contribuciones al quinto seminario de ingeniería estructural

UNIVERSIDAD DE COSTA RICA

INSTITUTO DE INVESTIGACIONES EN INGENIERIA

LABORA TO RIO DE INGENIERIA SISMICA

CONTRIBUCIONES AL QUINTO SEMINARIO DE INGENIERIA ESTRUCTURAL

San Jose, Costa Rica 22-24 de Noviembre, 1990

1. Bases para Ia evaluaci6n de Ia vulnerabilidad sismica en estructuras existentes. C. Fermindez y G. Santana

2. Amilisis dimimico de los edificios de Microbiologia de Ia Universidad de Costa Rica. A. Matamoros y G. Santana

3. El sismo de C6bano del 25 de marzo de 1990 y Ia zonificaci6n sismica vigente. W. Vargas y G. Santana

4. Amilisis de Ia respuesta sismica del Hospital Monseiior Sanabria. A. Matamoros y G. Santana

5. Potencial destructivo de lm; sismos de Puriscal de 1990 y los daiios en construcciones de Ia zona. W. Vargas y G. Santana

REPORTE INII-56-90 DICIEMBRE 1990

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UNIVERSIDAD DE COSTA RICA

INSTITUTO DE INVESTIGACIONES EN INGENIERIA

LABORATORIO DE INGENIERIA SISMICA

CONTRffiUCIONES AL QUINTO SEMINARIO

DE INGENIERIA ESTRUCTURAL

1.

2.

3.

4.

5.

San Jose, Costa Rica 22-24 de Noviembre, 1990

Bases para Ia evaluacion de Ia vulnerabilidad sfsmica en estructuras existentes. C. Fernandez y G. Santana

Ana!isis de Ia respuesta sfsmica del Hospital Monseiior Sanabria. A. Matamoros y G. Santana

El sismo de Cobano del 25 de marzo de 1990 y Ia zonificacion sfsmica vigente. W. Vargas y G. Santana

Analisis dinamico de los edificios de Microbiologfa de Ia Universidad de Costa Rica. A. Matamoros y G. Santana

Potencial destructivo de los sismos de Puriscal de 1990 y los daiios en construcciones de Ia zona. W. Vargas y G. Santana

REPORTE INII-56-90 DICIEMBRE 1990

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INDICE

Presentaci6n

Bases para la evaluaci6n de la vulnerabilidad sismica en estructuras existentes c. Fernandez y G. Santana

Analisis de la respuesta sismica del Hospital Monsefior Sanabria A. Matamoros y G. Santana

El sismo de C6bano del 25 de marzo de 1990 y la zonificaci6n sismica vigente W. Vargas y G. Santana

Analisis dinamico de los edificios de Microbiologia de la Universidad de Costa Rica A. Matamoros y G. Santana

Potencial destructive de los sismos de Puriscal de 1990 y los dafios en construcciones de la zona W. Vargas y G. Santana

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PRESENTACION

Las principales areas de estudio de la Ingenieria Sismica son el entendimiento de las fuerzas generadas por los sismos, el analisis del efecto de las fuerzas sobre las estructuras hechas por el hombre, el desarrollo de c6digos de construcci6n y metodos de disefio apropiados para zonas sismicas, asi como tambien la estimaci6n del riesgo sismico para obras civiles existentes y futuras.

El presente documento tiene como objeto recopilar el esfuerzo de investigaci6n realizado durante los dos ultimos afios en el Laboratorio de Ingenieria Sismica de la Universidad de Costa Rica. Todos los trabajos aqui presentados fueron realizados con recursos propios por investigadores del Laboratorio.

La intenci6n primordial aqui manifiesta es la de presentar una muestra del trabajo a que se han avocado y deben seguirse avocando los ingenieros dentro del campo de la Ingenieria Sismica.

En ese sentido, lo expuesto a continuaci6n significa apenas un primer paso en un camino largo y esperamos que productivo en el quehacer de una de las disciplinas mas apasionantes de la Ingenieria civil.

Dr. Guillermo Santana B. Director Laboratorio de Ingenieria Sismica

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BASES PARA LA EVALUACION DE LA VULNERABILIDAD SISMICA EN ESTRUCTURAS EXISTENTES

Ing. Carlos Fernandez Ing. Guillermo Santana, Ph.D.

Laboratorio d.e Ingenieria Sismica Universidad de Costa Rica

RESUMEN Este trabajo describe los parametros basicos que se han de

tomar en cuenta tanto para desarrollar una metodologia secuencial de evaluacion como para la estimacion de la vulnerabilidad en edificios existentes de concreto. En el se sugieren varias fases que pueden ser usadas para el establecimiento de prioridades dentro de inventario de edificios de una ciudad. Cada una de estas fases cuenta con una serie de filtros cuyo objetivo es la identificacion de posibles focos que puedan presentar algun grado de vulnerabilidad llegando incluso al calculo de la capacidad como ultimo criterio.

El estudio sugiere un proceso de tres etapas sucesivas que aumenta tanto en precision como en la informacion requerida. La primera etapa es sumamente simple y pretende identificar sistemas que pueden presentar algun grado de vulnerabilidad, la segunda etapa, tiene como objetivo determinar el tipo de vulnerabilidad en tanto que la tercera y ultima etapa se refiere propiamente al calculo de la capacidad del sistema.

VULNERABILIDAD Y CAPACIDAD El concepto de vulnerabilidad es variable y en muchos casos

parece depender tanto del tipo de codigo al cual se hace referencia como del edificio considerado en cada caso particular, asi pues el codigo de la Asociacion de Ingenieros Estructurales de California "SEAOC" ( 11, 12) establece o permi te incursiones dentro del rango inelastico para sismos importantes, de tal manera que la estructura puede sufrir dafios siempre y cuando no sufra colapso. Estos criterios dejan ver que segun dicho codigo, un edificio que sufra grandes deformaciones y por lo tanto dafios en los elementos no estructurales (paredes de mamposteria, ventanas, pisos, etc.) no seria vulnerable a menos que colapsara. Sin embargo, en el caso de una estructura hospitalaria los dafios que grandes deformaciones pudieran producir, impedirian el normal funcionamiento del mismo despues del evento sismico. Por tanto, desde el punto de vista de funcion o uso, el edificio en cuestion seria vulnerable. Aun en el caso de edificios dedicados a vivienda que presenten incursiones considerables dentro del rango inelastico durante un evento sismico -pero que no colapsen ni produzcan perdidas de vidas- seria un exito desde el punto de vista del disefio sismo-resistente. Sin embargo, desde el punto de vista del propietario del edificio es vulnerable, pues los dafios sufridos en los elementos no estructurales, en definitiva se traducen en grandes gastos posteriores e incluso en la posibilidad de considerar la perdida total del edificio.

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De lo anterior se concluye que una definicion de vulnerabilidad debe necesariamente involucrar un planteamiento interdisciplinario en el cual se evaluen todas las implicaciones que los diferentes dafios sufridos por el edificio durante un evento pueden causar dentro de la comunidad y no se limite unicamente a aspectos de su comportamiento en situaciones de este tipo.

Es importante, con base en lo anterior, d.efinir ahora los terminos de vulnerabilidad y capacidad, los cuales muchas veces son considerados como sinonimos, sin embargo existen ciertas diferencias y limitaciones para el uso de los mismos. Utilizando la teoria de sistemas, es posible considerar a una ciudad como un sistema global independiente y a un edificio particular como un subsistema del mismo, de esta manera podemos definir como un estudio de vulnerabilidad sismica al estudio de las diferentes interacciones del subsistema edif icio dentro del sistema complete cuando un evento sismico ocurre yjo ha ocurrido, en tanto que en un estudio de capacidad puede ser entendido como un analisis del subsistema particular en el cual solo interesan las caracteristicas de su comportamiento sin incluir las implicaciones que este produzca en el sistema complete.

PARAMETROS PARA EL DESARROLLO DE METODOLOGIAS Una metodologia para la evaluacion de la vulnerabilidad

sismica bien constituida debe ser capaz de filtrar el inventario complete de una localidad o ciudad y clasificarlos en una serie de grupos con base en ciertos niveles de riesgo definidos dentro de la misma (1).

De manera generalizada se pueden establecer tres aspectos fundamentales para el desarrollo de metodologias:

1. Definicion de los focos de evaluacion, 2. Establecimiento o definicion de fases, 3. Seleccion de ambi tos para el comportamiento permisible.

La definicion de los focos de evaluacion se refiere basicamente al establecimiento de criterios sobre los cuales se tomaran decisiones acerca del estado del sistema. Para poder seleccionar estos focos con criterio adecuado se debe tener conocimiento de dos aspectos fundamentales:

1.

2 •

Caracteristica del material, referida esta tanto a aspectos de resistencia, rigidez y comportamiento elastico e inelastico como de otras deficiencias en su uso para elementos estructurales, asi por ejemplo, para el caso particular del concreto, resultan criticas las deficiencias en el confinamiento por medio de acero transversal, debido a las perdidas de resistencia y rigidez con el agrietamiento bajo cargas ciclicas.

Fallas usuales, es necesario tener conocirniento de fallas ocurridas en el pasado, con el fin de poder definir y reconocer posibles errores de estructuracion en los diferentes sistemas. Es recomendable el

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establecimiento de una clasificaci6n .a partir tanto de las caracter1sticas constructi vas como sistemas de estructuraci6n b&sicos, pues la experiencia ha demostrade que ciertos tipos de pr&cticas constructivas son m&s vulnerables que otras, as1 tambien una clasificaci6n con respecto a aspectos de estructuraci6n es conveniente. Esto permite establecer patrones carac~ ter1sticos de comportamiento para cada tipo de sistema resistente. Por ejemplo, edificios a base de muros estructurales, edificios a base de marcos r1gidos, as1 como tambien edificios a base de marcos r1gidos con rellenos de mamposter1a (6).

El establecimiento de una serie de fases secuenciales obedece al hecho de que por limitaciones de tiempo y de dinero, es pr&cticamente imposible el realizar un estudio mihucioso para todos los edificios existentes de una ciudad, por lo tanto es necesario reducir el volumen de edificios que requieren un estudio detallado de su estado actual. Adem&s se debe tener presente el hecho de que edificios que cuenten con algunas deficiencias, no necesariamente requieren un estudio detallado de su estado.

