de dilucidar cuál es la velocidad que mejor representa esa profundidad. 157

La Figura N° 5.19 presenta los resultados de índices de plasticidad para las muestras obtenidas en el SPC. Cabe destacar que se presentan en su mayoría limos clasificados como ML de baja a nula plasticidad, y limos MH de mediana a alta plasticidad.

Carta de Plasticidad

60

Índice de plasticidad, [%]

50

CH

40 30 20

CL

CL-ML

MH u OH

10

ML u OL

0 0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

Límite líquido , [%] MH 25.00 - 25.60 ML 60.50 - 61.00 ML 74.40 - 75.20 MH 82.70 - 83.50 MH 91.10 - 91.60

MH 26.50 - 27.10 ML 62.50 - 62.90 MH 77.30 - 78.10 ML 86.50 - 87.10 MH 91.10 - 91.60

CL 36.10 - 36.55 ML 70.40 - 71.10 MH 79.40 - 80.00 SM(ML) 88.10 - 88.50 SM(ML) 101.30 - 101.90

Figura N° 5.19: Índices de plasticidad, SPC.

158

ML 43.00 - 43.45 MH 72.50 - 73.30 MH 81.10 - 81.50 SM(ML) 90.00 - 90.50

130

5.5.4. Ensayo ReMi y MASW Se realizaron ensayos ReMi y MASW que permitieron obtener los perfiles de velocidad para la ciudad de Concepción, con el objetivo de poder comparar los resultados con el ensayo Downhole de Poblete (1967). Se realizaron dos ensayos, el primero ubicado en el estribo norte del puente Juan Pablo II, donde se realizó un arreglo línea (ReMi 1 en Figura N° 5.12). El segundo ensayo se realizó en una plaza Condell ubicada a 900m del SPC, donde se utilizó un arreglo en forma de L (ReMi 2 en Figura N° 5.12). Además de procesar los dos datos obtenidos de los dos perfiles antes descritos, se realizó un tercer análisis para el perfil de arreglo en L, con el fin de encontrar el cambio de rigidez a la mayor profundidad, tal de encontrar la profundidad de la roca. El resultado de este análisis se presenta en la Figura N° 5.20(a), donde se indica como “Ubicación roca IDIEM” y muestra que la roca se encontraría a los 124 m aproximadamente. Es importante mencionar que la velocidad de la roca no es la que aparece en esta Figura, sino que lo importante es la profundidad del cambio de rigidez. Los resultados de los ensayos indican que no existe una gran diferencia entre las dos mediciones, puesto que ambos indican velocidades monótonamente crecientes en profundidad. Es posible notar que hasta los 50 m se tiene una velocidad promedio de 250 m/s y luego existe un pequeño aumento que bordea los 350 m/s, terminando en los 100 m de profundidad en 400 m/s. En base a estos antecedentes, resulta factible establecer que el perfil de velocidad de onda de corte de Concepción entre los 85 m y 100 m de profundidad se parece más a la correlación de Poblete (1967), que al cambio de rigidez que presentó en Downhole en dichas profundidades. Tras un análisis de estratigrafía y de los 4 perfiles de velocidad V s disponibles (incluyendo los dos ensayos ReMi), se determinó usar el perfil presentado en la Figura N° 5.20(b) como “Vs [m/s]”, de línea de color negro segmentada. Se debe aclarar que este perfil se ha determinado respetando la estratigrafía y utilizando Vs en cada nivel de profundidad que se estimó más representativo del subsuelo.

159

Velocidad de onda de corte,Vs [m/s] 0

100

200

300

400

500

Velocidad de onda de corte,Vs [m/s]

(b)

600

0

0

0

10

10

20

20

30

30

40

40

50

50

60

60

Profundidad[m]

Profundidad[m]

(a)

70

80

100

200

300

400

500

600

70

80

90

90

100

100

110

110

120 Ubicación Roca IDIEM Estribo JPII IDIEM 130 Plaza Concepción, IDIEM Downhole SPC Estimado M. Poblete Vs[m/s]

120

130 Vs[m/s]

Arena SP o SW

Limo ML

Limo MH

Grava GW o GP

Figura N° 5.20: Perfiles Vs de SPC y ReMi, con perfil Vs definitivo (a) Perfil Vs de SPC y ReMi. (b) Perfil Vs definitivo

160

5.6. Caracterización Geotécnica 5.6.1. Introducción La caracterización geotécnica fue realizada en base a ensayos de clasificación y ensayos de índice de penetración estándar. Con estas dos herramientas más correlaciones de la literatura se definieron parámetros de resistencia al corte y parámetros de rigidez.

5.6.2. Resultados de ensayos de clasificación. Con el propósito de identificar los tipos de suelos que constituyen el suelo de fundación del puente Juan Pablo II, se presentan los ensayos de clasificación reportados de los 16 sondajes post terremoto. Desde la Figura N° 5.21 a la Figura N° 5.24 se presentan los resultados de curvas granulométricas separadas por tipo de suelo. Además, la Figura N° 5.25 presenta los resultados de Índice de Plasticidad. Los resultados indican que el terreno en su mayoría se clasifica como arenas a arenas limosas medias a finas pobremente graduadas, cuyo tamaño máximo de partículas en general es de 10 mm, alcanzando unas a 25 mm. Además, se observan limos a limos arenosos de baja plasticidad. La Figura N° 5.21 presenta las muestras que clasificaron como gravas. En genera no se observaron suelos gravosos, de hecho sólo se encontraron dos muestras clasificadas como gravas de tamaño máximo de partículas de 25mm.

161

Arena

Finos Limo o Arcilla

Fina

Grava

#200

#40

#10

Gruesa

Fina

Gruesa

Media

#4

3/4"

90 80 70 60 50 40

30 20

Porcentaje de material pasante, [%]

100

10

0.0

0.1

1.0

0 100.0

10.0

Tamaño nominal de partículas, [mm] S-7 M1 (0-4.45)

S-11 M1 (0,55-5)

Figura N° 5.21: Curva granulométrica para gravas.

La Figura N° 5.22 presenta las muestras que clasificaron como arenas. Las arenas se caracterizan por ser pobremente graduadas. Los análisis de plasticidad indican finos de baja plasticidad, clasificados como ML. El contenido de finos es muy variable, se presenta entre un 2 a un 50%, aproximadamente.

Arena

Finos Limo o Arcilla

Fina

Grava

#200

#40

#10

Gruesa

Fina

Gruesa

Media

#4

3/4"

90 80 70 60 50 40 30 20

Porcentaje de material pasante, [%]

100

10

0.0

0.1

1.0

0 100.0

10.0

Tamaño nominal de partículas, [mm] S-1 M1 (0-3.45) S-1 M12 (16-16.45) S-2 M7 (24.55-40) S-4 M4 (11-15.45) S-5 M7 (25-27.45) S-6 M5 (16-23.45) S-8 M8 (34.55-35) S-10 M1 (0,55-5) S-10 M9 (30.55-40) S-11 M12 (35.5-40)

S-1 M3 (3.55-4) S-1 M13 (17-18.45) S-3 M1 (0-6.45) S-4 M6 (21-23.45) S-5 M9 (31-33.45) S-6 M7 (33-36.45) S-9 M1 (0-6.45) S-10 M2 (5.55-9) S-11 M4 (15.55-16) S-12 M1 (0-5.45)

S-1 M4 (6-6.45) S-1 M14 (19-21.45) S-3 M5 (14-14.45) S-4 M8 (27-33.45) S-5 M10 (35-35.45) S-7 M6 (26-26.45) S-9 M4 (11-13.45) S-10 M3 (9.55-10) S-11 M5 (16.55-18) S-12 M3 (7-10.45)

S-1 M7 (9-10.45) (22-22.45) S-3 M9 (31-32.45) S-4 M10 (39.45-40.45) S-6 M1 (0-10.45) S-7 M8 (33-33.45) S-9 M6 (20-23.45) S-10 M5 (13.55-16) S-11 M7 (20.55-22) S-12 M5 (12-16.45)

S-1 M8 (11-11.45) S-2 M1 (0.55-7) S-3 M11 (39-39.45) S-5 M1 (0-6.45) S-6 M2 (11-12.45) S-8 M1 (0.55-11) S-9 M10 (37-37.45) S-10 M6 (16.55-21) S-11 M8 (22.55-23) S-12 M8 (22-22.45)

Figura N° 5.22: Curva granulométrica para arenas.

162

S-1 M9 (12-12.45) S-2 M6 (18.55-24) S-4 M1 (0-4.45) S-5 M4 (12-19.45) S-6 M4 (15-15.45) S-8 M4 (12.55-18) S-9 M11 (38-38.45) S-10 M8 (26.55-30) S-11 M10 (30.55-32) S-12 M10 (28-31.45)

La Figura N° 5.23 presenta las muestras que clasificaron como limos. Los limos presentes a lo largo del puente, son de color gris oscuro, clasifican como finos de baja plasticidad, ubicándose en la carta de plasticidad como ML. Arena

Finos Limo o Arcilla

Fina

#200

Grava

#40

#10

Gruesa

Fina

Gruesa

Media

#4

3/4"

100

Porcentaje de material pasante, [%]

90

80 70 60 50 40 30 20 10

0.0

0.1

1.0

0 100.0

10.0

Tamaño nominal de partículas, [mm] S-1 M2 (4-4.45) S-1 M22 (35-36.45) S-3 M7 (24-24.45) S-4 M9 (34-38.45) S-6 M3 (0-10.45) S-7 M7 (27-32.45) #¡REF! S-9 M7 (24-31.45) S-11 M9 (23.55-30) S-16 M6 (14.55-15)

S-1 M6 (8-8.45) S-1 M24 (38-38.45) S-3 M8 (25-30.45) S-5 M2 (7-9.45) S-6 M6 (24-32.45) S-7 M9 (36-37.45) S-8 M9 (35.55-38) S-9 M8 (32-32.45) S-11 M11 (33.55-35) S-16 M8 (19.55-21)

S-1 M10 (13-13.45) S-2 M2 (7.55-8.55) S-3 M10 (33-38.45) S-5 M3 (10-11.45) S-6 M7 (33-36.45) S-7 M9 (38-40.45) S-8 M10 (38.55-39) S-9 M9 (33-36.45) S-12 M2 (6-6.45) S-16 M11 (30.55-32)

S-1 M11 (14-15.45) S-2 M5 (12.55-18) S-3 M12 (40-40.45) S-5 M5 (12-19.45) S-7 M2 (5-9.45) S-8 M3 (12.55-18) S-8 M11 (39.55-40) S-9 M12 (39-40.45) S-12 M4 (11-11.45) S-16 M11 (39.55-40)

S-1 M16 (23-25.45) S-3 M2 (7-10.45) S-4 M2 (5-6.45) S-5 M6 (23-24.45) S-7 M3 (10-12.45) S-8 M5 (19.55-20) S-9 M2 (7-8.45) S-10 M7 (21.55-26) S-12 M6 (17-18.45)

S-1 M19 (30-31.5) S-3 M3 (11-12.45) S-4 M3 (7-10.45) S-5 M8 (28-30.45) S-7 M4 (13-23.45) #¡REF! S-9 M3 (9-10.45) S-11 M2 (7-11.55) S-12 M7 (19-21.45)

S-1 M21 (34-34.45) S-3 M6 (22-23.45) S-4 M7 (21-23.45) S-5 M11 (36-40.45) S-7 M5 (5-9.45) S-8 M7 (23.55-34) S-9 M5 (14-19.45) S-11 M6 (18.55-20) S-12 M9 (26-27.45)

Figura N° 5.23: Curva granulométrica para limos.

La Figura N° 5.24 presenta las muestras que clasificaron como arcillas. Se encontró una baja cantidad de arcillas, las que se caracterizan por tener baja plasticidad y estar muy cerca de la línea A (Figura N° 5.25). Arena

Finos

Limo o Arcilla

Fina

#200

Grava

#40

#10

Gruesa

Fina

Gruesa

Media

#4

3/4"

90 80 70 60 50 40 30 20 10

0.0

0.1

1.0

0 100.0

10.0

Tamaño nominal de partículas, [mm] S-2 M3 (8.55-10)

S-3 M4 (13-13.45)

S-8 M2 (11.55-12)

S-10 M4 (10.55-13)

S-10 M10 (40-40.45)

S-11 M3 (11.55-15)

Figura N° 5.24: Curva granulométrica para arcillas.

163

Porcentaje de material pasante, [%]

100

Carta de Plasticidad

60

Índice de plasticidad, [%]

50 40

CH

30

CL

20

CL-ML

MH u OH

10

ML u OL

0

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

Límite líquido , [%] S-2 M3 (8.55-10) S-10 M4 (10.55-13) S-4 M5 (16-20.45) S-11 M4 (15.55-16) S-7 M3 (10-12.45) S-11 M11 (33.55-35)

S-3 M4 (13-13.45) S-10 M10 (40-40.45) S-5 M4 (12-19.45) S-6 M6 (24-32.45) S-8 M3 (12.55-18)

S-8 M2 (11.55-12) S-2 M7 (24.55-40) S-6 M4 (15-15.45) S-6 M7 (33-36.45) S-8 M11 (39.55-40)

Figura N° 5.25: Resultados de índices de plasticidad.

La Figura N° 5.25 presenta los resultados de plasticidad para todas aquellas muestras que tuvieron un CF > 5%. Los resultados indican que en general los finos se clasifican como limos arcillosos a limos de baja plasticidad, presentando IP bajo 10, y LL bajo 45. Por otra parte, se ha realizado un análisis de contenido de finos de las muestras de arenas. La Figura N° 5.26 presenta el histograma del porcentaje de finos, de acuerdo al cual es posible indicar que el 60% de las muestras presenta menos de un 12% de contenido de finos. Frecuencia % acumulado

100

100%

90

90%

80

80%

70

70%

60

60%

50

50%

40

40%

30

30%

20

20%

10

10%

0

0% 0

3

6

8 11 14 17 19 22 25 28 30 33 36 39 41 44 49

% Finos Figura N° 5.26: Histograma contenido de finos en arenas JPII.

164

% Acumulado

Frecuencia

Histograma

5.6.3. Modelo Estratigráfico De acuerdo a los resultados de clasificación y penetración estándar, se interpretó el siguiente modelo estratigráfico: -

-

-

Los suelos bajo el puente Juan Pablo II se presentan altamente estratificados, principalmente por arenas limosas con intercalaciones de limos a limos arcillosos hasta los 40m de profundidad. En general se presentaron arenas medias a finas, de color gris oscuro, de cantos subangulares, tamaño máximo de partículas ¾‟‟ para gravillas. Finos de baja a nula plasticidad, estructura homogénea, humedad alta, pobremente graduadas. Con frecuencia se presentan compacidades medias a densas, en pocas ocasiones sueltas. Los suelos limos arenosos, se caracterizan por ser de color gris oscuro, de baja a nula plasticidad y consistencia blanda.

La Figura N° 5.27 presenta el modelo estratigráfico interpretado con los resultados de la exploración geotécnica.

Figura N° 5.27: Modelo estratigráfico puente Juan Pablo II.

165

Figura N° 5.27: Modelo estratigráfico puente Juan Pablo II (continuación).

166

Figura N° 5.27: Modelo estratigráfico puente Juan Pablo II (continuación).

167

Figura N° 5.27: Modelo estratigráfico puente Juan Pablo II (continuación).

5.6.4. Parámetros de resistencia al corte Se ha realizado una caracterización geotécnica del subsuelo utilizando la información de los sondajes en el lecho del río hasta los 40 m de profundidad, continuando en profundidad en base al SPC, hasta los 134 m de profundidad establecida por el ensayo ReMi.

El suelo inmediatamente bajo el puente se clasificó en arenas densas y medias, y limos compactos y blandos. De esta forma se obtuvo 4 suelos característicos hasta los primeros 40 m de profundidad:    

Arenas densas Arenas medias Limos compactos Limos blandos

N1 SPT > 30 g/p. N1 SPT ≤ 30 g/p. N1 SPT > 30g/p. N1 SPT ≤ 30g/p.

En la Tabla N° 5.2 se presenta los parámetros de resistencia al corte del suelo inmediatamente bajo el puente JPII hasta los 40m de profundidad y la Tabla N° 5.3 se presenta el resumen de los parámetros de resistencia al corte adoptados para un perfil general de Concepción hasta los 134 m de profundidad.

168

Tabla N° 5.2: Caracterización geotécnica JPII.

Suelo

c [ton/m2]

[°]

sat [ton/m3]

Ko

Limos blandos Limos compactos Arenas medias Arenas densas Nota: (*) 𝑘0 = 1 − sin 𝜙

1.5 1.5 0.5 0.5

25 28 37 39

1.9 1.9 1.9 2.0

0.577 0.531 0.398 0.371

Para el perfil general de Concepción (hasta los 134 m), se tiene la siguiente caracterización: Tabla N° 5.3: Caracterización geotécnica Concepción.

Suelo

c [ton/m2]

 [°]

Arenas Limos Grava

0.5 1.5 0.5

37 28 40

sat [ton/m3] 1.9 1.9 2.0

Ko 0.398 0.531 0.357

5.6.5. Parámetros de rigidez Para determinar los parámetros de rigidez se ha utilizado la correlación de Seed & Idriss (1983) que se presenta en la ecuación ( 5.1 ).

𝐺𝑜 = 1000 ∙ 𝐾2 ∙ (𝜍′𝑜 )0.5 (𝑝𝑠𝑓) 𝜍′𝑜 =

𝜍′ 1 + 𝜍′ 2 + 𝜍′ 3 (𝑝𝑠𝑓) 3

𝐾2 = 20 ∙ [ 𝑁1

1/3 60 ]

( 5.1 ) ( 5.2 )

( 5.3 )

, donde 𝜍 ′ 𝑜 : Tensión media efectiva de confinamiento 𝑁1 60 : Índice de penetración estándar corregido por confinamiento y al 60% de la energía teórica de caída libre.

169

A fin de probar la correlación en los suelos de Concepción, se utilizó esta correlación con los datos de índice de penetración estándar del SPC. Luego, con el módulo de corte (Go) en profundidad, se calculó la velocidad de onda de corte asociada, por medio de las relaciones de elasticidad presentadas en las ecuación ( 5.4).

𝑉𝑠 =

( 5.4 )

𝐺𝑜 𝜌

La Figura N° 5.28(a) presenta el perfil de ondas de corte para las velocidades correlacionadas por Poblete (1967), Vs del ensayo sísmico Downhole del SPC y el resultado de acuerdo a la correlación de Seed & Idriss. En vista de que los resultados de la correlación de Seed & Idriss se son bastante similares a los otros dos perfiles de Vs de Concepción, es factible usar esta correlación como base para caracterizar el suelo. Vs [m/s] 100

200

300

400

500

0

600

0

0

10

10

20

20

Profundidad [m]

Profundidad [m]

0

Vs [m/s]

30

40

200

300

400

500

600

30

40

50

50

60

60

Vs Downhole SPC

100

Vs correlación Seed & Idriss (1983)

Vs correlación Poblete (1967)

Vs* Ec (6.5) y (6.6)

Vs correlación Seed & Idriss (1983) (a)

(b)

Figura N° 5.28: Perfil de velocidades de onda de corte. (a) Vs Downhole SPC, correlación Poblete (1967) y correlación Seed & Idriss (1983). (b) correlación Seed & Idriss (1983) y Vs* Ec ((6.5) y (6.6).

170

Por otra parte, se determinó una relación matemática simple que representara los resultados de Seed & Idriss. El gráfico de la derecha de la Figura N° 5.28(b) presenta la velocidad Vs*, cuya expresión se presentan en las ecuaciones ( 5.5) y ( 5.6).

𝑉𝑠 = 100 2 𝑧 𝑝𝑎𝑟𝑎 𝑁1 > 30 𝑔/𝑝

( 5.5 )

𝑉𝑠 = 50 2 𝑧 𝑝𝑎𝑟𝑎 𝑁1 < 30 𝑔/𝑝

( 5.6 )

Finalmente se han usado estas expresiones para caracterizar el subsuelo en los primeros 40 m bajo la superficie.

5.7. Análisis de licuefacción 5.7.1. Generalidades Con el fin de evaluar la posible licuefacción (movilidad cíclica) en el suelo de fundación del puente JPII, se ha realizado un modelo numérico, que compara la solicitación de corte cíclica con la resistencia de corte cíclica del suelo.

5.7.2. Diseño y calibración de modelo numérico Con el objeto de determinar qué sismo en roca utilizar, tal que tenga un comportamiento similar a la respuesta sísmica en superficie del suelo de Concepción, se realizó un análisis unidimensional de propagación de ondas de corte mediante el método lineal equivalente implementado en el software EERA. Se inició con la definición del perfil estratigráfico y su respectivo perfil de velocidades de onda de corte hasta la roca (sección 5.5.4). Luego, se determinaron las curvas de degradación del módulo de corte y curvas de razón de amortiguamiento para los suelos encontrados. Finalmente, con estas herramientas se evaluó el comportamiento sísmico en superficie de diferentes registros sísmicos obtenidos en roca.

171

5.7.2.1. Curvas de degradación Una vez obtenido el perfil de velocidades de onda de corte (sección 5.5.4), se recurrió a la literatura y a un análisis de las características de los suelos de Concepción, para encontrar las curvas de degradación de módulo de corte y razón de amortiguamiento representativas del tipo de suelo. Inicialmente se clasificó la estratigrafía hasta la roca estimada gracias al SPC, en 4 tipos de suelos, estos son: limos ML, limos MH, arenas y gravas. Dependiendo de la plasticidad se identificaron dos tipos de limos, el primero presentó nula a baja plasticidad, y el segundo media a alta plasticidad. Para ello se recurrió a la literatura y se utilizaron las curvas de degradación para finos de Vucetic y Dobri (1988), las cuales dependen del índice de plasticidad. Para los limos de baja plasticidad se usó la curva con índice de plasticidad IP igual a 15, y para los limos de media a alta plasticidad se usó la curva con índice de plasticidad IP igual a 30. Con respecto a las arenas, se utilizaron las curvas de Seed & Idriss (1970) para la curva de degradación, y la curva de Idriss (1990) para la curva de amortiguamiento. Cabe mencionar que las curvas de los limos de IP igual a 15 son muy similares a las curvas de las arenas de Seed & Idriss (1990). Para las gravas se utilizaron las curvas del promedio de la banda entregada por Rollins (1990). La Figura N° 5.29 presenta las curvas de degradación y amortiguamiento adoptadas.

1

30

25 0.8 0.7

Arenas: G/Go Seed & Idriss 1970 y D% Idriss 1990 Limos: Fines Vucetic y Dobri PI 15

G/Go

0.6

20

0.5

15 Limos: Fines Vucetic y Dobri PI 30

0.4

Gravas: (Mean) Rollins 1978

0.3

10

0.2 5 0.1 0 0.0001

0 0.001

0.01

0.1

1

10

Deformación angular, γ% Figura N° 5.29: Curvas de Degradación y amortiguamiento.

172

Razón de amortoguamiento, D%

0.9

5.7.2.2. Sismo utilizado Para estimar el registro más representativo, se utilizó el método Lineal Equivalente implementado en el software EERA con las curvas de degradación de módulo de corte y variación de la Razón de amortiguamiento presentadas en el acápite 5.7.2.1. Se utilizaron cuatro registros sísmicos obtenidos en roca. Estos corresponden a: i) Cerro El Roble; ii) Universidad Técnico Federico Santa María (UTFSM); iii) Cerro Santa Lucía; y iv) Convento Viejo, todos pertenecientes al 27-02-2010. La Tabla N° 5.4 presenta las aceleraciones máximas obtenidas en cada registro, además la Figura N° 5.30 presenta la ubicación de cada uno. Por otra parte, la información disponible indica que en el área de Concepción el 27–022010 se registró en el acelerómetro ubicado en el Colegio Inmaculada Concepción, una aceleración horizontal máxima de 0.40 g para la componente longitudinal y 0.29 g para la componente transversal. La Figura N° 5.31 presenta el registro de aceleración de mayor PGA obtenido en el Colegio Inmaculada Concepción, ubicado en el centro de la ciudad y su respectivo espectro de aceleración. De acuerdo a la información del párrafo anterior, se ha escalado cada registro obtenido en roca tal que en superficie de un terreno rígido entregara la aceleración máxima horizontal 0.40 g. Luego se analizaron los espectros de aceleración y de Fourier de la respuesta en superficie.

173

El Roble: a NS=0.18g a EW=0.13g

UTFSM: a NS=0.14g a EW=0.30g

Santa Lucía: a NS=0.22g a EW=0.32g

Convento Viejo: a NS=0.19g a EW=0.15g

Concepción

Figura N° 5.30: Ubicación de registros del terremoto de 2010.

Figura N° 5.31: Registro de aceleración y espectro de aceleración (Colegio Inmaculada Concepción).

174

Tabla N° 5.4: Aceleraciones máximas sismos en roca.

Sismo en roca El Roble UTFSM Santa Lucía Convento Viejo

Aceleración máxima NS [g] 0.18(*) 0.14 0.22 0.19(*)

Aceleración máxima EW [g] 0.13 0.30(*) 0.32(*) 0.15

(*) Componente que se utilizó.

Desde la Figura N° 5.32 a la Figura N° 5.35 se presentan los espectros de respuesta y espectros de Fourier de los cuatro registros utilizados. Cada Figura presenta en línea roja el espectro obtenido y en línea negra el espectro del registro de Concepción.

(a) (b) Figura N° 5.32: Respuesta de sitio SPC al registro de Convento viejo (a) Espectro de respuesta. (b) Espectro de Fourier.

(a) (b) Figura N° 5.33: Respuesta de sitio SPC al registro de El Roble (a) Espectro de respuesta. (b) Espectro de Fourier.

El comportamiento del registro Cerro el Roble, difiere significativamente del registrado en Concepción, por lo tanto se descartó su uso en el modelo numérico. El 175

comportamiento del registro Cerro Santa Lucía también ha sido descartado por un comportamiento que difiere al de Concepción.

(a) (b) Figura N° 5.34: Respuesta de sitio SPC al registro de Santa Lucía (a) Espectro de respuesta. (b) Espectro de Fourier.

(a) (b) Figura N° 5.35: Respuesta de sitio SPC al registro de UTFSM (a) Espectro de respuesta. (b) Espectro de Fourier.

Es interesante observar el parecido del espectro aceleraciones de Concepción con el escalado para UTFSM, no obstante, al probarlo en el modelo numérico, no fue posible alcanzar el peak de aceleración del modelo equivalente de EERA. Se estima que esto se debió a que el peak de aceleración calculado con EERA es considerablemente aislado. La Tabla N° 5.5 presenta las aceleraciones máximas escaladas en roca y su respectiva respuesta en superficie.

176

Tabla N° 5.5: Aceleraciones base y superficie de sismos en roca.

Sismo en roca El Roble UTFSM Santa Lucia Convento Viejo

Aceleración base [g] 0.30 0.45 0.35 0.40

Aceleración superficie [g] 0.41 0.39 0.41 0.40

Finalmente en base a los antecedentes presentados en el análisis anterior, se decidió utilizar el registro de aceleraciones de Convento Viejo. La Figura N° 5.36 presenta el registro de aceleraciones finales.

Figura N° 5.36: Registro de aceleraciones Convento Viejo escalado a 0.40 g.