De esta manera particular, se pueden definir tres niveles o fases, las cuales estaran asociadas a ciertos ni veles de refinamiento en el analisis y obviamente, tambien requeriran diferentes volumenes de informacion para su desarrollo.

J

1~ Fase: Identificaci6n de sistemas que pueden presentar riesgo potencial,

2da Fase: Identificaci6n del tipo de riesgo, 3~ Fase: Estudio de la capacidad.

La primera fase de identificaci6n de sistemas que pueden presentar algun nivel de riesgo potencial, por motivos practicos debe ser rapida sin tener como uno de sus objetivos el brindar medidas correctivas.

Entre los posibles aspectos a considerar dentro de esta etapa de identificaci6n preliminar se recomiendan los siguientes: ( 1) , ( 4) .

i Tipos de zona. Interesa conocer si el edificio esta localizado en una zona reconocida como de actividad sismica o no.

ii Fecha de construcci6n. Referida esta mas que todo a si el edificio fue disefiado siguiendo las normas de un c6digo s1smico o no.

iii Tipo de construcci6n. La experiencia ha demostrado que ciertos tipos de construcciones son mas propensas a sufrir dafios que otras (mayor nivel de vulnerabilidad) como es el case general de la mamposter1a sin refuerzo.

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iv Uso del edificio. Clarificaci6n y clasificaci6n de la importancia.

v Numero de ocupantes.

vi Existencia de elementos estructurales que muestren un nivel considerable de riesgo debido a su deterioro.

vii Modificaciones. Eliminaci6n de elementos estructurales que originalmente formaban parte del sistema resistente ante cargas laterales.

viii Existencia de elementos no estructurales que muestren algun grado de peligro.

ix Elementos interiores que muestren algun nivel de peligro.

x Irregularidad geometrica.

xi Discontinuidad en las distribuciiones de rigidez tanto en planta como en elevaci6n.

El estudio de los aspectos anteriores permite establecer en forma preliminar si un sistema puede brindar algun grado de riesgo potencial. Sin embargo, es necesario tener claro que las edificaciones que cumplan con todo lo anterior y por lo tanto no sean clasificadas como con riesgo potencial, pueden presentar aun algun grado de peligrosidad.

La segunda etapa de identificaci6n del tipo de riesgo involucra tanto procedimientos cualitativos como cuantitativos; con esto se pretende establecer el ni vel riesgo. Tambien se busca hacer una estimaci6n inicial de los posibles dafios. Se recomienda un analisis mas detallado de los aspectos expuestos en la etapa anterior, asi como tambien la consideraci6n de los siguientes parametros en forma general

i Identificaci6n y estudio del sistema estructural primario para cargas laterales y verticales.

ii Determinacion de discontinuidades horizontales y verticales en la estructura, asi como distribuciones de masa en altura.

iii Estudio de la geometria estructural (basada en bosquejos simplificados) .

i v !dent if icaci6n de elementos no estructurales que puedan participar en la respuesta de la estructura ante un sismo.

v Estudio de la fundaci6n.

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Es importante mencionar que todos los parAmetres anteriores pueden ser evaluados por media de una serie de encuestas o pruebas los cuales pueden ser desarrollados para cada tipo constructive en particular.

La tercera y ultima etapa referida propiamente al cAlculo de la capacidad, involucra estudios cuantitativos del comportamiento del sistema. Se hace uso de metodos y procedimientos mAs elaborados tales como estudios de respuesta espectral, tipo modal de r .espuesta, anAlisis inelAstico incremental o por etapas, etc., con los cuales se puede estimar en mejor medida tanto los posibles dafios como los requerimientos de resistencia y ductilidad. Es importante en esta fase definir el range permisible de comportamiento con el fin de no abusar en el uso de la ductilidad, pues como se mencion6 anteriormente, las grandes deformaciones pueden producir grandes dafios en los elementos no estructurales.

CALCULO DE LA CAPACIDAD Como se mencion6 anteriormente, un estudio de vulnerabilidad

debe presentar, como un ultimo criteria para determinar el posible estado de un sistema, el cAlculo de la capacidad disponible en el mismo. A continuaci6n se describen brevemente dos metodologias bien def inidas que han sido desarrolladas y utilizadas en diferentes regiones:

1. Metoda Multi-Piso (Jap6n), 2. Espectro de Capacidad (Estados Unidos)

1. Metoda Multi-piso {3), (7), {12) El metoda japones, denominado "Normas para la Evaluaci6n de

la Capacidad en Estructuras Existentes de Concreto Reforzado", fue desarrollado por el Ministerio de Construcci6n de Jap6n, y es utilizado para la evaluaci6n de estructuras de concreto hasta de siete pisos. Esta limitaci6n se debe a que el metoda hace uso de un proceso estAtico equivalente por lo cual es necesario evitar el abuse del mismo.

El metoda consta de tres ni veles de procedimiento, los cuales envuelven el cAlculo del parAmetro denominado como Indice Sismica. Este se define como

donde E0 = ¢CF es el !ndice sismica representa un factor que depende de relacionado con aspectos de ductilidad que relaciona la respuesta para un libertad con cada piso del sistema.

basi co. El termino c la resistencia, F estA

y ¢ es un indice de piso sistema de un grade de Este metoda evalua tanto

resistencia como ductilidlad y expresa el resultado "E0 " como el producto de estas capacidades.

Las otras definiciones necesarias son G := indice geologico, S0 := indice de disefio estructural el cual varia de 0.4 a 1.2, y T := indice de tiempo que varia entre 0.5 y 1.0 con el cual se

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pretende cubrir dafios previos de agrietamiento y otros efectos de deterioro de la estructura con el tiempo.

El primer nivel del procedimiento es sumamente facil y se basa en la determinacion de promedios de resistencia para columnas y muros. Es adecuado para estructuras dominadas por muros, pero resulta ser conservador para edificios a base de marcos ductiles.

El segundo nivel del procedimiento concentra el problema unicamente en los elementos verticales identificando cinco tipos descritos a continuacion: columnas cortas extremadamente fragiles, columnas criticas en cortante, muros de cortante, columnas criticas en flexion y muros flexibles. El metodo brinda ecuaciones para cada tipo de elemento en particular.

El tercer ni vel del metodo incluye las posibles contribuciones de las vigas y otros tipos de elmentos horizontales en la disipacion y almacenamiento de energia para lo cual establece tres tipos adicionales de elementos verticales: columnas gobernadas por cortante en las vigas, columnas gobernadas por flexion en las vigas y muros de rotacion. Se dan ecuaciones para cada tipo de elemento.

El metodo considera la capacidad del sistema como la capacidad en cortante del mismo para cada nivel considerado. Con base en la clasificaci6n establecida en cada etapa con respecto a los tipos de elementos se modela cada piso como compuesto por diferentes elementos unidos en paralelo de tal manera que el desplazamiento angular sea el mismo para todos los miembros verticales de un mismo nivel. Ver figura 2. Para poder determinar el ni vel de resistencia desarrollado por los elementos ductiles en el momenta en que los elementos mas fragiles fallan, el metodo propane la utilizacion de factores de participacion, los cuales han sido determinados en forma experimental con base en la observacion de los patrones de falla de diferentes componentes durante eventos sismicos pasados. Ver figura 1.

2. Espectro de Capacidad (11), (12) El metodo considerado en este caso ha sido desarrollado por

Sigmund Freeman (12). Este se basa en la publicacion denominada 11 Seismic Design for Buildings 1982 11 , mas comunmente conocida como el 11 Tri-Services Manual" el cual brinda criterios y recomendaciones tanto para analisis de un sistema como tambien requisites de disefio.

El procedimiento se resume en el estudio de la respuesta del sistema estructural en cuestion para un sismo EQ-I de mediana intensidad (sismo con probabilidad de excedencia del 50% en 50 afios) y la revision para otro sismo EQ-II de caracteristicas considerablemente mayores (sismo con probabilidad de excedencia del 10% en 100 afios).

El metodo se centra en la construccion de una curva aproximada de capacidad tanto elastica como inelastica del sistema a partir del historial de cedencias en la estr~c tura. Prirnero, la estructura es analizada para determinar el nivel de fuerza lateral requerido para causar la primera cedencia considerable. Se revisan luego las caracteristicas del sistema

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(distribucion de rotulas plasticas) con el objetivo de cuantificar variaciones en las caracteristicas de la estructura. Se incrementa nuevamente el nivel de carga lateral hasta que se produzca la segunda cedencia importante y se repite el procedimiento hasta que el sistema se convierta en un mecanismo o sufra grandes distorciones. Al finalizar el proceso anterior se cuenta con una curva de capacidad que relaciona el cortante en planta con los desplazamientos en el nivel superior (figura 3). El paso siguiente consiste en transformar la mencionada relacion en una curva de capacidad espectral. Esto es una curva que relacione la aceleracion espectral equivalente al cortante en la plante con un cierto periodo de oscilacion que produzca un desplazamiento maximo equi valente. La capacidad de la estructura puede ser ahora directamente comparada con la demanda, la cual es representada por el espectro de respuesta seleccionado a partir de las caracteristicas mencionadas anteriormente para los sismos seleccionados EQ-I y EQ-II (figura 4).

CONCLUSIONES La experiencias acumuladas en el Japon y los Estados Unidos

en cuanto al establecimiento de metodologias de evaluacion de vulnerabilidad de estructuras existentes son ya de varios afios.

En Costa Rica no existe una guia clara para la determinacion y reduccion de la amenaza asociada con edificios de alto riesgo sismico. A menos de que se desarrollen urgentemente normas practicas de provada necesidad, estrechamente vinculadas con la realidad economica y social, continuara la insatisfactoria falta de claridad estatutaria, asi como tambien la variedad de normas e interpretaciones con que trabajan los diferentes grupos involucrados. La principal conclusion que resulta de este trabajo es la necesidad de definir los criterios que mas se ajustan a nuestro medio.

1.

2.

3.

4.