5.7.2.3. Modelo de elementos finitos Para validar el análisis unidimensional de propagación de ondas de corte realizado en EERA, se realizó el mismo ejercicio presentado en el punto 5.7.2.2, en el programa que finalmente se utilizó. Para esto se usó la estratigrafía de Concepción hasta la roca con las curvas de degradación de módulo de corte y de amortiguamiento de Rayleigh implementado en Plaxis. El detalle de la estratigrafía se expone en la Tabla N° 5.6, utilizando el modelo constitutivo Mohr Coulomb y las características de resistencia al corte presentadas en la Tabla N° 5.3. Se ha utilizado una razón de ancho: alto del modelo de 6:1, para evitar problemas de condiciones de borde. La Figura N° 5.37 presenta la malla de elementos finitos del modelo numérico. Para optimizar la configuración del modelo, y hacerlo más eficiente, se ha densificado la malla en el centro del modelo. Además, de esta forma, se asegura la transferencia de señal por cada elemento.

177

0.41g

0.39g Figura N° 5.37: Modelo numérico plaxis.

La Figura N° 5.38(a) presenta el historial de aceleraciones en la base y la Figura N° 5.38(b) en superficie. 0.5

0.39g

0.4

0.4

0.3

0.3

Aceleración [g]

Aceleración [g]

0.5

0.2 0.1 0 -0.1 -0.2

0.41g

0.2 0.1 0 -0.1 -0.2 -0.3

-0.3

-0.4 -0.5

-0.4 0

50

100

150

200

0

50

100

150

Tiempo [s]

Tiempo [s]

(a) (b) Figura N° 5.38: (a) Historial de aceleraciones en la base modelo JPII. (b) Historial de aceleraciones en superficie modelo JPII

El modelo se calibró mediante el modelo lineal equivalente, vale decir, se utilizó un punto de control en los 22 suelos presentes. Se midió la deformación angular máxima y con ella se recurrió a las curvas de degradación del módulo de corte, iterando hasta converger a una razón fija. Referente al amortiguamiento, se usó Rayleigh con un valor máximo de 4% para la mayoría de suelos. La Tabla N° 5.6 presenta los resultados finales de las iteraciones para la degradación del módulo de corte y el amortiguamiento de Rayleigh (α y β). Por otra parte, la Figura N° 5.39 presenta los resultados de espectro de aceleración y Fourier en superficie.

178

(a) (b) Figura N° 5.39: (a) Espectro de aceleración. (b) Espectro de Fourier.

Tabla N° 5.6: Resultados calibración sismo Convento Viejo en Plaxis.

Rayleigh, α

Rayleigh, β

Vs[m/s]

Go 2 [ton/m ]

Densidad saturada 2 [ton/m ]

Suelo

Cota [m]

G/Go

Amortiguamiento de Rayleigh

1

Arena

0

0.75

2%

0.044

0.009

190

7367

2

2

Arena

5

0.44

4%

0.088

0.018

210

9000

2

3

Limo

10

0.4

4%

0.088

0.018

240

10580

1.8

4

12

0.18

4%

0.088

0.018

240

11755

2

25

0.3

4%

0.088

0.018

200

7347

1.8

6

Arena Limo MH Arena

27

0.16

4%

0.088

0.018

260

13796

2

7

Limo

32

0.2

4%

0.088

0.018

260

12416

1.8

8

Arena

33

0.14

4%

0.088

0.018

260

13796

2

9

Limo

34

0.14

4%

0.088

0.018

240

10580

1.8

10

Limo

37

0.14

4%

0.088

0.018

260

12416

1.8

11

Arena

40

0.12

4%

0.088

0.018

260

13796

2

12

Limo

43

0.14

4%

0.088

0.018

260

12416

1.8

13

Arena

48

0.18

4%

0.088

0.018

310

19612

2

14

Limo

56

0.33

4%

0.088

0.018

400

29388

1.8

15

Arena

63

0.32

4%

0.088

0.018

400

32653

2

16

65

0.33

4%

0.088

0.018

400

29388

1.8

73

0.56

4%

0.088

0.018

400

29388

1.8

18

Limo Limo MH Limo

85

0.28

4%

0.088

0.018

400

29388

1.8

19

Arena

88

0.2

4%

0.088

0.018

400

32653

2

5

17

20

Limo

91

0.33

4%

0.088

0.018

450

37194

1.8

21

Arena

101

0.28

4%

0.088

0.018

450

41327

2

22

Grava

107 -133

0.2

4%

0.088

0.018

500

53571

2.1

179

5.7.3. Análisis de licuefacción Se realizaron 5 perfiles mediante el programa de elementos finitos Plaxis, los cuales pertenecen a la ubicación de los siguientes sondajes:     

Perfil P1: S15 y S16. Perfil P2: S10, S1, S11 y S12. Perfil P3: S8, S2 y S9. Perfil P4: S6, S3 y S7. Perfil P5: S5, S4, S13 y S14.

ES C2 C4 C6 C8 C10 C12 C14 C16 C18 C20 C22 C24 C26 C28 C30 C32 C34 C36 C38 C40 C42 C44 C46 C48 C50 C52 C54 C56 C58 C60 C62 C64 C66 C68 EN

Cepas 0.0 20.0

Asentamiento [cm]

40.0 60.0

80.0

Perfil Long. Derecho

100.0

Perfil Long. Izquierdo

120.0

Perfil Long. Central

140.0

Sondaje No.

160.0 Perfil 1

Perfil 3

Perfil 2

Perfil 4

Perfil 5

S5 S4 S13 S14

S6 S3 S7

Sondajes

S8 S2 S9

S10 S1 S11 S12

S15 S16

180.0

Figura N° 5.40: Perfiles modelados con respecto a las asentamientos.

Sobre la base de la calibración presentada en el acápite anterior, se efectuaron cinco modelos numéricos independientes. En cada uno de ellos se construyó la estratigrafía correspondiente a los primeros 40 m de profundidad que se obtuvo de los sondajes post terremoto. Esta estratigrafía es exactamente la presentada en el modelo de la Figura N° 5.27. Desde los 40 m de profundidad se respetó la estratigrafía del modelo estratigráfico de la ciudad de Concepción, es decir, la estratigrafía que se utilizó para calibrar el modelo. La Figura N° 5.41 presenta un ejemplo de uno de los cinco perfiles modelados. Se presenta la malla de elementos finitos completa, hasta los 134 m de profundidad y con un ancho de 900 m. Desde la Figura N° 5.42 a la Figura N° 5.46 se presenta un acercamiento de las zonas de interés modelada para cada perfil, es decir sólo la parte de la malla correspondiente a los primeros 40 m de profundidad con la estratigrafía en base a los sondajes.

180

Figura N° 5.41: Malla de elementos finitos de Perfil 2 completa.

A continuación se presentan un acercamiento de los 5 perfiles desarrollados en elementos finitos.

Sondaje 15

Sondaje 16

Figura N° 5.42: Perfil P1.

Sondaje 12

Sondaje 10

Sondaje 11

Sondaje 1 Figura N° 5.43: Perfil P2.

Sondaje 8

Sondaje 9

Sondaje 2 Figura N° 5.44: Perfil P3.

181

Sondaje 7

Sondaje 6

Sondaje 3 Figura N° 5.45: Perfil P4.

Sondaje 5

Sondaje 14

Sondaje 4

Sondaje 13 Figura N° 5.46: Perfil P5.

Se utilizaron puntos de control en cada uno de los sondajes, a cada ubicación correspondiente a una medición de SPT. De esta forma, se registraron las variables de deformación y tensión de cada profundidad. Como se ha mencionado con anterioridad, el objetivo del modelo es comparar la resistencia de corte cíclica con la solicitación de corte cíclica. La resistencia se ha obtenido por medio del método simplificado de Seed, vale decir, es función del valor del índice de penetración. Por otra parte, la solicitación se obtiene en función de la tensión de corte registrado en el modelo numérico.

5.7.3.1. Resistencia cíclica La resistencia cíclica para arenas limpias (clean sand) en un terremoto de 7.5 magnitud Richter se adquiere de acuerdo ecuación ( 2.9). Frente al tema del contenido de finos, se debe mencionar que se han evaluado no sólo las arenas con algún porcentaje de finos, sino también los suelos finos clasificados como limos o limos arcillosos que cumplen el criterio recomendado por la Seed et al (2003), cuyo criterios se exponen en el gráfico izquierdo de la Figura N° 5.47, los cuales corresponde a LL < 37, IP > 12 y w>0.88 (LL) para suelos potencialmente licuables. Por otro lado, el gráfico derecho de la Figura N° 5.47 presenta la carta de plasticidad de los suelos del puente JPII que cumplen con los criterios recomendados, la zona roja representa el área de suelos potencialmente licuables. 182

Carta de Plasticidad

60

Índice de plasticidad, [%]

50 40

CH

30

CL

20

CL-ML

MH u OH

10

ML u OL

0

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

Límite líquido , [%] S-2 M3 (8.55-10) S-10 M4 (10.55-13) S-4 M5 (16-20.45) S-11 M4 (15.55-16) S-7 M3 (10-12.45) S-11 M11 (33.55-35)

S-3 M4 (13-13.45) S-10 M10 (40-40.45) S-5 M4 (12-19.45) S-6 M6 (24-32.45) S-8 M3 (12.55-18)

S-8 M2 (11.55-12) S-2 M7 (24.55-40) S-6 M4 (15-15.45) S-6 M7 (33-36.45) S-8 M11 (39.55-40)

Figura N° 5.47: Gráfico izquierdo: Recomendación sobre evaluación de suelos licuables (Seed et al, 2003). Gráfico derecho: Carta de plasticidad de suelos pertenecientes a suelos de fundación de JPII.

Retomando la expresión de resistencia cíclica, corregido el índice de penetración estándar por contenido de finos y confinamiento, es posible calcular la resistencia cíclica para arenas limpias para un terremoto 7.5 Richter: En vista que el terremoto del 27F fue 8,8 Richter, se debe recurrir a una corrección de magnitud. Cabe señalar que hay diversos autores, de quienes es posible obtener un rango para el factor, el cual está entre 0.5 y 0.86, siendo 0.5 el más desfavorable. La Figura N° 2.25 presenta curvas de factores de magnitud de varios investigadores (Youd et al, 2001). El rango de MSF corresponde a [0.5 – 0.86] y de este se utilizó el valor de 0.8, porque se estimó que dicho valor entregaba el mejor compromiso entre un factor relativamente conservador. Finalmente la expresión para la resistencia cíclica se presenta en la ecuación ( 5.7) 𝐶𝑅𝑅8.8 = 𝑀𝑆𝐹 ∙ 𝐶𝑅𝑅7.5

( 5.7 )

5.7.3.2. Razón de Tensiones Cíclicas Solicitante (CSR) Para calcular la solicitación cíclica, inicialmente se debe obtener la tensión de corte sísmica que se ha registrado en cada punto de control. En cuanto que la tensión de corte cíclica resulta de la diferencia de la tensión de corte sísmica (𝜁𝑠𝑖𝑠 ) con la tensión de corte estática (𝜁𝑒𝑠𝑡 ) (ecuación ( 5.8)). Finalmente, la razón de solicitación cíclica (CSR), se obtiene al dividir esta diferencia por la tensión efectiva de confinamiento (𝜍 ′ 𝑣𝑜 ) (ecuación ( 5.9)).

183

𝜏𝑐𝑖𝑐 = 𝜏𝑠𝑖𝑠 − 𝜏𝑒𝑠𝑡 𝜏𝑐𝑖𝑐 𝐶𝑆𝑅 = ( ′ )𝑚𝑎𝑥 𝜍 𝑣𝑜

( 5.8 ) ( 5.9 )

5.7.3.3. Resultados de suelos licuables Se calculó el factor de seguridad a la licuefacción como el cociente de la resistencia cíclica y la razón de tensiones cíclicas solicitante (ecuación ( 5.10)).

𝐹𝑆 =

𝑅𝑒𝑠𝑖𝑠𝑡𝑒𝑛𝑐𝑖𝑎 𝑐í𝑐𝑙𝑖𝑐𝑎 𝐶𝑅𝑅8.8 = 𝜏 𝑅𝑎𝑧ó𝑛 𝑑𝑒 𝑇𝑒𝑛𝑠𝑖𝑜𝑛𝑒𝑠 𝑐í𝑐𝑙𝑖𝑐𝑎𝑠 𝑠𝑜𝑙𝑖𝑐𝑖𝑡𝑎𝑛𝑡𝑒 ( 𝑐𝑖𝑐 𝜍 ′ 𝑣𝑜 )𝑚𝑎𝑥

( 5.10 )

Desde la Figura N° 5.48 hasta la Figura N° 5.52, se presenta en color verde el espesor de los estratos licuables.

Figura N° 5.48: Resultados estratos licuables sondajes S15, S16 y S10.

184

Figura N° 5.49: Resultados estratos licuables sondajes S10, S1, S11 y S12.

Figura N° 5.50: Resultados estratos licuables sondajes S8, S2 y S9.

185

Figura N° 5.51: Resultados estratos licuables sondajes S6, S3 y S7.

Figura N° 5.52: Resultados estratos licuables sondajes S5, S4, S13 y S14.

5.7.3.4. Análisis estadístico (N1)60 SPT licuables Frente al universo de estratos licuables pertenecientes al suelo de fundación del puente JPII, se realizó un histograma del valor de (N1)60 que ha resultado licuable (Figura N° 5.53). A partir de ello se estimó que el 90% de los valores de (N1)60 SPT son menores a 25 g/p.

186

Frecuencia % acumulado

Histograma

60

100% 90%

Frecuencia

50

80% 70%

40

60% 30

50% 40%

20

30%

20%

10

10% 0

0% 5

10

15

20

25

30

Clase (N1)60 Figura N° 5.53: Histograma suelos licuables.

También se realizó el mismo análisis sólo a los suelos finos limosos que resultaron licuables, cuyo valor del 90% de estratos licuables es alrededor de (N1)60 19 g/p. La Figura N° 5.54 presenta el histograma de los suelos finos licuables. Frecuencia % acumulado

Histograma

40

100%

35

90% 80%

Frecuencia

30

70%

25

60%

20

50%

15

40% 30%

10

20%

5

10%

0

0% 5

10

15

20

21

Clase (N1)60 Figura N° 5.54: Histograma limos licuables.

De estos datos es posible confirmar que el terreno de fundación del puente JPII efectivamente sufrió licuefacción en una cantidad importante de subestratos.

187

5.8. Asentamientos post licuefacción 5.8.1. Asentamientos en campo libre (Ishihara & Yoshimine, 1992). Para comparar los asentamientos registrados bajo las cepas del puente JPII se recurrió a métodos descritos en la literatura. Es importante mencionar que existen dos tipos de posibles asentamientos: los que se originan en campo libre y los que se generan con algún tipo de carga sobre los estratos licuables. De acuerdo a lo expresado por Ishihara & Yoshimine (1992) es posible estimar los asentamientos en campo libre en depósitos de arenas tras la licuefacción durante terremotos. Los parámetros que controlan el asentamiento son el Factor de Seguridad y la densidad relativa de cada estrato licuable. En este caso el Factor de Seguridad se obtuvo a partir modelo numérico y la densidad relativa se estimó de acuerdo a correlaciones en base al (N1)60 SPT. De acuerdo a Skempton, 1986 se tiene la relación presentada en la ecuación ( 5.11).

𝑁 = 𝑎 + 𝑏𝜍′𝑣 𝐷𝑟 2

( 5.11 )

Para 𝜍′𝑣 = 1𝑘𝑔/𝑐𝑚2 la relación resulta de acuerdo a la ecuación ( 5.12).

(𝑁1 )60 = 𝐶𝐷 𝐷𝑟 2

( 5.12 )

Donde 𝐶𝐷 varía entre 33 y 84. Para las arenas del Bío Bío se estimó que la constante más adecuada es igual a 84, vale decir, la relación final es igual a la ecuación ( 5.13).

𝐷𝑟 % =

(𝑁1 )60 84

( 5.13 )

En síntesis, con ambas variables y el gráfico de la Figura N° 2.28 se establece la deformación volumétrica, por ende el asentamiento de cada estrato licuable. Los resultados para cada sondaje se presentan en la Figura N° 5.55. Junto a cada se sondaje muestran los estratos licuables y sobre ellos el asentamiento volumétrico que aporta cada estrato. Además, en la parte inferior derecha de cada gráfico se presenta el asentamiento real, 𝜌 [𝑐𝑚], de cada cepa y en la parte inferior izquierda, se presenta la sumatoria de asentamientos volumétricos desde la punta del pilote hasta los 40 m de 188

profundidad (Σ[𝑐𝑚]). Los sondajes se han ordenado de acuerdo a la menor distancia entre la punta del pilote y el primer estrato licuable.

S14

S5

FACTOR DE SEGURIDAD 0

0.5

1

1.5

0

S2

FACTOR DE SEGURIDAD

2

0

0.5

1

1.5

0

0

8.0cm

FACTOR DE SEGURIDAD

2

0

0.5

1

1.5

2

0

0

0

5

5

5

10

12.6cm 5

5

10

10

10

3.1cm

10

10

15

15

15

2.7cm

15

15

5

24.2cm

2B

20

20

3B

18.8cm

4B

25

25

2B

20

25

5B

20

3B

14.7cm

4B

3.4cm

25

15 1B

3.1cm

20

30

35

35

40

40

20

3B 4B

25

25

5B

6B

30

30

35

35

40

40

6B

30

18.2cm

3.1cm

35

30

8.3cm

2B

5B

6B

30

3.1cm

1B

Profundidad

13.6cm

1B

Profundidad

Profundidad

7.3cm

6.6cm

35

3.1cm

=45cm 0 FS

50 % Finos Finos

=32cm

3.1cm

40

0

100

ρ=168cm

FS

=26cm

3.9cm 50 % Finos

Finos

100

ρ=50cm

40 0

FS

50 % Finos Finos

Figura N° 5.55: Resultados de asentamientos por licuefacción en campo libre.

189

100

ρ=88cm

S9

S4

FACTOR DE SEGURIDAD 0

0.5

1

1.5

0

2

0

0

0.5

1

1.5

FACTOR DE SEGURIDAD 0

2

0

13.1cm

0.5

1

0

5

5

5

5

5

10

10

15

15

3.9cm

10

10

10

15

15

Profundidad

20

3B

2.7cm

4B

25

1B

3.4cm

2B

20

20

3B 4B

25

25

7.3cm

Profundidad

3.1cm

2B

Profundidad

3.4cm 15

20

2

0

6.9cm

7.4cm

1B

1.5

0

11.5cm

5

10

S15

FACTOR DE SEGURIDAD

15 1B

8.0cm 2B

20

25

5B

5B

5B

7.3cm

4B

25

25

20

3B

15cm 6B

30

10.9cm

30

35

35

6B

30

30

35

35

6B

30

3.0cm

6.9cm

35

30

35

3.1cm 40

40

40 0

FS

50 % Finos

ρ=47cm

0.5

1

1.5

FS

0.5

1

ρ=104cm

1.5

FS

50 % Finos

0.5

1

2 0

2.71cm

5

5

1.5

0

8.8cm

5

ρ=11cm

FACTOR DE SEGURIDAD 0

0

7.8cm

100

Finos

S1 2

0

0

40 0

100

FACTOR DE SEGURIDAD 0

2

0

50 % Finos Finos

S13

FACTOR DE SEGURIDAD 0

40

40 0

100

Finos

S3

12.2cm

=46cm

=6.5cm

=24cm

5

5

3.1cm

5

6.9cm 10

10

10

10

10

15

15

15

15

10

1B

3.9cm

2B

20

20

3.1cm 3B 4B

25

25

5B

35

25

25

4B

30

35

35

40

40

3.1cm

ρ=81cm

FS

20

3B 4B

25

3.1cm

25

5B

6B

0

3.1cm

2B

20

23.5cm 30

30

35

35

40

40

3.1cm

100

15

1B

3.9cm

6B

30

35

6.2cm

=43cm 50 % Finos

Finos

3B

30

=45cm 40

FS

20

16.2cm

2B

5B

16.0cm

0

20

21.7cm

6B

30

1B

Profundidad

Profundidad

15

Profundidad

3.4cm

=16cm 50 % Finos

Finos

100

ρ=48cm

40 0

FS

50 % Finos Finos

100

ρ=56cm

Figura N° 5.55 : Resultados de asentamientos por licuefacción en campo libre (continuación).

190

S11

S16

FACTOR DE SEGURIDAD 0

0.5

1

1.5

0

S7

FACTOR DE SEGURIDAD 0

2

0.5

1

1.5

0

0

FACTOR DE SEGURIDAD

2

0

0

0.5

1

1.5

2

0

0

8.3cm

10.9cm 5

5

5

5

5

10

10

15

15

5

3.9cm 2.7cm

10

10

10

15

15

3.0cm

10

16.2cm

Profundidad

1B

8.3cm

2B

20

20

3B 4B

25

25

2B

20

20

6.9cm

3B 4B

25

3.9cm

5B

25

15 1B 2B

20

35

30

30

35

35

20

3B

15.9cm

4B

25

5B

6B

30

1B

Profundidad

6.9cm

15

Profundidad

3.4cm

25

5B

11.7cm

6B

30

30

35

35

6B

15.8cm 40

40

FS

50 % Finos

S12

0.5

1

FS

4.4cm

35

0.5

1

40

1.5

40 0

ρ=18cm

FS

50 % Finos

100

ρ=72cm

Finos

S6

FACTOR DE SEGURIDAD 0

2

0

0

=39cm

40 100

FACTOR DE SEGURIDAD 0

2

0

50 % Finos Finos

S10

1.5

3.9cm

0

ρ=14cm

FACTOR DE SEGURIDAD 0

=22cm

40

100

Finos

30

3.4cm

=28cm 0

15.1cm

0.5

1

1.5

2

0

0

0

12.6cm

10.9cm 9.6cm 5

5

5

5

5

5

2.7cm 10

10

10

10

10

15

15

10

3.9cm

1B 2B

20

20

3.9cm 3B

30

1B 2B

20

25

20

3B

3.4cm

4B

25

Profundidad

Profundidad

15

15

7.3cm

25

2B

20

5B

6B

6B

6B

35

35

30

30

35

35

3.1cm

4B

25

5B

30

20

3B

5B

30

15

1B

10.3cm

4B

25

Profundidad

3.1cm 15

25

24.8cm 30

3.1cm 35

3.4cm

35

2.7cm

=14cm

=10cm 40

40 0

FS

50 % Finos Finos

40

ρ=23cm

40 0

100 FS

50 % Finos Finos

=31cm 40

100

ρ=40cm

40 0

FS

50 % Finos Finos

100

ρ=47cm

Figura N° 5.55 : Resultados de asentamientos por licuefacción en campo libre (continuación).

191

La Figura N° 5.56 presenta los asentamientos totales calculados como campo libre bajo cada pila, hasta los 40 m de profundidad, versus los asentamientos medidos. De estos resultados es posible indicar que el método subestima los asentamientos observados. Esta situación se atribuye a que con estados de carga los asentamientos son mayores. Asentamientos estimados totales bajo pila

Asentamientos calculados [cm]

180 160 140 120 100 80 60 40 20

0 0

20 40 60 80 100 120 140 160 180 Asentamientos medidos [cm]

Figura N° 5.56: Asentamientos por licuefacción medidos y calculados de acuerdo a Ishihara & Yoshimine (1992).

5.8.2. Asentamientos bajo fundaciones En la actualidad no se tienen metodologías certeras que puedan estimar este tipo de asentamientos. Investigaciones recientes (ej. Bray,2012) han estipulado que los asentamientos dependen de varios factores, tales como: ancho de la estructura, presión de contacto de la fundación, espesor de la capa licuable, características del suelo (DR, OCR, permeabilidad) y las características del sismo. Aun así, se estiman los asentamientos de acuerdo a observaciones de estructuras en terremotos pasados. El gráfico de la Figura N° 5.57 presenta datos de asentamientos de estructuras en el terremoto de Niigata 1964 y el terremoto de Luzon Philippines en 1990 (Liu and Dobry, 1997). Este gráfico establece una banda de posibles asentamientos dependiendo del ancho de fundación o estructura y el espesor de la capa licuable.

192

Figura N° 5.57: Asentamientos por licuefacción en bajo edificios en los terremotos de Niigata 1964 y terremoto de Luzon Philippines 1990 (Liu and Dobry, 1997).

Se calcularon los asentamientos de cada pila de acuerdo a Liu and Dobry, 1997, cuyos resultados se procesaron hasta una profundidad de 4B y con respecto a la banda superior y el promedio del gráfico. La Figura N° 5.58 presenta los resultados obtenidos. Se observa que la utilización de los datos de Liu and Dobry (1997) (curva superior y promedio), no reproducen los asentamientos medidos.

Asentamientos medidos y calculados hasta 4B por gráfico Liu y Dobry 1997

300

Asentamientos calculados

250

200 150 Banda superior

100

Banda Promedio 50

0 0

50

100

150

200

250

300

Asentamientos medidos

Figura N° 5.58: Asentamientos calculados por gráfico Liu & Dobry 1997 con respecto a banda superior y promedio versus asentamientos medidos.

193

5.9. Métodos propuestos para estimar asentamientos post licuefacción. De acuerdo a los resultados de los lentes licuables, más los resultados de los asentamientos en cada cepa, se realizó un análisis tal que logre explicar el nivel de asentamiento de acuerdo a cada perfil. Se estudió el comportamiento de las siguientes variables: I.

Porcentaje de terreno NO licuable en la zona desde la cabeza del pilote hasta la base de este (Figura N° 5.59). Se observó que esta no corresponde a una variable trascendental, sino que existe una ligera tendencia en aquellas pilas que experimentaron un bajo porcentaje de superficie no licuable (a menos un 50%) y que tendieron a tener mayores asentamientos. Este resultado se atribuye a que en estas zonas disminuye la fuerza de roce que permitía que la pila no descendiera. % de pila No Licuable 100 90

% Pilote No Licuable

80 70

60 50 40 30 20 10 0 0

50

100 Asentamiento

150

200

Figura N° 5.59: Porcentaje de terreno No licuable en la zona desde la cabeza del pilote hasta la base.

II.

Distancia hacia el estrato licuable con respecto a base de la pila.

III.

Porcentaje de suelo licuable con respecto al punto de referencia de base de la pila.

IV.

Deformación angular, traducida en el Factor de Seguridad resultante contra la licuefacción.

V.

Espesor del estrato licuable.

194

5.10. Método sumatorio subestratos licuables Cada estrato licuable (conforme a sección 5.7.3.3) siguientes variables:    

Se define la base de la pila como punto de referencia (16 m de profundidad para puente JPII). Se define ei: espesor estrato licuable (Figura N° 5.60). Se define Li: distancia desde base de pila hasta final de estrato licuable (Figura N° 5.60). Se calcula: 𝜆𝑖 que representa el porcentaje de suelo licuable. 𝜆𝑖 =



se valoriza de acuerdo a las

𝑒𝑖 𝐿𝑖

Se utiliza el Factor de Seguridad promedio 𝐹𝑆i del estrato licuable. PILA

z=0

1B

Estrato licuable i-1

2B

L

3B

e

Estrato licuablei

4B

Figura N° 5.60: Definición de variables método sumatorio subestratos licuables.