REFERENCIAS

Poland, C. D., "Evaluating the Seismic Resistance of Existing Building", ATC- 14, Applied Technology Council, Redwood City, California, 1987.

Applied Technology Council, "Tentative Provisions for the Development of Seismic Regulations for Buildings," ATC-3-06, Applied Technology Council, Redwood City, California, 1984.

Aoyama, H., "A method for the evaluation of the seismic capacity of existing reinforced concrete buildings in Japan", Bulletin of the New Zealand National Society for Earthquake Engineering, Vol 14, No. 3, Setiembre 1981.

Bresler, B., "State of the Art Assessment", in Proceedings of the Workshop for Reducing Seismic Hazards of Existing Buildings," Report FEMA 91, Earthquake Hazards Reduction Series 15, Federal Emergency Management Agency, Washington, D. C. 1985.

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5. Brunsdon, D. y Priestley, M.J.N. "Assessment of Seismic Performance Characteristics of Reinforced Concrete Buildings Constructed Between 1936 and 1975", Bulletin of the New Zealand National Society for Earthquake Engineering, Vol 17, No. 3, Setiembre 1984.

6. Feld, J., Fallas Tecnicas en Construcci6n, Editorial Limusa s. A., primera edici6n, Mexico D. F., 1983.

7. Hirosawa, M., "Criterion on the Evaluation of Seismic Safety of Existing Reinforced Concrete Buildings", Proceedings of the Second U. S. - Japan Seminar on Repair and Retrofit of Structures, University of Michigan, Ann Arbor, MI, Mayo 1981.

8. Mahin, s., Bertero, V., "An Evaluation of Inelatic Seismic Desing Spectra", Journal of Structural Division, Proceedings of the American Society of Civil Engineers, Vol 107, No. ST9, Setiembre 1981.

9. Scholl, R. E., ed., "Proceedings of the Workshop for Reducing Seismic Hazards of Existing Buildings," Report FEMA 91, Earthquake Hazards Reduction Series 15, Federal Emergency Management Agency, Washington, D. C. 1985.

10. Sugano, s., "Seismic Strengthening of Existing Reinforced Concrete Buildings in Japan", Bulletin of the New Zealand National Society for Earthquake Engineering, vol. 14, No. 4, December, 1981.

11. White, R.N. y Gergely, P., eds. ,"Proceedings of the First Workshop on Seismic Performance of Existing Buildings," Departamento de Ingenieria Civil, Universidad de Cornell, Nueva York, Abril 1985.

12. White, R.N. y Gergely, P., eds.,"Proceedings of the Third Workshop on Seismic Performance of Existing Buildings," Departamento de Ingenieria Civil, Universidad de Cornell, Nueva York, Diciembre 1986.

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1.0

Cargo

Resistencio

COLUMNAS CORTAS

FACTORES DE PARTICIPACION o<. i./i.i.

MUROS DE CORTA N TE

MUROS FLEX ISLES

Figura I.

COLUMNA$ DUCTILE$

Deaplozomi ento relotivo

Altura del piso

IDEA LIZACION DEL PISO DE UN EDI FICIO

COLUMNA~~~r-·~--· --~~~--;r7r~rrrr.rr.~~--~~~~~~~~~~~

CORTA

; .- .· ·

.· ...

. . .. . ·: . . ~ - .. . ... ·. ;.:

Figura 2 .

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COLUMNA Ducn L

.. ·. · .. ~ ..


Cortonte en plonto

Acelerocion espectrol

v CUR VA V contra ~

RANGO INELASTICO

...------- ----- RAN GO E LASTICO

Duplozomiento mc:iximo

Figura 3 .