Finalmente se calcula el factor F como sigue: 𝑛

𝐹=

𝑛

𝜆𝑖 ∙ 𝑒𝑖 ∙ (1 − 𝐹𝑆𝑖 ) = 𝑖=1

𝑖=1

𝑒𝑖 2 𝐿𝑖

Donde n es el número de estratos licuables hasta 4B. El siguiente método se basa en los siguientes puntos: 195

∙ (1 − 𝐹𝑆𝑖 )



Se valoriza la distancia hacia los estratos licuables. Mientras más cerca, mayor valor de F, por el contrario va perdiendo importancia a medida que se aleja. El valor del Factor de Seguridad da importancia a la deformación angular generada en el momento de mayor solicitación cíclica. El factor F depende fuertemente del espesor del estrato, mientras mayor sea e i, aumenta cuadráticamente el factor F.

 

La Figura N° 5.61 presenta este Factor F calculado desde una distancia de 1B hasta 6B, con el fin de encontrar el rango en el que producen efectos los estratos licuables. 3.50

3.50

1B

3.00

2B

3.00 2.50

2.00

2.00

F

F

2.50

1.50

1.50

1.00

1.00

0.50

0.50

y = 0.0055x + 0.222 R² = 0.1141

0.00

y = 0.003x + 0.5596 R² = 0.0289

0.00

0

3.50

50

100 150 Asentamiento pila [m]

200

0

100

150

200

Asentamiento pila [cm]

3.50

3B

3.00

50

4B

3.00 2.50

2.00

2.00

F

F

2.50

1.50

1.50

1.00

1.00

0.50

0.50

y = 0.0086x + 0.4013 R² = 0.1475

0.00 0

50

100

150

y = 0.0193x - 0.0573 R² = 0.7797

0.00 0

200

50

100

150

200

Asentamiento pila [cm]

Asentamiento pila [cm]

3.50

6B

3.00 2.50

F

2.00

1.50 1.00 0.50

y = 0.0129x + 0.6077 R² = 0.2866

0.00 0

50

100

150

200

Asentamiento pila [cm]

Figura N° 5.61: Método sumatorio subestratos licuables.

De acuerdo a los resultados presentados en la Figura N° 5.61, es factible proponer que la distancia límite para calcular F, es hasta 4B. A modo de conclusión, si bien esta relación es empírica, se trata de calcular el Factor F y analizar hasta 4B y obtener una estimación de los asentamientos. 196

La Figura N° 5.62 presenta los resultados finales del método propuesto. Se expone una curva representativa del Factor F versus los asentamientos medidos. Para efectos de diseño se propone calcular el factor F hasta 4B y evaluar el asentamiento a partir de la curva presentada en la Figura N° 5.62. 140

4B

Asentamiento [cm]

120 100

Smax

80

60 40 20 0 0

0.5

1

1.5

2

2.5

3

3.5

F Figura N° 5.62: Estimación de asentamientos, método sumatorio subestratos licuables.

5.11. Método distancia base – estrato licuable El segundo método estima que la variable más significativa es la distancia de la base de la pila al primer estrato licuable. Los resultados obtenidos se presentan en la Figura N° 5.63. Se observa una importante dispersión, proponiendo para efectos de diseño, la curva punteada que permite estimar el mayor asentamiento. El gráfico funciona de la siguiente manera, se calcula la distancia hacia el primer estrato licuable, y con ello se tiene una estimación del posible asentamiento con carga en el pilote.

197

180

Asentamiento [cm]

160 140

120

Smax

100 80 60 40 20 0 0

2

4

6

8

10

Distancia base - primer estrato licuable [m] Figura N° 5.63: Estimación de asentamientos, método distancia base – estrato licuable.

Finalmente se tiene una banda de posibles asentamientos, donde se recomienda utilizar el límite superior.

5.12. Discusión 

Es importante mencionar que la licuefacción no fue masiva, ya que se concentró en sectores.



Para el número de golpes de SPT, se ha encontrado que en general hasta (N1)60 25 g/p se ha dado el FS a licuefacción es mayor que 1. Por otro lado, si únicamente analizamos los limos, el índice baja a |(N1)60 19 g/p.



Se han tratado los finos de IP < 12 como suelos licuables, y se han tratado como arenas corregidos por contenido de finos, los cuales aumentan el índice de SPT, clean sand.



No existe un método en la literatura, metodología simple que pueda estimar los asentamientos por licuefacción con cargas.



Los métodos disponibles para calcular asentamientos en la literatura, muestran que los asentamientos con carga son mayores que en campo libre.



Se propone bajo los análisis realizados a los estratos licuables de cada sondaje, que los suelos licuables que afectan los asentamientos, son los que se encuentran hasta una distancia 4B de la base de la fundación.



No se encontraron evidencias de desplazamientos horizontales, lo que puede atribuirse a que los estratos de suelos no licuables, estratos densos con índice 198

de (N1)60 >30 g/p, fueron los responsables de desarrollar rigidez lateral, tal que permitieron estabilizar lateralmente el sistema de fundaciones. 

La ribera norte presentó los mayores asentamientos a lo largo del puente y los mayores signos de licuefacción. Lo que sirve como antecedente de que los sondajes en esta zona deben abarcar profundidades mayores, al igual que las soluciones de fundaciones.

199

6. CONCLUSIONES Catastro de puentes afectados por licuefacción 

Respecto al análisis de licuefacción, se contabilizaron 15 puentes y 5 pasos a desnivel afectados por falla de terreno del suelo de fundación o de los accesos, por causa de este fenómeno en el terreno natural. De acuerdo a su distribución geográfica, es factible establecer al menos 3 sectores de concentración de daños: i) al Sur de Santiago, en el sector de Paine, se ubican los 5 pasos a desnivel; ii) en la zona de Bío Bío, en la ciudad de Concepción, se presentan 6 puentes con serios daños, 5 de ellos en el río Bío Bío; y iii) en la zona de la península de Arauco, donde hay 3 puentes dañados.



Los puentes dañados por falla del terreno de fundación correspondieron a Andalién, Juan Pablo II, La Mochita, Niágara, Ramadillas, Raqui II, San Nicolás, Tubul, viejo Bío Bío y Yali I.



Los puentes que sufrieron daños en sus accesos correspondieron a Alhue, El Durazno, FF.CC Concepción y Llacolén. Además, se observaron signos de licuefacción (caracterizada por asentamientos del suelo natural y volcanes de arena) en el terreno natural del puente Mataquito, el cual no se vio dañado estructuralmente, puesto que se traspasaron los estratos licuables como suelo de fundación.



Los pasos a desnivel que fueron afectados por licuefacción del terreno de fundación fueron Azufraderos, Chada, Champa, Hospital y Los Pinos.

Análisis Paso Superior Hospital 

Se realizó un análisis numérico 2D del subsuelo del Paso Superior Hospital, incluyendo el estribo norte (de entrada) con el fin de reproducir el mecanismo de falla observado tras el terremoto 27F. El modelo se diseñó de manera que la variable principal fuese la resistencia residual no drenada (Su), movilizada por los lentes de arena potencialmente licuables durante el sismo.



El paso superior sufrió importantes desplazamientos, los que pueden ser explicados por una falla de flujo en los lentes de arena suelta inmersos en suelos finos, esto es, sin la posibilidad de drenar. Estos lentes actuaron como una superficie de deslizamiento generando un mecanismo de falla de talud.



Se iteró el modelo 2D hasta que los desplazamientos reprodujeran los observados post terremoto 27F, obteniéndose como resultado una resistencia residual no drenada Su igual a 10 kPa, valor compatible con los resultados de la resistencia residual no drenada Su reportados internacionalmente. 200



A partir del modelo numérico, y en conjunto con los resultados de los análisis realizados, se pudo inferir que es necesario que la resistencia residual no drenada se alcance durante el sismo para producir los desplazamientos observados en terreno. Análogamente, la licuefacción completa de los estratos arenosos debió producirse durante el sismo. Esto hace posible que en el caso de un evento de gran magnitud el desarrollo de licuefacción completa se produzca durante la acción sísmica y no al final de esta.

Análisis Puente Juan Pablo II 

Se analizaron los asentamientos del puente Juan Pablo II (JPII) en base a lo cual se proponen dos métodos de estimación de asentamientos post sismo que consideraron las siguientes variables: distancia hacia el estrato licuable, porcentaje de suelo licuable, factor de seguridad a la licuefacción y espesor del estrato licuable.



El análisis de los asentamientos permite señalar que el suelo licuable que influye en estos corresponde a la zona limitada en profundidad hasta cuatro veces el ancho de las pilas de fundación.



A partir de la información recopilada y del análisis del comportamiento del puente es posible observar que existe una tendencia a la generación de asentamientos en la ribera norte. Este fenómeno se produjo en mayor medida en dicha zona, lo cual es un indicio de que ésta corresponde los suelos de compacidades menores.

201

7. RECOMENDACIONES Se recomienda que en estudios futuros se realice un análisis global de los distintos puentes dañados por el terremoto 27F estudiando la ubicación y los tipos de fallas en consideración con la direccionalidad del terremoto. Este análisis se enmarca en el contexto del sismo tipo subductivo en relación con la direccionalidad de las aceleraciones en cada sector y las consecuencias con los tipos de fallas en las diferentes estructuras.

Se recomienda incorporar herramientas de monitoreo en obras de ingeniería importantes de manera de realizar una observación más prolija y así poder complementar los modelos numéricos con información empírica.

Se recomienda realizar un análisis de licuefacción del puente Ramadillas, el que presentó asentamientos del orden de 20 cm en sus cepas a causa de estar apoyado sobre arenas de distintas compacidades, en particular algunas potencialmente licuables.

202

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210

ANEXOS Se presentan los sondajes utilizados para realizar los modelos estratigráficos del puente Juan Pablo II y Paso Superior Hospital.

211

Anexo 1: Sondajes Puente Juan Pablo II. Puente Bio Bio – Sondaje 5, 1968 (informe laboratorio IDIEM) HR

1

2

Características de las muestras Profundidad [m] Espesor [m] Desde Hasta N° Profundidad [m] Clasificación C.F w% [%] N SPT

0

6.4

-

-

6.4

9

6.5

2.5

1

1.2

1.65

SP-SM

6.6

30

0

2

1.9

2.35

SP-SM

6

1

9

3

2.5

2.95

SM

13.4

5

14

3

3.05

3.5

8

28

4

3.7

4.15

SP-SM

11.6

18

34

5

4.5

4.95

SM

23.1

15.3

79

5

5.1

5.55

6

5.8

6.25

SP

4.9

19.1

40

7

6.5

6.95

ML

86.5

31.5

22

8

7

7.45

SM

26.4

23.7

46

8

7.6

8.05

9

8.3

8.75

10

3

4

5

9

10.8

-

10.8

- 11,75

11,75 -

15.5

79

83 ML

70.6

49.7

ML

60.8

23.8

45

11

9

9.45

SP-SM

7.4

24.6

50

12

9.6

10.05

SM(ML)

31.1

33.1

27

13

10.2

10.65

SM

21.1

19.3

61

14

10.8

10.9

ML

86.3

41.1

15

10.9

11.25

MH

98.4

79

16

11.25

11.75

MH

94.6

64.2

17

12.05

12.5

SM

18.7

15.1

99

18

12.7

13.05

SM-SM

9.1

17.1

80

19

13.2

13.5

20

14

14.35

14.5

14.8

15

15.3

1.8

10

1.25

3.75

86 SM

9.1

13.7

80 85

SM

212

19.3

24.4

83

Descripción estratigráfica

Arena mal graduada, media a firme, con contenido de limo, de color gris oscuro, compacidad suelta en la parte superior y densa a muy densa en la mayor parte del estrato. Limo de baja plasticidad a polvo de roca, color gris oscuro con arena media a fina pasa a ser dominante entre los 7.00 y 8.00, contiene algunas partículas de material de consistencia fina. Arena media a fina, con % variable de finos, sin plasticidad, con capas de poco espesor,, arenas muy finas, limosas, de color gris oscuro de compacidad densa a muy densa Limo con bastante plasticidad, con contenido de humedad sobre el límite líquido, con contenido orgánico (maderas y hojas), con lentes de arena muy fina. Existe una capa de poco de limo sin plasticidad en la parte superior de este estrato. Arena media a fina. Con algunas variaciones granulométricas, con importante contenido de finos sin ninguna plasticidad, de color gris, muy densa, con capas de poco espesor arenas muy finas, estas solo alcanzan espesores en la parte inferior del estrato donde además tiene granos de cuarzo.

HR

Características de las muestras Profundidad [m] Espesor [m] Desde Hasta N° Profundidad [m] Clasificación C.F w% [%] N SPT 22

15.8

16.25

23 6

7

8

15.5

16.5

18.9

-

-

-

16.5

18.9

20.9

ML

95.5

27.6

ML

95.4

48.4

81

0.7

2.5

2

24

16.25

16.5

MH

69.3

31.1

25

16.5

16.8

SM

16.7

21.5

83

26

17.1

17.55

SM

14.4

20.7

92

27

18

18.37

SM

20.7

19.4

83

28

19

19.45

MH

88.7

49.2

53

29

19.6

20.05

ML

88.3

31.7

25

30

20.3

20.67

ML

90.1

26.3

80

21

21.35

SM

21

18.2

80

22

22.25

23

23.25

SM

18.4

19.6

80

24

24.25

SM

19.9

15.8

80

25

25.25

35

26

26.26

SW-SM

9.5

16.8

80

36

27

27.37

SM

12.2

16.9

80

37

28

28.36

ML

54.5

24.7

80

38

29

29.36

SP-SM

5.5

14.9

76

39

29.9

30.35

ML

78.4

28.7

104

40

31

31.3

SM

14.2

79

41

32

32.3

SP-SM

9.8

80

33

33.25

42

33

34.18

SW-SM

11.7

86

43

34

35.3

ML

98.4

98

ML

92.6

31 32

33 9

10

11

12

20.9

27.8

30.2

-

-

27.8

30.2

- 34.85

34.85 -

35.3

7

3

34

3

80

80

80

1.3

44

213

Descripción estratigráfica Limo de plasticidad creciente hacia abajo, color gris oscuro, moteado, en partes negruzco, en otras café oscuro, con indicios de materiales orgánicos. Arena fina limosa, de color gris oscuro, granos de cuarzo. Limo de plasticidad decreciente hacia abajo, color gris, con materias orgánicas. Existe estratificación de capas delgadas de arenas medias. Arena fina a media, con importante contenido de fino, sin plasticidad de color gris oscuro con granos de cuarzo y estratificación de capas delgadas de arena fina y limos. Limo de poco plasticidad, de color gris con estratigrafía central de arena fina y de arenas medias del mismo color. Arena media a fina limosa, con estratificación de arenas más finas y limosas y algunos estratos de arenas gruesas. Limo ligeramente plástico, con indicios de material orgánico, de color gris oscuro. En el fondo del sondaje hay arenas muy finas a densas, de color gris oscuro.