DEMANDAS Y CURVA DE CAPACIDAD

/ EO!I ~ AMORTIGUAMIENTO 10%

EQI = AMORTIGUAMIENTO 5%

----CURVA

~~~~----- DE

CAPACIDAD

+-------------- --- ·--- ------------- - ---------

T Periodo

Figura 4 .

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ANALISIS DE LA RESPUESTA SISMICA DEL HOSPITAL MONSENOR SANABRIA

Ing. Adolfo Matamoros Ing. Guillermo Santana Ph.D.

Laboratorio de Ingenieria Sismica Universidad de Costa Rica

RESUMEN

El objetivo de este trabajo es el de evaluar la respuesta estructural de la torre principal del Hospital Monsenor Sanabria durante el Sismo de C6bano del 25 de marzo de 1990 (cuyo epicentro se localiza a unos 40 Km del edificio). El edificio cuenta con 10 pisos y se encuentra en el Roble, provincia de Puntarenas, Costa Rica. Actualmente dicha estructura es una de las estaciones del Programa de Medici6n de Sismos Fuertes para Costa Rica. Al memento de ocurrencia de los eventos sismicos, la estructura estaba en proceso de reforzamiento estructural.

La evaluaci6n de la respuesta se efectua mediante el modelaje por microcomputadora de las principales caracteristicas dinamicas de la estructura. Se consideran para tal efecto dos arreglos estructurales. El primero corresponde al estado inicial del edificio antes del reforzamiento. El segundo trata de reflejar la fase intermedia de reforzamiento en el memento del evento sismica. Ambos modelos consideran que el el comportamiento de la estructura es lineal y elastica.

Con los resultados obtenidos de los dos analisis dinamicos, se establecen comparaciones de las propiedades geometricas de la estructura y de sus caracteristicas dinamicas, antes y despues del refuerzo, tratando de estimar en cual caso las solicitaciones de sismo hubieran causado mayores danos. Tambien se hace una comparaci6n de las cargas de sismo con las que se obtendrian de un analisis utilizando el espectro de diseno para estructura tipo 4 sobre suelo blando que especifica el c6digo sismica de Costa Rica, el c6digo ATC 3-06 y el c6digo UBC.

ABSTRACT

The purpose of this paper is to evaluate the seismic response of the Monsignor Sanabria Hospital's principal tower, during the Cobano, Costa Rica earthquake which occurred March 25, 1990 (its epicenter is located approximately 40 Km from the site of the structure). The building has ten stories and it is located in El Roble, province of Puntarenas, Costa Rica. At this moment the structure is a station of the Strong Motion Instrumentation Program for Costa Rica. When the seismic events occurred, the structure was in the process of being structurally reinforced with the addition of shear walls.

The evaluation of the response is accomplished by modeling with the use of a microcomputer the dynamic characteristics of the structure. Two structural arrays are considered for that effect. The first represents the original state of the structure before the reinforcement began. The second one intends to reflect

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the intermediate phase of the reinforcement at the moment of the seismic event. Both models consider an elastic and linear behavior of the structure.

With the results obtained from the two analysis, a comparison between the properties and the dynamic characteristics of the structures before and after the reinforcement began is established. A comparison is established between the results obtained with the design spectra provided by the Costa Rica's Seismic Code, the UBC and the ATC codes.

ACI ATC CSCR UBC

ABREVIATURAS

American Concrete Institute. Applied Technology Council. Codigo Sismica de Costa Rica. Uniform Building Code.

DESCRIPCION DE LA ESTRUCTURA

La terre principal del Hospital Monsenor Sanabria es una estructura cornpuesta por marcos de concreto reforzado. Tiene diez pisos con areas similares entre si, de los cuales el primero tiene 4.20 m de altura y los demas 3.60 m. Las losas de entrepiso y las 54 columnas de cada planta se encuentran dispuestas en forma de T. Esto se aprecia claramente en la figura N°9, que nos muestra un diagrama de la estructura tal y como se encontraba el dia 25 de Marzo de 1990.

El undecimo piso, es la zona en que habitan los residentes y abarca un area menor a la de los pisos inferiores (solamente una parte del ala de la T) .

El ala de la T esta orientada en la direccion N 85° E, y tiene una dimension maxima de 77 m. A lo largo de este trabajo se denominara esta como la direccion X positiva. El alma de la T se orienta en la direccion perpendicular (N 5° W), y tiene una dimension maxima de 40 m. A esta direccion se le denomina como direccion Y positiva.

Los planes de esta estructura estan fechados en el ano de 1964. Originalmente el sistema estructural que resiste las cargas de sismo estaba compuesto solamente por marcos de concreto de poca ductilidad. Recientemente se realizo su readecuacion sismica, y se anadieron muros de corte coladas en los extremes del ala y alrededor del ducto de elevadores (ver la figura N°17).

En su interior la estructura cuenta con paredes de mamposteria distribuidas simetricamente a lo largo del ala, en la direcci6n Y. Tambien hay paredes de mamposteria en las fachadas este y oeste del alma, en la direccion Y . . Las primeras paredes son de bloques de arcilla con refuerzo horizontal conforrnado por una varilla #2 @ 40 ern. En las fachadas del alma, las paredes son de ladrillos de arcilla, sin que se pudiera apreciar refuerzo horizontal en su inspeccion.

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CRITERIOS UTILIZADOS EN LA MODELACION DE LA ESTRUCTURA

Calculo de las propiedades de los elementos

En general se siguieron las recomendaciones establecidas por el C6digo Sismica de Costa Rica para realizar el analisis estructural.

Al calcular la inercia de las vigas se incluy6 el efecto de la losa, considerando su ancho efectivo segun lo establece el c6digo ACI 318 en su version de 1989. Se pudo comprobar mediante la inspecci6n de la estructura despues del sismo que las vigas no presentaban agrietamiento, por lo que se utiliz6 en el modelo el 100 % de su inercia. Esto va en contraposici6n al 50 % de la inercia que establece el CSCR para efectos de disefio. Sin embargo, en este trabajo no interesan consideraciones de disefio, sino mas bien de los desplazamientos y cortantes por piso, por lo que es de mayor interes modelar de la manera mas precisa posible el comportamiento de la estructura.

Se consider6 en este analisis el 100 % de la inercia de las columnas.

Los pilares del primer piso se modelaron de forma particular, debido a su forma irregular. Sus propiedades se definieron como el promedio de la secci6n en la base, y la secci6n en su parte superior. De esta forma se promediaron sus mementos de inercia, area total y area efectiva a cortante.

El muro del ducto de elevadores se model6 como una columna en voladizo con las propiedades definidas respecto a su centroide, tal y como se muestra en la figura N°2.

Masa traslacional, rotacional y centro de masa

El calculo de las masas se hizo de acuerdo con lo que estipula el CSCR. Se consider6 el 100 % de la carga permanente mas un 15 % de la carga temporal.

Se tomaron en cuenta los elementos estructurales (losas de entrepiso, vigas, columnas y muros), asi como el de elementos no estructurales (acabados y paredes de mamposteria de relleno).

Los resultados se resumen en las figuras N°3, 4 y 5. En la primera de ellas se puede ver como varia la masa traslacional en funci6n de la altura del edificio. De igual manera en la figura N°5 se muestra la forma en que varia la masa rotacional por piso (respecto al centro de masa) .

Como lo ratifica la figura N°4 el porcentaje de variaci6n de la masa por piso con respecto a la del piso inferior no sobrepasa el 5 %, lo que indica que su distribuci6n es regular en la altura del edificio. El porcentaj~ maximo que establece el CSCR de un 15 % de var iaci6n de la masa traslacional con respecto a la de los pisos adyacentes (articulo 2.3.5.b) solamente se sobrepasa en el caso del ultimo piso, lo que es permitido para estructuras regulares en alt~r&. Per estu razor. se concluye que la estructura no presenta problemas de irregularidad en altura debidos a la forma en que esta distribuida su masa. En la figura N°16, se nota que la proyecci6n de los centres de

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masa por piso entre el segundo y el novena pisos coinciden en un mismo punto.

De acuerdo a los resultados obtenidos y considerando que la masa del undecimo piso es aproximadamente un 20 % de la del piso 10 (ver figura N°4), se elimin6 este piso del analisis, sumando su masa a la del piso anterior (y por consiguiente modificando la ubicaci6n de su centro de masa).

Rigidez por piso (edificio sin reforzar)

La rigidez, el centro de rigidez, la orientaci6n de los ejes p~incipales y la rigidez rotacional se calcularon para cada piso de acuerdo a las recomendaciones del CSCR. A pesar de que para hacer el analisis dinamico se utiliz6 el programa SUPER ETABS (Maison, 1983), las caracteristicas antes mencionadas se calcularon aparte, como una manera de verificar que el resultado obtenido con el programa es acorde a las propiedades de la estructura.

Para ello se estableci6 un modelo para cada columna o muro similar al que se muestra en la figura N°1. En este modelo no se considera la rigidez que aportan las vigas a la rigidez traslacional, pero a pesar de ello debe indicar resultados bastante aproximados a los exactos.

En las figuras N°6 y 7 se grafica la variaci6n porcentual de la rigidez por piso con respecto a los ejes X y Y respectivamente. La rigidez con respecto al eje X, segun la convenci6n utilizada en este trabajo implica el mismo concepto que la rigidez en la direcci6n Y. De igual manera, la rigidez con respecto al eje Y implica el mismo concepto que la rigidez en la direcci6n X. Es evidente que los valores obtenidos estan dentro de los que indica el CSCR para estructuras regulares en altura en su articulo 2.3.5.c (en ningun caso la variaci6n en la rigidez sobrepasa el 50 %) •

Al observar la excentricidad por piso, calculada como el cociente de la distancia del centro de masa al centro de rigidez entre la dimension maxima (figura N°8), se concluye que el edificio excede el requerimiento del c6digo para estructuras regulares en planta (articulo 2.3.6.a ) en la direcci6n Y. La ubicaci6n de los centres de rigidez de los nueve primeros pisos y los centres de masa respectivos se grafican en la figura N°17.

De igual manera el cociente entre las aproximaciones del primer modo traslacional y el primer modo rotacional por piso (CSCR, articulo 2.3.6.b) arroja valores muy cercanos a uno para la direcci6n Y, por lo que es previsible que se presente un acoplamiento considerable entre los modos de oscilaci6n trasla-cionales y los rotacionales. .

Otro factor a resaltar y que influye en el comportamiento de la estructura es que la rigidez en la direcci6n Y es mucho mayor que la rigidez en la direcci6n X (7.5 veces).

La respuesta del edificio tambien se ve modificada por la variaci6n abrupta en la rigidez que se da por los pilares del primer pi so, los que esUin construidos solamente en la parte oeste del ala.

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Por estas razones el edificio, a pesar de ser simetrico, es irregular en planta. Ademas es previsible que presente problemas de acoplamiento entre sus modos traslacionales y sus modos rotacionales.

Rigidez por piso (edificio parcialmente reforzado)

Para hacer los calculos de las caracteristicas dinamicas del edificio en su fase intermedia de refuerzo (conforme se aprecia en la figura N°9), se utiliz6 un procedimiento similar al anterior.

Para cada piso se afiadieron las secciones de los muros de corte, de la misma forma en que estaban distribuidos el dia 25 de Marzo. En esta fecha, los muros de corte estaban completes desde el primer hasta el segundo piso inclusive (ver la vista en planta del primer piso en la figura N°13). Entre el tercer piso y el sexto, no se habian construido los muros del sector este del ala (ver figura N°14). Por ultimo, entre el septimo y el noveno piso, tampoco se habian colado los muros que se ubican alrededor del ducto de elevadores. De esta forma a lo alto del edificio se definen claramente tres zonas con caracteristicas dinamicas diferentes.

Los resultados obtenidos se grafican en las figuras N°10 a N°12, con un formate similar al que se sigui6 para la estructura sin reforzar. De los dos primeros graficos se puede concluir que a pesar de la forma no continua de los muros estructurales, el porcentaje de variaci6n de la rigidez traslacional inducida por su discontinuidad es suficientemente baja para cumplir con el requisite establecido por el CSCR para estructuras regulares en altura. En la figura N°ll se muestra la rigidez traslacional con respecto a los dos ejes de referencia, y se nota que en contraposici6n al caso anterior, no hay una diferencia tan significativa en sus valores absolutes.

El centro de rigidez por piso (ver figura N°17) tiende a desplazarse hacia el oeste (direcci6n X negativa) conforme aumenta la altura del edificio. Esto se debe claramente al hecho de que solamente los muros de este sector eran continuos en todos los pisos. De esta figura tambien se puede apreciar que el efecto de los muros en la direcci6n X que se colaron en el ala de la estructura, los que reducen considerablemente la distancia que separa al centro de rigidez del centro de masa.

PARAMETROS PARA EL CALCULO DEL COEFICIENTE SISMICO CON EL CODIGO SISMICO DE COSTA RICA

Por tratarse en este caso de un hospita~, el CSCR recomienda una probabilidad de exedencia del 10 % para el sismo de disefio. Si ademas de esto se considera una vida util para la estructura de 50 afios, el periodo de retorno que se obtiene utilizando la distribuci6n de Poisson es de 475 afios. De esta forma, del mapa se isoaceleraciones para Costa Rica con un periodo de retorno de 500 afios en la zona de Puntarenas, se obtiene la aceleraci6n maxima probable que es de un 30 % de la aceleraci6n de la gravedad.

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I I I I I I I I I I I

I I I I I

Segun el articulo 2.4.1 del CSCR el coeficiente sismica c se define como:

c = R * acel. maxima * FAD

El mismo articulo estipula que R (factor de reducci6n por la interacci6n entre el suelo y la cimentaci6n de la estructura) debe tomarse como 0.8 para todos los casos.

Los valores del FAD (factor de amplificaci6n dinamica) en funci6n del periodo de la estructura, fueron tornados de la figura 2.4.3, considerando un perfil de suelo blando para estructura tipo 4. Esta escogencia se hizo basandose en que el hospital esta cimentado sobre arenas de baja capacidad ultima, y de hecho fue necesario utilizar una fundaci6n sobre pilotes. El tipo de estructura se determin6 en base a sus caracteristicas de baja ductilidad, ademas del distanciamiento y dimensionado del acero de refuerzo empleado.

Este coeficiente sismica multiplicado per la aceleraci6n de la gravedad y por la masa de la estructura da como resultado la fuerza de cortante debida a la carga de sismo. El coeficiente sismico obtenido de esta forma se grafica en la figura N° 18, junto a los coeficientes obtenidos con el c6digo ATC-3-06 y el UBC de 1982.

PARAMETROS PARA EL CALCULO DEL COEFICIENTE SISMICO CON EL CODIGO UBC DE 1982

El C6digo UBC propene la siguiente formula para el calculo del cortante en la base:

V = Z I K C S W

donde: v = Cortante en la base del edificio z Factor de riesgo asociado a la ubicaci6n

geografica I = Factor de importancia y ocupaci6n de la estruc-

tura K Factor para considerar el sistema estructural

utilizado c = Coeficiente que deper.de d~.l periodo de la es-

tructura s = Factor de resonancia de la estructura con el

suelo w Peso de la estructura

En vista de que este c6digo, al igual que el ATC-3-06, presenta factores de riesgo por la ubicaci6n geografica para los Estados Unidos, se estableci6 una correla€i6n entre el tipo de falla a esperar en Costa Rica (zona de subducci6n) y los valores para la zona de Alaska. Para este sitio, el valor que indica el mapa respective es de Z = 1.

El factor de importancia se escogi6 como 1.5, que es elvalor especificado para edificios de importancia vital despu~s de los terremotos. El factor K tiene por objeto aumentar las cargas sismicas para tipos de estructuras que no han tenido un comporta-

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I I I I I I I I I I

I I I I I I

miento deseable durante sismos anteriores. De igual manera, reduce las cargas para aquellas estructuraciones que se sabe han tenido un comportamiento adecuado. En este caso el valor escogido es de 1.00, para estructuras en general.

El valor de C es establecido por este c6digo como T -i n f 15 con un valor maximo de 0.12. Por ultimo, el valor des es establecido como 1. 5 para sitios en que se desconoce el periodo predominante del suelo.

PARAMETROS PARA EL CALCULO DEL COEFICIENTE SISMICO CON EL CODIGO ATC-3-06

El C6digo ATC-3-06 propene una formulaci6n diferente para calcular el coeficiente sismica y por consiguiente el cortante en la base. En este caso se toma el menor valor de los obtenidos con:

Cs = 1. 2 Av S R T 213

6 Cs = 2.5 Aa R

Los valores de Aa y Av dependen de la ubicaci6n geografica. De igual forma que para el caso del UBC, estes valor es estan definidos en un mapa de zonif icaci6n de los Estados Unidos. Siguiendo un razonamiento similar al que se emple6 para el UBC, se escogi6 un valor de Aa y Av de 0.4.

Asimismo se emplea un valor de R de 5.5. Se escoglo este valor porque representa el case intermedio entre una estruc~ura cuyo sistema para resistir cargas de sismo es de marcos rigidos, y una cuyo sistema esta compuesto por muros de corte en combinaci6n con marcos rigidos.

El factor S toma en cuenta problemas de aumento de la senal segun el tipo de suelo sobre el que esta cimentada la estructura. El c6digo ATC sugiere un valor de 1.5 para estructuras cimentadas sobre suelo blando.

~~ALISIS COMPARATIVO DE LOS RESULTADOS OBTENIDOS

Modele de la estructura sin reforzar

En el case de la estructura sin reforzar solamente se consider6 como excitaci6n sismica el registro del sismo de C6bano en la base del hospital.

Los resultados obtenidos se resumen en la tabla N°1, que relaciona para los primeros diez modes su ·periodo y masa modal efectiva en cada direcci6n.

El periodo principal es de 1.06 segundos, valor que concuerda bastante bien con la formula aproximada del CSCR. Al ver las masas modales efectivas, se concluye que hay un acoplamiento considerable entre la direcci6n X y la direcci6n Z, lo que era previsible de acuerdo a los calculos de la rigidez por piso.

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I I I I I I I I

I I I I I I

Esto sugiere que el edificio tenderia a pivotarse con respecto al ducto de elevadores y a amplificar su movimiento rotacional conforme se desplaze en la direcci6n X. Esto es comprueba en las figuras N°19 y N°20, donde se aprecia que mientras los desplazamientos maximos del centro de masa en la direcci6n Y son similares a los del modele parcialmente reforzado, los desplazamientos en la direcci6n X son mucho mayores.

Modele de la estructura en la fase intermedia del refuerzo

Para este modele se evaluaron tres condiciones de excitaci6n sismica. La primera de ellas es el registro del sismo de C6bano en la base del hospital. Ademas se hicieron analisis con losespectros obtenidos del CSCR, el ATC-3-06, y el UBC conforme a los criterios que se mencionaron anteriormente.

Si bien se puede apreciar que hay diferencias entre los coeficientes sismicos obtenidos con cada uno de los c6digos (ver figura N°18), es importante entender que solamente se estan comparando cortantes en la base de la estructura. Ademas de tener diferencias en los cortantes en la base, los c6digos antes mencionados difieren entre si en varies aspectos, por lo que la comparaci6n no es de ninguna manera una comparaci6n absoluta. Algunos aspectos en los que hay divergencia entre los c6digos son las combinaciones de carga, disposiciones para el incremento de las cargas de disefio segun porcentaj es establecidos desplazamientos relatives permisibles entre pisos y requisites minimos de dimensionado de los elementos, entre otros.

En la tabla N°2 se resumen los valores de los periodos de los primeros diez modes de oscilaci6n. Al analizar estes valores se concluye que el problema del acoplamiento de los modes de traslaci6n en la direcci6n X y los modes rotacionales es mucho mayor en este caso.

En las figuras N°19 y N°20 se muestra una cornparaci6n de los desplazarnientos en los centres de masa de las dos direcciones de la estructura que se evaluaron en el analisis del edificio sin reforzar. Es evidente que los desplazamientos originados son mucho rnayores para el caso del registro del sisrno de C6bano que para los c6digos de disefio contemplados en este estudio.

CONCLUSIONES

El aspecto fundamental que diferencia a las solicitaciones sismicas contempladas en este trabajo es el concepto de aceleraci6n pico efectiva. Este concepto no esta contemplado en el procedimiento para determinar el coeficiente sismico de disefio en el C6digo Sismica de Costa Rica, a difer.encia de los c6digos ATC y UBC. Es por esta raz6n que las solicitaciones entre uno y los otros dos presentan diferencias tan importantes.

Los resultados del analisis sugieren que el sismo de C6bano caus6 cargas mayores a las que establecen los requisi·tos de disefio en la terre principal del Hospital Monsefior Sanabria. Ademas, los desplazamientos reflejan que el modele sin reforzar posiblemente habr ia sufr ido ser ios problemas de acoplarniento

-18-


I I I I I

torsional, con una rigidez a la torsion mucho menor que la del edificio parcialmente reforzado.

A pesar de lo expuesto anteriormente, no se pretende hacer en este trabajo una comparacion entre los desplazamientos obtenidos con los espectros de disefio y los desplazamientos maximos obtenidos con los registros del sismo. Esto se debe a que hay varias limitaciones que impiden hacer una comparac1on adecuada, siendo la principal de ellas la validez del modelo unicamente en el rango elastica de la estructura. Sin embargo esta comparacion presenta un parametro interesante del codigo de disefio utilizado en Costa Rica con otros codigos y con el sismo del pasado 25 de marzo de 1990.