Puente Bio Bio – Sondaje 6, 1968 (informe laboratorio IDIEM) HR

1

2

3

4

5

6

Características de las muestras Profundidad [m] Espesor [m] Desde Hasta N° Profundidad [m] Clasificación C.F w% [%] N SPT

1.3

9.7

25.8

29.4

31.7

34.1

-

-

-

-

-

-

9.7

25.8

29.4

31.7

34.7

34.3

8.4

16.1

3.6

1

1.8

2.5

SP

1.5

20.2

2

3

3.45

SW-SM

8

19.6

11

3

4

4.45

SP

0.8

19.3

29

4

5

5.45

SP-SM

5.1

21

42

5

6

6.45

SP-SM

5.2

19.8

47

6

7

7.45

SM

15.9

19.2

62

7

8

8.45

SP-SM

6.5

17.9

54

8 9

9 9.75

9.45 10.12

SW-SM SP-SM

8 7

16.2 19.6

88 80

10

10.6

10.97

SP-SM

7.3

21.3

80

11

11.3

11.6

SP-SM

7.6

19.9

83

12

12

12.15

SM

12.3

17.9

13

12.7

13

SP-SM

7.5

21.1

76

14

13.5

13.8

SP-SM

7.4

21.2

85

15

14.3

14.52

SP-SM

6.2

22.5

80

15

15.3

77

15.8

16.12

80

16

16.7

16.95

SP-SM

6.4

21

80

17

17.5

17.8

SW-SM

8.8

17.9

78

18

18.3

18.55

19

19

19.3

20

19.8

20.4

21

20.5

20.76

22

21.3

21.56

SP

4.3

20.4

80

23

22

22.25

SW-SM

9.6

20.1

80

24

22.8

23.05

25

24

24.3

SW-SM

9

18

84

26

25

25.35

SP-SM

5.6

18.7

80

27

26

26.25

SP-SM

6.5

22.4

80

28

27

27.25

SP-SM

9.2

19.2

80

29

28

28.27

SP-SM

6.5

22.6

80

30

29

29.3

SP-SM

7.7

19.6

80

31

30

31.3

SW-SM

7.4

16.1

75

32

31

31.3

SP-SM

5.4

14.6

83

33

32

32.34

SM

16.6

21.3

80

34

33

33.3

SP-SM

8.7

20.4

82

CL

75.6

20.4

35

34

34.28

80 SW-SM

10

16.4

83 81

0.2

Arena media limosa, de cantos subredondeados, color gris obscura, con leves variaciones granulométricas, compacidad suelta en la parte superior y densa a muy densa en la mayor parte del estrato. Contiene cuarzo y micas.

Arena fina a media, de cantos subangulares y angulares, limosa, en general no brien graduada, de color gris oscuro, muy densa. Aparecen algunas capas de limo. Aumenta ligeramente el tamaño de partícula en la parte inferior de este horizonte.

80

80

2.3

2.4

Descripción estratigráfica

80

214

Arena fina, uniforme con contenido de finos, sin plasticidad, de color gris oscuro, con granos blancuzcos y rojizos, compacidad densa. Arena media a gruesa, limosa, con variaciones granulométricas, de color gris oscuro, muy densa. Arena fina a media, limosa, de color gris a gris oscuro, muy densa Arcilla de baja compresibilidad, de consistencia firme, de

HR

Características de las muestras Profundidad [m] Espesor [m] Desde Hasta N° Profundidad [m] Clasificación C.F w% [%] N SPT

Descripción estratigráfica color gris a gris oscuro.

7

34.3

-

36.6

2.3

36

35

35.3

SP-SM

15.8

15.8

82

37

36.3

36.6

SW-SM

16.3

16.3

79

Arena media, limosa, de color gris a gris oscuro, muy densa.

Puente Bio Bio – Sondaje 7, 1968 (informe laboratorio IDIEM) Características de las muestras Profundidad [m] Espesor [m] HR Desde Hasta N° Profundidad [m] Clasificación C.F w% [%] N SPT finos 1 1.5 2.5 1 parcialmente 2 3.1 3.55 lavados 9 3 3.7 4.15 SM 18 17.3 27

1

1.3

-

35.3

34

4.5

4.95

4

29

5.3

5.75

SW-SM

6.6

17.4

44

5

6.1

6.55

SW-SM

7.7

18.4

63

6

6.9

7.35

SP-SM

7.8

22.5

57

7

7.6 8.3

8.05 8.75

8

9.15

9.6

9

10

10.37

10

10.7

11

SM

72 58

SP-SM

15.1 6.6

17.6 18.5

SW-SM

7.8

15.6

80

11.04

SW-SM

11.4

15.7

80

11.4

11.85

SM

13.9

14

83

12

12.2

12.5

SP-SM

5.1

17.4

84

13

13

13.45

SW-SM

9.1

15.1

70

14

13.74

14.2

SP-SM

9.5

21.7

65

15

14.6

14.9

SP-SM

11.8

18.5

75

16

15.25

15.65

SM

12.1

18.2

80

17

16

16.37

SM

12.7

16.3

80

18

16.75

17.05

SP-SM

11.7

21.5

84

19

17.7

18

SM

13.9

20.2

83

20

18.3

18.6

SM

12

23.5

76

19

19.3

79

19.8

20.15

80

21

20.5

20.8

SM

15.5

14.8

73

22

21.3

21.6

SP-SM

11.3

21.8

89

23

22

22.3

SP-SM

8.3

17.9

74

22.8

23.13

24

23.6

24

SW-SM

7.8

18

82

25

24.4

24.77

SP-SM

8.7

22.5

80

25.1

25.45

25.9

26.28

SP-SM

8.3

21.2

26

87

80

80

215

80

Descripción estratigráfica Arenas medias de cantos subangulares con aproximadamente 10% de finos, baja plasticidad, de color gris oscuro, algunos granos rojizos. Entre los 14 y los 22m la arena es fina. En general un solo estrato de arenas del Bio Bio con algunas variaciones granulométricas.

Características de las muestras Profundidad [m] Espesor [m] HR Desde Hasta N° Profundidad [m] Clasificación C.F w% [%] N SPT 27 26.6 26.9 SP-SM 11 19.1 84 28

27.5

27.8

SP-SM

8.8

21.1

77

29

28.5

28.95

29.5

29.75

SP-SM SM

6.7 22.6

21.8 20.4

75

30 31

30.5

30.8

SW-SM

8.4

10.5

85

32

31.5

31.8

SM

12.4

6.8

88

32.8

SP-SM

9.7

15.1

86

33.8

SP-SM

5.8

19.7

77

35.3

SW-SM

10.6

16.3

91

33 34 35

32.5 33.5 35

216

80

Descripción estratigráfica

Puente Juan Pablo II. - Resultados de 16 sondajes post terremoto, (Ingexa 2010) Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 1

Clasificación

Espesor [m]

Estratigrafía

z [m]

%|Finos

Nspt

1

3

36

2

3

20

3

3

41

4

3

31

5

85

12

6

24

42

SM

7

5

32

SP-SC

3

Limo arenoso de color gris, saturado, plasticidad baja, de consistencia dura.

ML

1

Arena limosa de color gris, saturada, sin plasticidad, de compacidad muy densa.

SM

2

ML

1

SP-SM

1

8

Arena de color gris, saturada, sin plasticidad, de compacidad variando de suelta a media. Partículas de grano grueso SW

ML

4 Limo arcilloso de color gris, saturado, de plasticidad baja, consistencia media. Presenta gravas asiladas. Arena limosa de color gris, saturada, sin plasticidad, de compacidad densa. Presenta gravas aisladas.

1

Arena arcillosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

34

9

87

36

10

34

70

11

34

55

12

53

46

13

3

47

14

55

88

15

93

22

16

93

52

17

24

61

18

9

78

19

9

32

20

49

47

21

49

33

22

49

42

23

2

100

24

68

100

25

68

29

26

68

67

27

6

96

28

6

81

29

14

95

30

14

30

31

59

71

32

59

55

33

6

100

34

6

105

35

97

29

36

90

40

37

90

62

38

19

53

SM

1

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia dura.

39

97

58

ML

1

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

40

11

90

SW-SM

1

Limo arenoso de color gris, saturado, sin plasticidad, de consistencia dura. Arena limosa de color gris oscuro, saturada, sin plasticidad, de compacidad muy densa. Limo de color gris oscuro, saturado, plasticidad baja, de consistencia muy firme a dura.

ML 3

Arena limosa de color gris oscuro, saturada, sin plasticidad, de compacidad muy densa a media.

ML SM SM 7 SM

Limo arenoso de color gris, saturado, plasticidad baja, de consistencia dura.

SW

ML

3 Arena limosa de color gris oscuro, saturada, sin plasticidad, de compacidad muy densa a media.

SW-SM

2

SM

2

ML

2 Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

SW-SM

2

Limo arenoso de color gris oscuro, saturado, plasticidad alta, de consistencia muy firme.

ML ML

3 Arena limosa color gris oscuro, saturada, sin plasticidad, compacidad muy densa.

217

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 2

z [m]

%Finos

Nspt

1

4

22

2

4

17

3

4

23

4

4

33

5

4

65

6

4

40

7

4

83

8

97

44

9

97

100

10

100

55

11

59

12

33

13

Clasificación

Espesor [m]

Estratigrafía Arena de color gris, saturada, sin plasticidad, de compacidad de media a densa. Partículas de grano grueso. Presenta gravas aisladas.

SW

7

ML

2

CL

1

ARENA

3

ML

4

Limo arenoso de color gris, saturado, sin plasticidad, de consistencia muy firme a dura. Arcilla de color gris, saturada, plasticidad alta, de consistencia dura. Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia variando de media a firme.

24

14

99

11

15

99

25

16

99

32

17

99

15

18

9

17

19

9

62

20

9

55

21

9

79

22

9

65

23

9

69

24

28

59

25

28

100

26

28

84

27

28

52

28

28

62

29

28

52

30

28

58

31

28

41

32

28

20

33

28

28

34

28

16

35

28

30

36

28

33

37

28

93

38

28

62

39

28

53

40

28

73

Arena debilmente limosa de color gris, saturada, sin plasticidad, de compacidad densa.

SP-SM

Arena limosa de color gris, saturada, sin plasticidad, de compacidad de media a densa.

23

SM

218

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 3 Clasificación Espesor [m] z [m]

%Finos

Nspt

1

3

6

2

3

13

3

3

21

4

3

29

5

3

39

6

3

45

7

3

44

8

97

19

9

65

74

10

65

25

11

98

34

12

98

14

13

100

25

14

100

55

15

44

65

16

42

17

45

18

21

19

56

20

47

21

Estratigrafía Arena, de color gris oscuro, saturada, sin plasticidad, compacidad de suelta a densa.

SW

7

Limo arenoso, de color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia variando de firme a dura.

ML ML

5

ML

CL

2

SM

1

Arcilla arenosa, saturada, sin plasticidad, consistencia dura. Arena limosa, de color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa. Limo arenoso, color gris amarillento, saturado, plasticidad media, consistencia variando de firme a dura.

6

41

22

98

63

23

98

63

24

78

64

25

95

65

26

95

12

27

95

22

28

95

17

29

95

17

30

8

54

31

8

51

32

93

80

33

93

102

34

93

16

35

93

23

36

93

23

37

93

22

38

12

77

39

50

100

40

50

101

ML ML 8 ML

SW-SM

2 Arena limosa, color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa. Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia variando de firme a dura.

ML

6

SP-SM

1

ML

2

Arena débilmente limosa, color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

219

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 4 Clasificación z [m]

%Finos

Nspt

1

22

4

2

22

4

3

22

15

4

22

26

5

22

27

6

68

28

7

68

32

8

99

11

9

99

13

10

99

55

11

99

10

12

32

37

13

32

17

14

32

70

15

32

99

16

32

65

17

99

35

18

99

17

19

99

39

20

99

37

21

99

37

22

22

80

23

22

83

24

22

87

25

63

81

26

63

81

27

63

79

28

28

95

29

28

106

30

28

100

31

28

107

32

28

101

33

28

102

34

28

92

35

28

80

36

64

79

37

64

36

38

64

72

39

64

103

40

0

88

Espesor [m]

Estratigrafía Arena limosa, de color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad media.

SM

5

ML

2

Limo arenoso, de color plomo, saturado, sin plasticidad, de consistencia muy firme. Arcilla limosa color gris, saturada, sin plasticidad, consistencia muy firme.

CL-ML

4

Arena limosa, color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad media.

SM

5

Limo arenoso, de color plomo, saturado, sin plasticidad de consistencia de firme a muy firme. ML

5

SM

3

ML

3

Arena limosa, de color gris, saturada, sin plasticidad, de compacidad muy densa.

Limo arenoso, de color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia dura.

Arena limosa, de color gris, saturada, sin plasticidad, de compacidad muy densa.