otra conclusion importante es que el analisis seria mucho mas fructifero de haberse contado con al menos otro acelerografo en algun piso superior de la edificacion.

RECONOCIMIENTOS

Los autores de este estudio quieren manifestar su agradecimiento a todo el personal del Institute de Investigaciones en Ingenieria de la Universidad de Costa Rica, por la informacion suministrada que fue de vital importancia.

Tambien se hace un reconocimiento al Ing. Oscar Gomez, cuyo trabajo "Analisis Dinamico y Recomendaciones para el Hospital Monsefior Sanabria" fue de gran ayuda en la elaboracion de esta investigacion.

I

TAB LAS

Tabla N°1 Periodo y masa modal para el

modelo de la estructura sin reforzar

Periodo

I

Masa Modal Global Efectiva seg. (como fraccion de la masa total)

X y z

1.061384 .184 .011 .465 1. 044870 .001 .659 .019 0.857280 .512 .001 .177 0.412472 .062 .005 .091 0.365038 .004 .154 .000 0.245920 .088 .000 .001 0.226776 .052 .000 .110 0.188117 .003 . 057 · .000 0.169360 .009 .005 .014 0.133301 .012 .000 .010

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I I I I I I I I I I

I I I I I I

Tabla N°2 Periodo y masa modal para el

modelo de la estructura parcialmente reforzada

I

Periodo

I

Masa Modal Global Efectiva

1

seg. (como fracci6n de la masaztotal) X y

0.691256 I .307 .000 .330 I 0.518036 I .336 .003 .328

0.484723 .001 .725 .002 0.195204 .120 .004 .077

I 0.153883 .043 .101 .031 0.138408 .043 .052 .075 0.095413 .039 .006 .033 0.080168 .022 .041 .002 0.066507

I .031 .009 .031

0.060903 .008 .003 .026 I

REFERENCIAS

1. American Concrete Institute, "Building Code Requirements for Rej_nforced Concrete (ACI 318-89) and Commentary- ACI 318R-89", Detroit, Michigan, 1989.

2. Applied Technology Council, "Tentative Provisions for the Development of Seismic Regulations for Buildings", ATC-3-06, National Bureau of Standards, Washington D.C., 1978.

3. Applied Technology Council, "Redesign of Three Multistory Buildings: a Comparison Using ATC-3-06 and 1982 Uniform Building Code Design Provisions", ATC-3-4, Pale Alto, California, 1984.

4. Berg, G., "Seismic Design Codes and Procedures", Earthquake Engineering Research Institute, Berkeley, Californi&, 1982.

5. Gutierrez, J., "C6digo Sismica de Costa Rica, 1986", Editorial Tecnol6gica de Costa Rica, Cartago, Costa Rica, 1987.

6. International Conference of Building Oficials, "Uniform Building Code, 1982'', Whittier, California, 1982.

7. Maison, B. y Neuss, C., "SUPER ETABS, An. Enhanced Version of the ETABS Program" Report to the National Science Foundation, J.G. Bouwcamp Inc., California, 1983.

-20-

I I I I I I I I I I

I I I I I I

Figura Nl

Figura N2

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Cnlerlo uUh1.1od.G per• model•r orl rnuro del ducto

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FIGURAS

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HOSPITAL M. SANABRIA MASA TRASLACIONAL POR PISO

:~ t ~--··- --=---- ··· ---~ 9 \ ____ ____j

8 ---------- \----~

£ : r---==-----------------~- ~=~ :r--------------· ------------·· -~--~ --:~=-~11 _,r--· ---2 -,---- --,.---. ~-~-- - --

20 A(\ 60 80 100 120 140 160 180 MI\SA (ton s-2 /n-.)

Figura N3

-21-

I I I I I I I I I I I I I I I I

HOSPITAL M. SAN ABRIA VARIACION PORC. DE LA MASA POR PI SO

1 1 -· _I

-- - --- ,- I 10

1-~ - - 1-- -

9 ----- --- -

p,

+ 7 ---c

~ 6-,-0::

3

Figura N4

11

1 0

9

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0 7 V1

a:: 6

5

3

2 0

Figura NS

Figura N6

0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6 0.7 0.8 0.9 MASA PISO n+ 1 / MASA PISO n

HOSPITAL M. SANABRIA MASA ROT A ClONAL POR PISO

--

\ \ --\ j '\

\ \

\ 10000 20000 30000 4 0000 50000 60000 70000 80000 90000

MASA (ion s-2/m • m-2)

HOSPITAl i,j. SANABRIA VARIACION PORC. DE LA RIGID£Z POR PISO

:~r-~----------.----------------,---.~

I(COt.()()A~ llCl. CSO: .. ~o.LU-(SJ'll.CU,IIi""'-ll~

(Jil .t.ll'AA (l .JS.c)

:L 0 0.5 0.6 0.9

RIGIO[l Pl$0 n • I / RIG()(Z PISO n

-22-

I

I 2


Figura N7

0 . 1

HOS?1T AL l.t SANABRIA VARIACION PORC. DE LA. RIGIOEZ POR PISO

11

10

0.3 0.6 0.9 1.2 RIC{)CZ PISO n+ 1 / RIGOCZ PlSO n

HOSPITAl M. SANABRIA Porcentoje de exentricidod por nivel

0 +-----~----r---~r---~----~----~-----~-----r--~~ 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11

Figura N8

Figura N9

PI SO

1-- EJE X · EJE Y ----- CSCR

~ ~

...UU!j[]!j] ;:,.,.

c::::::::-::: f--1- ~ 1- - k:::: i== C1 ..:::: 1- - Ol~ ,_ - ,-

f5 ~ ~ ..:::: 1- 1- -::::: '- r-- R 0. r:: 1- ---

s il ~ ..:::: - - 1-1- ,_

c:: 1- - 1-

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1- 1- - ~ - 1-- 1- ~

IT_ 1- -- 1-If [;,

If ~-~

ESTRUCTURA PARCIALMENTE REFORZA{JA REFLEJANDO EL A VANCE DE LAS OBRAS

EL DIA 25 DE MARZO DE 1990

-23-

I I I I I

Figura NlO

I I I I

Figura Nll

I

I I Figura N12

I I I

HOS?tf AI M SAI'AiRIA VARIACtON PORC. 0[ LA RIGO[Z POR PISO

5

:t.·· 2 ---r--·--r---r---...,.--·- -~--...,.----,--

II

10

0 0.3 0.6 0.9 RICIDG P\SO n t I I R~Z PI SO n

HOSPIT4l M. SANABRIA VARIAC/ON PORC. DE LA RIGIDEZ POR PISO

0.3 0 .6 0~

RIC()(Z P\SO n+ I I RICCG f'ISO n

HOSPITAl M. SAHASRlJ.. RIGIOEZ ?OR PISO

1.2

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E R~W£z DIR£CCION-y::-:-:.-mz O!RECCioNXJ • --------··- -

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I VISTA EN PLANTA DEL PRIMER PI SO

Figura Nl3

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VISTA EN PLANTA DEL TERCER AL SEXTO

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Figura Nl4

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VISTA EN PLANTA DEL SETIMO AL NOVENO PISOS '

I Figura NlS

I I -25-

I

I I I I I

Figura Nl6

I I I I

Figura Nl7

I I I I I Figura Nl8

I I I

<D

PROYECCJON DE LOS CENTROS DE MASA Y DE LOS CENTROS DE RICIDEZ

ffi CENTRO DE RIGIDEZ POR PISO

+ CENTRO DE M.A S A

MODELO DE LA ESTRUCTURA REFORZADA

.-I

PROYECCION DE LOS CENTROS DE .MASA Y DE LOS CENTROS DE RICIDEZ

$ CENTRO DE RICIDEZ POR PISO

+ CENTRO D£' MASA

COEFICIENTES SISMICOS tmUZADOS EN EL ANAilSIS DINAMJCO

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-26-

I I I I

Figura N19

I I I I I Figura N20

I I I I I I I I

COMPARACION DE DESPLAZAMIENTOS HOSPITAL MONS. SANABR1A

2 3 4 5 6 7 8 9 10 PI SO

- --~ --+·- UBC -><- CSCR _jl -e- COBANO CR -- COBANO SR

-----·

COMPARACION DE DESPLAZAMIENTOS HOSPITAL MONS. SANABRIA

2 3 4 5 6 7 8 9 10 PI SO

----- ATC ~usc -- CSCR I -e- COBANO CR -><- COBANO SR ___j

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-28-


EL SISMO DE COBANO DEL 25 DE MARZO DE 1990 Y LA ZONIFICACION SISMICA VIGENTE

I ng . William Vargas Monge Ing. Guillermo Santana, Ph. D.


RESUMEN Los registros de aceleraciones del sismo de Cobano, obteni

dos por el Programa de Medicion de Sismos Fuertes del Laboratorio de Ingenieria Sismica de la Universidad de Costa Rica son caracterizados mediante el parametro de aceleracion pica. Se compara la relacion de atenuacion utilizada por Mortgat et al. para generar los mapas de isoaceleracion del Codigo Sismica con las aceleraciones registradas del sismo de C6bano. Se comparan los periodos de retorno de los mapas con la periodicidad que resulta del analisis de los sismos del presente siglo similares al sismo de Cobano. Se enfatiza la necesidad de una nueva evaluaci6n de la amenaza sismica a la luz de la informacion disponible.

ABSTRACT Strong-motion records of the Cobano, Costa Rica Earthquake

obtained by the Strong Motion Instrumentation Program of the Earthaquake Engineering Laboratory of the University of Costa Rica are characterized in terms of peak ground acceleration parameter. The attenuation relation used by Mortgat et al. to develop the isoacceleration maps of the Seismic Code of Costa Rica is compared to the recorded accelerations of the Cobano, Costa Rica Earthquake. Return periods of maps are compared to the periodicity given by the analysis of earthquakes of the present century similar to the C6bano event.

LA ZONIFICACION SISMICA VIGENTE La zonificacion sismica del pais utilizada por el C6digo

Sismica de Costa Rica, version 1986 (Gutierrez, J., 1987), se bas6 en los mapas de isoaceleraciones del Estudio de Riesgo Sismica para Costa Rica (Mortgat, Ch. et al., 1977). Esta misma zonificacion fue usada en el Estudio de Segura Contra Terremoto para el Institute Nacional de Seguros (Sauter F. y Shah H., 1978).

El procedimiento basico empleado en la generaci6n de los mapas de isoaceleraciones del estudio de Mortgat et al. es descrito a continuacion.

1. Identificacion de las fuentes sismicas La localizacion de las fuentes se determino con base en la

ubicaci6n de hipocentros de sismos pasados y en informacion geologica y sisrnologica. Se utilizaron varies catalogos de sismos y se escogieron un total de 764 eventos ubicados entre l as latitudes 6°N y l3°N y las longitudes 81°W y 88°W y ocurridos entre 1883 y 1975. Todas las localizaciones de los hipocentros estan basadas en mediciones telesismicas de las diferentes redes mundiales y debieron ser completadas en algunos casas. La informa-

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I

I I I

I I

I

c1on geologica y sismologica fue obtenida fundamentalmente de los estudios rea;izados por G. Dengo (1962) y J. Grases (1975). La metodologia empleada asigno fuentes lineales, circulares o rectangulares a los diferentes grupos de sismos.

2. Desarrollo de un modelo de recurrencia de sismos Se emple6 un enfoque bayesiano para obtener la sismicidad de

cada fuente, dadas las limitaciones de las bases de datos historicas. La sismicidad es definida como la distribucion del numero de eventos para cada magnitud por unidad de tiempo. Se supuso que la ocurrencia de sismos sigue una distribucion de Poisson, es decir, que el numero de sismos por unidad de tiempo es independiente de la magnitud de cada uno. Esto equivale a suponer que los sismos son independientes espacial y temporalmente y que la probabilidad de que dos eventos ocurran en el mismo lugar y al mismo tiempo es nula. Las magnitudes se obtienen a partir del analisis de la distribuci6n de eventos pasados. La sismicidad de cada fuente se obtiene al introducir la distribuci6n de probabilidad de las magnitudes. El enfoque bayesiano permite combinar los datos historicos con informacion geol6gica y sismol6gica.

3. Escogencia de los parametres del movimiento del terreno Para el estudio se escogieron la aceleraci6n maxima (pico)

del terreno y la duraci6n del movimiento como las medidas representativas de la intensidad del movimiento en un sitio. La aceleraci6n pico es la amplitud maxima obtenida en un registro del movimiento. La duraci6n fue definida como el intervale de tiempo durante el cual ocurre movimiento significative del terreno. Se reconoci6 la mayor representatividad de las medidas del movimiento que relacionan la intensidad con el contenido de frecuencias, tales como la Intensidad Espectral, (Housner,1952) pero se escogieron los parametres mencionados por ser de uso generalizado, por su simplicidad y para poder comparar el mcdelo con otros que usaban los mismos criterios.