SM

8

Limo arenoso, de color gris, saturado, sin plasticidad, con consistencia dura. ML

4

SM

1

Arena limosa, de color gris, saturada, sin plasticidad, de compacidad densa.

220

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 5 z [m]

%Finos

Nspt

1

4

4

2

4

12

3

4

6

4

4

28

5

4

32

6

4

26

7

88

37

8

88

47

9

88

33

10

96

17

11

96

31

12

44

45

13

44

44

14

44

40

15

44

24

16

44

43

17

44

23

18

44

28

19

44

32

20

100

14

21

100

28

22

100

15

23

69

18

24

69

75

25

4

40

26

4

72

27

4

67

28

61

44

29

61

51

30

61

57

31

7

100

32

7

81

33

7

67

34

0

78

35

30

23

36

93

40

37

93

59

38

93

58

39

93

21

40

93

31

Clasificación

Espesor [m]

Estratigrafía

Arena de grano grueso, colo gris, saturada, sin platicidad, compacidad suelta a media.

SW

6

Limo arenoso, color gris, saturado, sin plasticidad, de consistencia variando de compacta a muy firme. ML 5 ML Arena limosa de color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad media.

SM

8

Arcilla débilmente limosa, color gris, saturada, sin plasticidad, consistencia de media a firme. CL-ML

3

ML

2

SW

3

ML

3

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia dura. Arena color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad de densa a muy densa.

Limo arenoso color gris, saturado, alta plasticidad, consistencia muy firme a dura.

Arena limosa, saturada, sin plasticidad, compacidad media. SW-SM 5

SM Limo arenoso, saturado, sin plasticidad, consistencia de firme a muy firme.

ML

5

221

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 6 Clasificación z [m]

%Finos

Nspt

1

6

10

2

6

11

3

6

9

4

6

30

5

6

24

6

6

27

7

6

23

8

6

33

9

6

37

10

6

57

11

47

41

12

47

43

13

47

51

14

92

11

15

92

15

16

9

49

17

27

42

18

27

47

19

27

77

20

27

45

21

27

57

22

27

43

23

27

43

24

97

27

25

97

39

26

97

23

27

97

34

28

97

13

29

97

17

30

97

22

31

97

38

32

97

25

33

8

100

34

8

85

35

8

100

36

8

61

37

98

38

38

98

69

39

98

100

40

98

40

Espesor [m]

Estratigrafía Arena limosa, color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad de suelta a densa.

SW-SM 13

SM

CL-ML

2

SW-SM

SM

Arcilla, saturada, sin plasticidad, consistencia media.

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

8

Arcilla limosa, saturada, sin plasticidad, consistencia de media a firme.

CL-ML

9

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa. SW-SM

4

Limo arenoso, color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia dura. MH

4

222

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 7 z [m]

%Finos

Nspt

1

4

10

2

4

11

3

4

30

4

4

29

5

89

40

6

89

56

7

89

49

8

89

31

9

89

6

10

89

17

11

96

1

12

96

3

13

96

40

14

50

15

37

16

42

17

70

18

75

19

Clasificación

Espesor [m]

Estratigrafía Grava bien graduada, saturada, sin plasticidad, compacidad media.

SW

4

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia de muy firme a blanda.

ML

6

CL-ML

3

Arcilla limosa, saturada, sin plasticidad, consistenciad variando de blanda a firme.

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia dura a firme.

6

69

20

59

87

21

59

24

22

59

33

23

59

34

24

93

27

25

93

7

26

8

84

27

82

98

28

82

33

29

82

39

30

82

19

31

82

38

32

82

38

33

7

88

34

0

76

35

7

23

36

53

59

37

53

27

38

53

61

39

91

60

40

91

57

ML

4

CL-ML

2

SW-SM

1

Arcilla limosa, saturada, sin plasticidad, consistencia de firme a muy firme. Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad muy densa. Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia variando de firme a muy firme.

ML

6

SW-SM

3

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia muy firme. ML 5 ML

223

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 8 Clasificación z [m]

%Finos

Nspt

1

6

10

2

6

11

3

6

9

4

6

30

5

6

24

6

6

27

7

6

23

8

6

33

9

6

37

10

6

57

11

100

41

12

100

43

13

99

51

14

99

11

15

99

15

16

99

49

17

99

42

18

32

19

99

20

5

45

21

5

57

22

5

43

23

50

42

24

50

27

25

50

39

26

50

23

27

50

34

28

50

13

29

50

17

30

50

22

31

50

38

32

50

25

33

50

100

34

50

85

35

35

100

SW-SM

10

CL-ML

2

Arcilla, saturada, sin plasticidad, consistencia dura.

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia variando de media a firme. ML

5

47

SM

1

77

ML

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa. Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia variando entre media y firme.

ML

16

ML

SM

1

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

1

0

61

37

70

38

38

70

69

39

73

100

ML

0

CL-ML

97

Estratigrafía Arena limosa de color gris, húmeda, sin plasticidad, compacidad suelta a media.

36

40

Espesor [m]

ML

Limo arenoso de color gris, húmedo, alta plasticidad, consistencia dura. 3

1

Arcilla limosa, saturada, sin plasticidad, consistencia dura.

224

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 9 Clasificación z [m]

%Finos

Nspt

1

3

1

2

3

5

3

3

9

4

3

26

5

3

38

6

3

39

7

90

35

8

90

31

9

99

15

10

99

1

11

15

63

12

15

35

13

15

81

14

98

44

15

98

32

16

98

37

17

98

24

18

98

30

19

98

42

20

98

31

21

6

95

22

6

87

23

6

45

24

6

74

25

59

97

26

59

44

27

59

90

28

59

95

29

59

78

30

59

15

31

59

27

32

64

37

33

76

54

34

76

34

35

76

21

36

76

59

37

39

88

SM

38

6

96

SW-SM

39

85

60

40

85

70

Espesor [m]

Estratigrafía Arena gruesa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad suelta a media.

SW

6

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia variando entre media y firme.

ML 4 ML

Arena limosa color girs, saturada, sin plasticidad, compacidad densa. SM

3

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia variando entre firme y muy firme.

ML

7

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa. SW.SM

4

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad,consistencia de muy firme a firme.

ML

12 ML

ML

ML

2

2

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia muy firme.

225

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 10

z [m]

%Finos

Nspt

1

8

25

2

8

33

3

8

16

4

8

18

5

8

14

6

46

37

7

46

37

8

46

31

9

46

30

10

9

69

11

68

70

12

68

11

13

68

26

14

10

26

15

10

72

16

10

75

17

22

57

18

22

70

19

22

72

20

22

73

21

22

62

22

61

78

23

61

23

24

61

21

25

61

25

26

61

37

27

25

43

28

25

91

29

25

69

30

25

70

31

13

65

32

13

88

33

13

98

34

13

72

35

13

65

36

13

40

37

13

97

38

13

95

39

13

90

40

13

87

Clasificación

Espesor [m]

Estratigrafía

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad media.

SW-SM

10

SM

SW-SM Arcilla arenosa, saturada, sin plasticidad, consistenia muy firme. CL

3

Arena limosa color gris, satutada, sin plasticidad, compacidad densa. SW-SM

8 SM

Limo arenoso, saturado, sin plasticidad, consistencia muy firme.

ML

5

Arena limosa color girs, saturada, sin plasticidad, compacidad densa. SM

14

SM

226

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 11 z [m]

%Finos

Nspt

1

4

16

2

4

10

3

4

14

4

4

31

5

4

41

6

4

56

7

4

41

8

60

23

9

60

18

10

60

27

11

60

33

12

60

14

13

66

32

14

66

11

15

66

19

16

23

32

17

18

75

18

18

85

19

78

8

20

78

17

21

22

55

22

22

67

23

9

59

24

51

75

25

51

91

26

51

68

27

51

21

28

51

47

29

51

60

30

51

66

31

20

100

32

20

94

33

88

34

32

35

82

29

36

82

39

37

8

55

38

8

43

39

8

42

40

8

66

Clasificación

Espesor [m]

Estratigrafía Grava bien graduada, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

SW

7

Limo arenoso, color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia muy firme.

ML

5

CL

3

Arcilla limosacolor gris, saturada, sin plasticidad, consitencia de media a firme.

SW-SM SM

ML

SM

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa. 3

2

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia media.

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa. 3

SW-SM Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia variando entre dura y firme.

ML

7

Arcilla limosa , saturada, sin plasticidad, consistencia muy firme. SW-SM

2

2 Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad media. CL-ML

2

SW-SM

4

227

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 12

Clasificación z [m]

%Finos

1

3

2

2

3

15

3

3

18

4

3

29

5

3

44

6

3

41

7

61

24

8

11

71

9

11

90

10

11

64

11

11

60

12

79

85

13

12

63

14

12

69

15

12

83

16

12

78

17

12

55

18

65

40

19

65

54

20

65

46

21

65

17

22

65

97

23

7

92

24

7

32

25

7

95

26

7

83

27

57

92

28

47

55

29

47

89

30

47

51

31

47

47

32

9

74

33

9

89

34

9

47

35

9

78

36

91

33

37

91

65

38

5

99

39

5

98

40

5

72

Espesor [m]

Estratigrafía

Nspt Arena, saturada, sin plasticidad, compacidad de suelta a densa.

SW

6

ML

1

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia firme. Arena limosa, saturada, sin plasticidad, compacidad muy densa.

SW-SM

4

ML

1

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia dura. Arena limosa, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

SW-SM

5

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia dura.

ML

5

Arena limosa color grid, saturada, sin plasticidad, compacidad muy densa. SP-SM

4

ML

1

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistemcia dura.

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa. SW

8

SW-SM

ML

2

SW-SM

3

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia dura.

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad media.

228

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 13 z [m]

%Finos

Nspt

1

1

2

4

3

13

4

20

5

40

6

54

7

21

8

14

9

35

10

47

11

32

12

38

13

33

14

44

15

32

16

42

17

56

18

25

19

22

20

7

21

7

22

4

23

53

24

50

25

34

26

20

27

7

28

9

29

14

30

50

31

79

32

83

33

83

34

83

35

80

36

50

37

98

38

99

39

90

40

99

Clasificación

Espesor [m]

Estratigrafía Arena tamaño medio color gris oscuro, humedad media, de compacidad baja a alta, entre cota 0,00 m a 8,20 m; entre 8,20 m a 8,40 m se detecto un trozo de hormigón; desde 8.40 m a 14.5 m continua la arena media, esta vez con una compacidad media alta, color gris oscuro.

Limo arenoso, color gris claro, humedad alta, baja compresibilidad, buena consistencia.

Arena fina color gris oscuro, humedad media, compacidad media a baja.

Limo de color gris oscuro, humedad alta, ligeramente plástico, de baja compresibilidad, consistencia baja.

Arena débilmente limosa color gris oscuro, humedad media, buena compacidad.

Limo de color gris oscuro, buena consistencia, baja compresibilidad.

Arena color gris oscuro, humedad media, muy buena compacidad.

Limo arenoso de color gris claro, sin plasticidad, de baja compresibilidad, muy buena consistencia. Arena tamaño medio de color gris claro, humedad media, muy buena compacidad, posible cementación.

229

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 14 z [m]

%Finos

Nspt

1

1

2

30

3

21

4

17

5

12

6

11

7

6

8

12

9

20

10

38

11

45

12

36

13

46

14

43

15

46

16

19

17

20

18

4

19

50

20

50

21

62

22

10

23

33

24

18

25

23

26

26

27

87

28

96

29

93

30

75

31

50

32

95

33

94

34

95

35

50

36

94

37

50

38

96

39

97

40

50

Clasificación

Espesor [m]

Estratigrafía Arena fina de color gris oscuro, humedad media, de compacidad media a alta.

Limo de color gris oscuro, sin plasticidad, de baja compresibilidad.

Limo arcilloso color gris claro, altamente plástico, buena consistencia.

Arena débilmente limosa color gris oscuro, muy buena compacidad.

Limo color gris claro, mediana plasticidad, baja compresibilidad, buena consistencia.

Arena débilmente limosa color gris socuro, muy buena compacidad.

230

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 15

z [m]

%Finos

Nspt

1

21

2

25

3

16

4

16

5

19

6

23

7

52

8

59

9

49

10

53

11

23

12

22

13

19

14

9

15

57

16

83

17

50

18

23

19

21

20

82

21

50

22

35

23

25

24

39

25

50

26

85

27

50

28

50

29

50

30

50

31

50

32

50

33

90

34

50

35

95

36

50

37

50

38

50

39

50

40

96

Clasificación

Espesor [m]

Estratigrafía

Arena limosa tamaño medio,, color gris claro, compacidad baja a media

Arena media a fina , algo limosa, color gris oscuro, humedad media, compacidad media a alta

Arena muy fina y limosa, color gris oscuro, fino no plástico, baja humedad, alta compacidad Limo color gris oscuro, humedad alta, plástico, buena consistencia, baja compresibilidad

Arena media a gruesa,color gris oscuro, humedad alta, algo limosa, buena

Arena muy fina y limosa, color gris oscuro, fino plástico, humedad alta,

Arena media, algo limosa, color gris oscuro humedad alta, compacidad muy

Arena fina ,color gris oscuro, humedad alta, buena compacidad.

Limo arenoso color gris oscuro, no plástico, humedad alta, buena Arena media, algo limosa, color gris oscuro, humedad alta, muy buena compacidad.

Arena fina y limosa, color gris oscuro, fino no plástico, humedad alta, compacidad alta. Arena tamaño medio, limpia, color gris oscuro, poco fino bajo malla N° 200, humedad alta, compacidad muy alta.