Parte importante de este paso es la escogencia de una relaci6n entre la magnitud de un sismo y los parametres usados para representar el movimiento del terreno. En este estudio se escogi6 la relaci6n de atenuaci6n propuesta por Esteva y Rosenblueth en 1964 y modificada en 1970. La ecuaci6n es el resultado del analisis de regresi6n de los datos disponibles y relaciona la aceleraci6n pico (a, en cmfs2

) del terreno con la magnitud (M) de Richter y la distancia hipocentral (R, en km) .

a = 5o o o * e o.sM 1 ( R + 4 o ) 2

Se reconocieron las limitaciones de usar cualquier relaci6n de atenuaci6n. Entre las mas importantes se sefialaron la imposibilidad de representar la complejidad del movimiento del terreno con una relaci6n empirica y la gran dispersion de los datos con los cuales se realizan los analisis de regresi6n. En el caso de esta relaci6n en particular se sefiala adernAs la lirnitaci6n de la suposici6n de que sitios a igual distancia del epicentro de un sismo registraran la misma aceleraci6n maxima del terreno, puesto que no toma en cuenta la influencia de factores tales como la

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I

I

I

I I I I I I

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longitud y orientacion de las fallas, que afectan el patron de irradiacion de las ondas sismicas.

Se introdujeron medidas correctivas para las dos primeras limitaciones senaladas. Estas medidas se basan en la observacion de que la dispersion de los datos varia proporcionalmente con el valor medic dado por la ecuacion. De esta manera la ecuacion se utiliza para calcular el valor promedio de una distribucion de probabilidades. Puesto que el analisis de los datos no sugirio gue alguna distribucion en particular fuese mas adecuada, se escogio una distribucion uniforme con un coeficiente de variacion constante, cuyo valor se fijo en 0.3. De esta manera los valores de aceleracion pice del terrene se encontraran distribuidos uniformemente en un intervale definido por los valores a""' .. y amin como sigue:

awb = a*(l±q) q:O.J mlo

Segun los autores del estudio, el coeficiente de variac1on =o 0.3 es consistente con el nivel de incertidumbre inherente a las relaciones de atenuacion y con los valores de aceleracion pice obtenidos con modelos desarrollados en el Estudio de Riesgo Sismico para Nicaragua (Shah et al., 1975).

Para describir la atenuacion de la duracion del movimiento los autores se basaron en un estudio de Bolt, en el cual se define mas claramente el termino mismo. Para una frecuencia en particular la duraci6n acotada se define como el tiempo transcurrido entre el primero y el ultimo pice de aceleraci6n, en valor absolute, superior a un nivel dado; y la duraci6n uniforme se define como el tiempo total durante el cual la aceleraci6n, a esa frecuencia, excede un valor dado. Las ecuaciones usadas en el estudio son una aproximaci6n a los valores de duraci6n acotada dados por Bolt en 1973 para intervalos de magnitud entre 5.5 y 8.5 y distancias entre 10 y 200 km. Se utiliza la duraci6n acotada con intervalos de aceleraci6n mayores que 0.05 g y frecuencias superiores a 2 Hz. Los valores dados por las ecuaciones son tratados como valores medios de una distribuci6n uniforme, con un coeficiente de variaci6n de 0.5.

4. Estimacion probabilistica de la aceleraci6n pice CAP) y la duraci6n

Para desarrollar los mapas de isoaceleraci6n e isoduracion correspondientes a diferentes periodos de retorno, se obtienen las probabilidades de excedencia de cualesquiera valores de AP y duraci6n en diferentes sitios. Esto se realiza combinando los efectos de las fuentes identificadas (pasa i) en cada sitio mediante las distribuciones de probabilidad que describen la sismicidad de las fuentes (paso 2} con las dos funciones de atenuacion (paso 3) . Sc as...::ne independencia tempera l y espacial de los eventos. Las curvas se trazan con interpolacion entre los valeres obtenidos sobre una cuadricula.

Los mapas de isoaceleracion resultantes se muestran en las

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figuras 1 a 4.

LIMITACIONES DEL ESTUDIO DE RIESGO SISMICO Las principales limitaciones de ese estudio fueron analiza

das por R. Pujol en 1981, quien encontr6 deficiencias en la base de datos y en la metodologia empleada.

Entre las deficiencias mas importantes de la base de datos se cuentan la repetici6n de eventos, la omisi6n de eventos importantes, tales como el terremoto de Cartage de 1910 y la mala localizaci6n de otros, tales cbmo el terremoto de Orotina de 1924. En afios recientes los investigadores de OVSICORI han determinado que los epicentros de la red mundial presentan una desviaci6n sistematica de varies kilometres hacia el noreste (Gliendel, 1989}. Se han desarrollado metodologias para corregir esa desviaci6n y se trabaja en el mejoramiento de la localizaci6n de eventos pasados.

Pujol sefial6 tambien la irrelevancia de gran parte de los temblores usados, por provenir de fuentes muy alejadas del territorio nacional, especialmente de la zona central.

otro aspecto destacado es la poca importancia asignada a las fallas locales que son las que realmente pueden causar dafios personales y materiales en los principales centres de poblaci6n del pais. De acuerdo con los investigadores de la Escuela Centroamericana de Geologia, los sismos generados por el proceso de subducci6n de la placa del Coco bajo la placa del Caribe son los que alcanzan las magnitudes mas altas (M > 7} pero hist6ricamente no han causado dafios importantes en las zonas centrales del pais. Los sismos con origen en fallas locales son potencialmente mas peligrosos a pesar de ser de magnitudes mas bajas (M < 7), puesto que sus epicentros se encontrarian mas cerca de las poblaciones importantes y su profundidad seria mas somera (Morales L., 1985 y Montero W., 1986}. En el Estudio no aparecen fuentes s1smicas en la zona de Cartago, ni en las faldas de los volcanes Poas e Irazu, doi1de hist6ricamente han ocurrido sismos importantes y donde los estudios geol6gicos y geomorfol6gicos y la sismicidad registrada han identificado fallas activas.

Entre las deficiencias metodol6gicas mas importantes, Pujol sefiala la falta un tratamiento estad1stico apropiado para la incompletitud de los datos, que se refleja en valores muy bajos del parametro B ("pendiente" de los graficos del logaritmo del numero de eventos versus la magnitud} y magnitudes maximas demasiado altas para las fuentes sismicas del pais. Tambien cuestiona la modelaci6n de fuentes de subducci6n como fuentes lineales, asi como tambien la ausencia de criterios geol6gicos en la modelaci6n de otras fuentes. Otra deficiencia, que comparten algunas de las metodologias desarrolladas para la evaluaci6n del riesgo sismica, es la invalidez de la suposici6n de que la distribuci6n temporal de los sismos sigue un modele de Poisson, puesto que en realidad la probabilidad de ocurrencia y la magnitud esperada de un sismo aumentdJI con el tiempo transcurrido desde el ultimo evento. La distribuci6n espacial de los sismos tampoco es totalmente independiente. Normalmente un sismo de gran magnitud es seguido por otros de menor magni tud con epicentros en la misma zona, denominados "replicas". Otra modalidad es el "enjambre" u

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ocurrencia de varios sismos de magnitudes similares entre si con epicentros en la misma zona.

Estas limitaciones y las deficiencias en la metodologia empleada se reflejan en los resultados. En general, los mapas de isoaceleraci6n reflejan basicamente el efecto de los sismos con origen en fuentes de subducci6n, los cuales, por alcanzar las magnitudes mas altas estan presentes con mayor frecuencia · en los catalogos de las redes mundiales. No ocurre lo mismo con los sismos originados por fallas locales y el caso mas notable es ~a supuesta uniformidad de la sismicidad del Valle Central que es contradicha tanto por la historia como por los registros locales de sismos de los ultimos 15 afios. La sismicidad del Valle Central no es uniforme sino que se concentra en los hordes del Valle (Morales, 1985).

EL SISMO DE COBANO El 25 de marzo de 1990, a las 7:23 am hora local, ocurri6 el

sismo de mayor magnitud que haya afectado la zona central del pais desde la crisis sismica del afio 1983. Segun el Observatorio Vulcanol6gico y Sismol6gico de Costa Rica (OVSICORI), de la Universidad Nacional, el sismo tuvo una magnitud local de 6.8 y su epicentro se localize en el ocAano Pacifico a la entrada del Golfo de Nicoya, 19 km al sureste de la poblaci6n de C6bano, de la cual se tom6 el nombre para .el sismo. Este sismo fue precedido por otro, ocurrido a la 7:16 am, hora local y de magnitud 5.3 segun la misrna fuente.

Segun los investigadores del OVSICORI, los sismos fueron producidos por el proceso de subducci6n de la placa del Coco bajo la placa del caribe. El mecanismo focal de estos sismos, de acuerdo con estos investigadores, es tipico del fallamiento inverso de las zonas de subducci6n (Montero c., 1990; Protti M., 1990). Los investigadores de la Red Sismol6gica Nacional (RSN) del Instituto Costarricense de Electricidad y la Escuela de Geologia de la Universidad de Costa Rica~ propusieron un origen diferente para estos sismos. De acuerdo con los investigadores de la RSN, los sismos se produjeron en ur. conjunto de fallas con rumbo NE y NNE, ubicadas al extrerno sureste de la Peninsula de Nicoya, en la placa del Caribe (Montero W. et al., 1990). El rnecanismo focal propuesto por cstos investigadores es tipico de fallas de corrimiento lateral.

La zona de mayores dafios incluye las poblaciones de C6bano, Tarnbor y Paquera en el extremo sureste de la Peninsula de Nicoya, asi como tambiAn la ciudad de Puntarenas, el puerto de Caldera y las poblaciones de Mata de Limon, Tivives y Jac6. En todas estas poblaciones hubo dafios de consideraci6n y colapso en construcciones deficientes para resistir sisrnos. De acuerdo a un analisis preliminar, se ha asignado una intensidad de VII en la escala de Mercalli Mod if icada para estas zonas. TambiAn se produjeron fen6menos de licuefacci6n del suelo en las zonas costcras de suelos g~anulares y poco consolidados, sin consecuencias graves para las construcciones.

En la ciudad de Puntarenas ocurrieron dafios importantes relacionados con fallamiento del suelo en el Palacio Municipal, la Sede Regional de la Universidad de Costa Rica y otras

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construcciones aledanas. El Hospital Monsenor Sanabria y las instalaciones industria

les de Fertilizantes de Centroamerica (FERTICA), ubicados en San Isidro de Puntarenas, sufrieron cuantiosas perdidas econ6micas por dafios no estructurales. El caso del Hospital Msr. Sanabria es analizado en detalle por A. Matamoros y G. Santana (1990).

En el Valle Central la intensidad del sismo fue de grado VI. Se produjeron danos menores en muchas construcciones, especialmente en edificios altos del area metropolitana. No se reportaron casos de fallas estructurales en esta zona.

Los casos mas interesantes desde la perspectiva ingenieril fueron recopilados y analizados por los investigadores del Laboratorio de Ingenieria Sismica (Santana G. et al., 1990).

REGISTROS DE ACELERACIONES DEL SISMO DE COBANO Al ocurrir el sismo de C6bano el pais contaba con una pro