231

Puente: Juan Pablo II Compaña: Post terremoto Sondaje: 16

z [m]

%Finos

Nspt

1

7

22

2

7

28

3

7

28

4

7

46

5

7

36

6

7

38

7

30

9

8

30

20

9

30

38

10

30

18

11

30

47

12

30

52

13

30

57

14

70

28

15

9

58

16

9

58

17

9

62

18

9

58

19

68

68

20

68

20

21

8

30

22

8

82

23

8

60

24

8

64

25

8

62

26

8

61

27

8

75

28

31

17

29

31

20

30

31

23

31

71

90

32

17

69

33

17

72

34

17

70

35

17

70

36

17

82

37

17

68

38

17

67

39

17

65

40

80

19

Clasificación

Espesor [m]

Estratigrafía Arena limosa de color gris, saturada, plasticidad media, compacidad de media a densa.

SW-SM

13

SM

ML

1

Limo arenoso de color gris, saturado, alta plasticidad, consistencia dura. Arena limosa, color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

SW-SM

4

ML

2

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia muy firme.

Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad de densa a media.

SW-SM 10

SM

ML

1

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia dura. Arena limosa color gris, saturada, sin plasticidad, compacidad densa.

SM

8

ML

1

Limo arenoso color gris, saturado, sin plasticidad, consistencia media.

232

Anexo 2: Sondajes Paso Superior Hospital. Paso Superior Hospital (PSH). – Sondajes Campaña 1999. (Petrus, 1999) Puente: PSH Compaña: 1999 Sondaje: SA-2 z[m]

%Finos

1

Nspt

Clasificación

6

GP

2

8

6

SM

3

28

6

SM

4

22

6

SM

5

42

18

SM

6

51

13

CL-ML

7

58

11

CL

8

48

18

SM

9

96

18

CL

10

26

13

SM

11

88

13

ML

12 13

14 35

14 15

96

12

SM-SC

12

CL

8

CL

16

8

CL

17

8

CL

18

R

19

R

20

R

21

R

22

R

23

R

24

R

25

R

233

Paso Superior Hospital (PSH). – Sondajes Campaña 2010. (Petrus, 2010) Puente: PSH Compaña: 2010 Sondaje: S-1 z[m]

%Finos

Nspt

Clasificación

R

GP

R

GP

1 2

Descripción Estrato de relleno (terraplen) compuesto compacidad alta a muy alta, tamaño máximo 4''

por

Gravas

Arenosas,

3 4 5 6 7 8 9 10 14

CL-ML

Gravas finas arenosas muy poco limosas, color grisaceo, compacidad media a alta, gravas de cantos redondeados a sub angulares, tamaño máximo 4'' Limo arcilloso algo arenoso, color marron, humedad alta, consistencia media a baja con finos de baja plasticidad

11

65

12

94

13

94

19

CL

14

70

26

CL

17

91

32

CL

18

28

63

SM

20

R

SM

21

R

SM

Limo arenoso , color marrón, humedad media, consistencia media, finos de plasticidad baja

67

CL

Arcilla limo arenosa, color grisaceo, humedad media a alta, consistencia media, se observan finos de plasticidad media.

Arena muy poco limosa, compacidad media.

CL-ML

15 16

19

22 23

91

Arcilla limosa muy poco consistencia media

arenosa, color

marrón, humedad alta,

Arena media fina algo limosa con gravas finas, color marrón grisaceo, compacidad media a alta, finos de plasticidad baja.

24 25

79

SM

26

7

R

GP-GM

27

7

R

GP-GM

Grava arenosa, color grisáceo, compacidad alta.

28 29 30

3

GP

31

3

GP

76

CL

32 33 34

R

35

R

GP-GM

36

76

CL

37

28

SM

Limo arenoso, color marrón, humedad media, consistencia media,a baja con finos de plasticidad media a baja. Arena algo limosa, color grisácea, humedad media, compacidad alta, finos de plasticidad nula, gravas aisladas. Arcilla limosa muy poco arenosa, color marrón grisaceo, humedad media a alta, Arena limosa, color marrón claro, humedad media a baja, compacidad media a baja, finos de plasticidad baja

234

Puente: PSH Compaña: 2010 Sondaje: S-2 z[m]

%Finos

Nspt

Clasificación

1 2

Descripción Arcilla algo arenosa, color marrón, humedad media, consistencia media. Gravas de cantos redondeados, tamaño máximo 1', finos de plasticidad media. Gravas finas arenosas, color grisaceo, compacidad media a alta

3

97

CL

4

84

ML

Arcilla, limosa, consistencia media a baja.

5

58

9

ML

6

58

22

Limo arenoso, consistencia media a baja, finos plasticidad media. Se observa pequeño lente de arena fino.

7

29

8

29

ML SM

17

SM

9

Limo arenoso, consistencia media a baja, finos plasticidad media

10 11

37

R

SM(ML)

12

87

27

CL

Arcilla limosa, poco arenosa, color marron, consistencia baja

35

ML

Limo arenosa, color marrón, consistencia media

13 14

23

SM

15 16

100

SM

100

SM

Arena limosa algo arcillosa, color gris negrusco, compacidad media a baja.

17 18

Arena, color gris oscura, compacidad alta.

19 20

9

100

21

4

100

SP

100

GP

22

SP-SM

23 24

27

SM

25

27

SM

26

27

SM

27

100

Arena gravosa, compacidad media a alta.

Arena con gravas finas limosas, compacidad media a alta, finos plasticidad baja, se observa estrato medianamemte sementado, de arena, limosa con grava fina, color marrón al fondo de la perforación.

SM

235

Puente: PSH Compaña: 2010 Sondaje: S-3 Profundidad

%Finos

Nspt

Clasificación

1 2

4

GP

3

4

GP

4

4

GP

5

66

CL-ML

6

51

35

ML

8

69

18

CL

9

93

50

CL

11

96

32

ML

12

23

53

SM

13

98

48

CL

Descripción Gravas arenosas, poco arcillosas, compacidad media. Gravas arenosas, color grisaceo, humedad baja, compacidad media, gravas de cantos subredondeados, tamaña máximo 2'

Limo areno arcilloso, color marrón, compacidad media a baja, finos plasticidad Arena limosa, color marrón, humedad media a alta, compacidad media

7

10

Limo arcilloso algo arenoso, finos de plasticidad media

14 15

96

CL

16

3

GP

17

3

GP

18

3

GP

20

4

GP

21

4

GP

22

4

GP

24

3

GW

25

3

GW

26

3

GW

Gravas arenosas, compacidad alta.

19

Arena algo gravosa, compacidad alta.

23

27

3

GW

28

37

SC(CL)

29

37

SC(CL)

30

37

SC(CL)

31

37

SC(CL)

32

61

CL

33

61

CL

35

36

GC(CL)

36

36

GC(CL)

Gravas arenosas, compacidad alta.

Limo areno arcilloso, consistencia media a baja.

34 Gravas arenosas, algp limosas, compacidad alta, gravas de cantos redondeados, finos de plasticidad baja.

236

Paso Superior Hospital (PSH). – Sondajes Campaña calle de servicio 2010. (Gisa, 2010) Puente: PSH Compaña: calle de servicio, 2010 Sondaje: S1 z[m]

%Finos

Nspt

Clasificación

Espesor [m]

GP-GW

9

ML

4

CL

1

SM

3

SP-SM

2

ML

2

CL

2

SM

1

GP-GW

6

CL

9

GP-GW

3

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

55

15

11

82

16

12

92

18

13

91

16

14

94

12

15

37

10

16

37

22

17

23

36

18

8

57

19

9

100

20

84

25

21

98

26

22

99

13

23

93

30

24

15

49

25 26 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36

100

33

37

77

36

38

87

39

39 40 41 42

237

Paso Superior Hospital (PSH). – Sondajes Campaña 1985. (IDIEM, 1985) Puente: PSH Compaña: 1985 Sondaje: SS-1 Profundidad [m] Espesor HR Descripción material Desde Hasta [m] Terraplen. Hasta 1.9[m] se presenta como grava areno limoso con algunos bolones. Compacidad baja a media. Humedad media a alta. De 1.9 a 8.00[m] limo algo arenoso. Color café claro. Finos 1 0 8 8 de plasticidad baja. Estructura homogénea. Consistencia baja a media: Humedad alta.

2

8

-

10.2

2.2

Limo arcilloso. Color gris oscuro. Plasticidad media. Algo orgpanico. Estructura homogenea. Consistencia baja. Humedad alta.

Arena fina limosa, color café amarillento, cmpacidad y/o consistencia media a alta, humedad alta. 3

4

5

6

10.2

11.3

12

14.1

-

-

-

-

11.3

12

14.1

15.4

1.1

0.7

Limo arcilloso, color gris oscuro, platicidad media, estructura homegenea, consistencia baja, humedad alta.

2.1

Limo arenoso, color gris café heterogéneo, plasticidad media a baja, consistencia media, estructura homogénea, humedad alta.

1.3

Limo color cafpe claro, plasticidad media a baja, consistencia media, estructura homogénea, humedad alta.

Limo arenoso café claro, consistencia alta, estructura homogénea, humedad alta. 7

15.4

-

15.9

0.5

8

15.9

-

17.55

1.65

9

17.55

-

17.7

0.15

10

17.7

-

20.3

2.6

Limo arcilloso, color gris, platicidad alta, consistencia media, algo orgánico, estructura homogénea, humedad alta.

11

20.3

-

20.8

0.5

Arcilla fina limosa color café claro, compacidad media a alta, estructura homogénea, estructura homogénea, humedad alta.

12

20.8

-

21.65

0.85

Arcilla limosa color gris oscuro, plasticidad media a alta, estructura homogénea, consistencia media a alta, humedad alta.

13

21.65

-

22.5

0.85

14

22.5

-

23.75

1.25

Arena fina limosa color cafpe claro, compacidad alta, estructura homogénea, humedad alta.

Limo arenoso color café claro hetergéneo, platicidad baja, estructura homogénea, humedad alta.

Arena fina a media color gris, compacidad alta, estructura homogénea, humedad alta.

Grava arenosa de cantos angulares, compacidad alta, estructura hiomogénea, humedad alta.

238

Puente: PSH Compaña: 1985 Sondaje: SS-2 HR

Profundidad [m] Desde

Hasta

Espesor [m]

1

0

-

3.95

3.95

2

3.95

-

4.7

0.75

3

4.7

-

5.95

1.25

4

5.95

-

6.9

5

6.9

-

6

7.6

-

7

8

9

10.3

10.8

15

-

-

-

Nspt Entre cotas

Descripción material

Nspt

Grava areno limosa con algunos bolones, color gris café, compacidad bajo a media, granos de cantos sub redondeados, estructura homogénea, humedad alta 3.2

3.65

6

4.7

5.25

8

0.95

6

6.45

11

Limo algo arcilloso, color café amarillento, plasticidad media a alta, estructura homogénea, consistencia baja, humedad alta.

7.6

0.7

7

7.45

16

Arena fina a media, limosa, color café amarillento, compacidad baja a media, humedad alta.

10.3

2.7

8

8.45

16

Limo algo arenoso, color café amarillento, plasticidad media a alta, estructura homogénea, consistencia baja a media, humedad alta, se observa oxidaciones.

9

9.45

19

10

10.45

52

10.8

15

18.25

0.5

4.2

3.25

Limo arenoso, color café amarillento, finos de plasticidad baja, consistencia baja, estructura homogénea, humedad alta, se observa algunas materias orgánicas en estado de decomposición y partículas micáceas. Arcilla limosa, color gris oscuro, plasticidad alta, estructura homogénea, consistencia baja, humedad alta.

Grava arenosa, color gris, compacidad alta, estructura homogénea, humedad alta. 11

11.45

26

12

12.45

27

13

13.45

15

14

14.45

16

15

15.25

R

16.6

16.7

R

Limo algo arenoso, color café amarillento, platicidad media, consistencia mediana, estructura homogénea, humedad alta.

Grava arenosa, color gris, compacidad alta, estructura homogénea, humedad alta, bolones dispersos.

239

Puente: PSH Compaña: 1985 Sondaje: SS-3

HR

1

Profundidad [m] Espesor [m] Desde Hasta

0

-

6.5

6.5

Nspt Entre cotas

Descripción material

Nspt

0.55

1

4

1.9

2.35

7

3.9 4.9 6.35

4.35 5.35 6.8

11 10 21

Limo gris verde oliva a gris café claro, platicidad alta, estructura homogénea, consistencia baja, humedad alta

2

6.5

-

6.65

0.15

Arena fina algo limosa, color gris café, compacidad media, estructuta homogénea, humedad alta.

3

6.65

-

6.8

0.15

Limo algo limoso, color gris verde oliva, consistencia media a alta, estructura homogénea, humedad alta.

4

6.8

-

9.35

2.55

5

9.35

-

9.5

0.15

Arena gravosa, color café amarillento, compacidad media, humedad alta.

6

9.5

-

9.8

0.3

Limo arenoso, coor gris café, plasticidad baja a media, estructura homogénea, humedad alta.

7

9.8

- 10.35

0.55

Grava arenosa, color gris compacidad baja, estructura homogénea, humedad alta.

8

10.35

- 13.65

3.3

9

13.65

-

15

1.35

10

15

-

17

2

7.35 8.35

7.8 8.8

18 27

9.35

9.8

20

10.35 11.35 12.35 13.35 14.35

10.8 11.8 12.8 13.8 14.65

19 15 18 26 R

15

15.18

R

Arena fina limosa, color café amarillento, finos de plasticidad baja, compacidad y/oconsistencia media a alta, estructura homogénea, humedad alta, algunas gravas incrustadas y

Limo arcilloso, color heterogéneo, (café claro, verde oliva, gris oscuro). Plasticidad alta, consistencia alta, humedad alta. Arena fina a media, limpia. Color gris, compacidad alta, estructura homogénea, humedad alta. Grava arenosa, color gris, compacidad alta, compacidad alta, granos de cantos sub redondeados, humedad alta.

240