fusa instrumentaci6n para la medici6n de sismos. Existen dos redes sismograficas, la red del OVSICORI-UNA y la RSN (ICE-UCR), una red acelerografica de cobertura nacional, operada por el Laboratorio de Ingenieria Sismica de la Universidad de Costa Rica y un programa de monitoreo de obras especiales con aceler6grafos operado por el Institute Costarricense Electricidad. Es la primera vez en la historia del pais que un sismo es medido en forma tan extensiva y produce informacion muy util para la comunidad cientifica e ingenieril.

Ubicaci6n de estaciones aceler6graficas El Laboratorio de Ingenieria Sismica mantiene en operaci6n

un conjunto de instrumentos de registro de movimientos fuertes o aceler6grafos, distribuidos en todo el territorio nacional. En las figuras 5 y 6 se muestra la ubicaci6n de las estaciones acelerograficas en los mapas correspondientes al territorio nacional y al area de San Jose. Como se puede notar en el mapa de la figura 5, la zona central del pais es la que tiene mayor densidad en instrumentaci6n.

Todos los instrumentos son aceler6grafos marca Kinemetrics, tipo SMA-1, en los cuales se registran tres canales de aceleraci6n, uno para cada componente del movimiento, sobre pelicula fotografica de 70 mm. En la tabla 1 se listan los nombres de todas las estaciones acelerograficas con los respectivos c6digos y el numero de registros (canales) obtenidos para los sismos del 25 de marzo de 1990.

La estaci6n mas cercana al epicentro del sismo principal es la de Puntarenas, ubicada en el primer piso del Hospital Monsefior Sanabria. En esta estaci6n se registraron los valores mas altos de aceleraci6n. Los demas registros se obtuvieron en Quepos y en el Valle Central (San Ramon, Alajuela, San· Jose y cartage). La tabla 2 da los nombres de las estaciones que registraron el sismo principal ordenadas por distancia epicentral, una breve descripci6n de las mismas, la ubicaci6n per cocrdenadas y el tipo de suelos.

Aceleraciones maximas registradas Los valores de aceleraciones maximas registradas se resumen

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,'

en la tabla 3, ademas se da informacion sobre distancia epicentral y orientacion de las componentes de aceleracion de los instrumentos. Para las estaciones ubicadas en edificios se dan Onicamente los valores registrados en la base. Un valor negative de aceleracion maxima indica direccion opuesta a la indicada en la orientacion de la componente correspondiente.

LA ZONIFICACION SISMICA A LA LUZ DE LA NUEVA INFORMACION La relacion de atenuaci6n propuesta por Esteva y Rosenblueth

en 1970, empleada en el Estudio de Riesgo Sismico para Costa Rica es comparada con los datos de aceleraciones pico registradas durante el evento sismico del 25 de marzo de 1990. Los resultados se muestran en la figura 7, en la cual se delimita con lineas de puntos el intervale de valores para el cual el mencionado estudio supuso una distribucion uniforme.

Puede observarse que en todos los casos los valores de la curva son inferiores a los datos registrados. Tambien puede observarse que el coeficiente de variaci6n asumido por el Estudio de Riesgo Sismico no es adecuado para cubrir la dispersion de los datos en este caso particular.

Se han comparado tambien los valores de aceleraciones registrados con los de los mapas de isoaceleracion en vigencia. Para escoger el periodo de retorno representative se ha realizado un estudio de los sismos generados por la interaccion de las placas del Coco y del Caribe del presente siglo. Los resultados se muestran en la tabla 4. De acuerdo con esta tabla el periodo de retorno promedio general, para sismos que hayan provocado dafios en las construcciones del Valle Central es de 25 afios. Para los sismos con origen en la zona de entrada al Golfo de Nicoya es de 43 ± 8 afios (incluido el sismo de Cobano).

Estudios anteriores (Montero W., 1986) han determinado que para las fuentes sismicas ubicadas en la zona de subducci6n, los periodos de retorno de sismos de magnitud Ms superior a 6.75, y profundidad inferior a los 60 km son de ~o afios o inferiores en promedio. Especificamente, para la zona de Osa el periodo de retorno es de 30.0 ± 11.5 afios y para la zona de Nicoya de 21.6 ± 11.8 afios. Si tomamos los limites superiores los periodos serian de 41.5 y 33.4 afios respectivamente. De acuerdo con las cifras anteriores, es esperable que el mapa de isoaceler~ciones para periodos de retorno de 50 afios . refleje en forma ligeramente conservadora los efectos de los sismos que ocurren en la zona de subducci6n.

De acuerdo con el mapa de isoaceleraciones para 50 afios de periodo de retorno, que aparece en la figura 1, la aceleracion pico para la zona de Puntarenas tendria un valor cercano a 16 % de g. Las aceleraciones maximas que produjo el sismo de Cobano exceden ese valor puesto que se registro . un 26 % de g. Este nivel de aceleracion registrado corresponderia a un periodo de retorno de 500 afios, de acuerdo con la figura 4.

Para el Valle Central, las aceleraciones maximas previstas por el mapa de la figura 1 son de un 15 % de g en promedio. Este valor tiene mayor correspondencia con las aceleraciones registradas, cuyos valores se encuentran entre 7 % y 17 % de g. Sin embargo, estos niveles de aceleracion en el Valle Central probable-

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mente tengan periodos de retorno menores {TR < 50 afios). De acuerdo con la tabla 4, los sismos que tienen origen en el proceso de subducci6n, tomando en conjunto todas las fuentes, han afectado en forma similar al Valle Central al menos una vez cada 2 5 a nos durante este siglo. En la ultima decada, el sismo de Golfito produjo niveles de intensidad en el Valle Central (VI en la escala de Mercall'i modificada) similares a las producidas por el sismo de C6bano. Las aceleraciones maximas registradas en San Jose para el sismo de Gol,f ito fueron del 5 % de g (Santana G. y Shakal A., 1987). ·

Ademas, este mapa no incluye el efecto de las fuentes locales, como ya se ha sefialado, por lo que las aceleraciones maximas quedan subestimadas.

METODOLOGIA DE DISENO DEL CODIGO SISMICO La influencia del valor de aceleraci6n maxima en la deter

minacion de los requisites que deben cumplir las estructuras disefiadas con el C6digo Sismica se centra en el calculo del coeficiente sismica. Las fuerzas sismicas que se aplican en cada uno de los niveles de una estructura, de acuerdo con el metoda escogido para el disefio, son directamente proporcionales al coeficiente sismica.

El valor de la aceleraci6n maxima tornado de los mapas de isoaceleraci6n determina el nivel de solicitaciones para el cual debe ser disefiada la estructura. Segun el Estudio de Riesgo Sismica, el factor de reducci6n R que se aplica al valor maximo, representa el promedio espacial de las aceleraciones en el sistema suelo-estructura y esto equivale a considerar implicitamente los efectos de la interacci6n suelo-estructura.

otra consideraci6n implici ta en la forma de calcular el coef iciente sismico es que el espectro de disefio basi co es escalade para que el valor basico sea el de una aceleraci6n efectiva (R*a~x>· Esta forma de escalar el espectro es conceptualmente similar a la recomendada por el Applied Technology Council (ATC-3-06, 1978). Sin embargo, los valores basicos que usa el ATC para escalar los espectros son cornparativamente inferiores a los que resultan de tomar las aceleraciones maximas de los mapas y aplicarles el factor de reducci6n. La diferencia fundamental radica en que el ATC usa como valor basico una aceleraci6n efectiva diferente. Este parametro no es proporcional a la aceleraci6n maxima (como ocurre en el C6digo Sismica de Costa Rica) sino que esta modificado con consideraciones energeticas que buscan minimizar la poca utilidad que la aceleraci6n maxima tiene como parametro unico representative de la severidad del movimiento.

Como resul tado de lo anterior las aceleraciones maximas tomadas de los mapas, a pesar de que subestiman las aceleraciones maximas reales, resultan conservadoras al ser utilizadas como aceleraciones efectivas.

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CONCLUSIONES Los mapas de isoaceleraci6n del Estudio de Riesgo Sismico

tienen varias limitaciones serias. La omisi6n de las fuentes de fallas locales en la base de datos es tal vez la mas importante. Por lo tanto, los mapas reflejan fundamentalmente el efecto de las fuentes de subducci6n. Sin embargo, las limitaciones senaladas por Pujol, las investigaciones de sism6logos nacionales, y la informacion generada por el sismo de C6bano cuestionan la validez de estos mapas, afin bajo esa suposici6n. t

Parad6jicamente, al examinar la metodologia de diseno recomendada por el C6digo Sismico, las aceleraciones maximas resultan valores conservadores.

Desde la fecha del estudio es mucho lo que se ha avanzado en el conocimiento y la informacion existente sobre la sismicidad y la geotect6nica del pais. Recientes estudios, como el de Mitigaci6n de Riesgos Volcanicos y Sismicos de Valle Central realizado en conjunto por la UCR, la UNA y el ICE, han contribuido a mejorar notablemente el conocimiento sobre fallas activas y su potencial sismico. Asimismo, ya existen registros de aceleraciones producidas por sismos de diferentes fuentes que brindan la oportunidad de revisar la validez de las relaciones de atenuaci6n desarrolladas para otras latitudes y condiciones.

Todo este conocimiento, hace posible una pronta actualizaci6n de la zonificaci6n sismica del pais, cuya necesidad ha sido mas que demostrada.

Asimismo, es necesario readecuar la metodologia de diseno para que sea mas congruente con las limitaciones de los datos basicos.

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13. Sauter, F. y Shah, H. Estudio de seguro contra terremoto. Instituto Nacional de Seguros. San Jose. Setiembre 1978.

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TABLA 1 ESTACIONES ACELEROGRAFICAS

C6digo Nombre

ALJ Alajuela - CIPET AUR San Jos~ - Hotel Aurola BNC San Jos~ - Banco Nacional CCH Cachl. CTG Carta go GEO San Jos~ - Geologia UCR GLF Golf ito GTS San Jos~ - Guatuso HTO San Jos~ - Hatillo ICE San Joe~ - Edificio ICE INS San Jos~ - Edificio INS ISO San Isidro LIB Liberia - UCR PTS Puntarenas QPS Que poe RCP Cartage - RECOPE SRM San Ram6n - UCR STC Santa Cruz - UCR

Niimero de Registros

3 6 • 3 3

3 3 3 6

3 3 3 3

(*) Los registros no pudieron ser recuperados en forma completa

Abreviaturas:

CIPET:

ICE: INS: RECOPE: UCR:

Centro de Investigaci6n y Perfeccionamiento para la Ensenanza T~cnica Institute Costarricense de Electricidad Institute Nacional de Seguros Refinadora Costarricense de Petr6leo Universidad de Costa Rica

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TABLA 2 ESTACIONES QUE REGISTRARON EL SISMO PRINCIPAL

Nombre, c6digo r descri~ci6n de estaci6n ace erogrAf~ca

Puntarenas, PTS . Hospital Monsenor Sanabria Concreto reforzado 10 pisos t'

San Ram6n - UCR, SRM Centro Regional UCR Concreto reforzado 1 piso

Que~os, QPS Cen ro de Salud Mam~steria reforzada 1 p~so

Ala~uela - CIPET, ALJ CIP T (Anti~uo Cuartel) Concreto re orzado 2 pisos

San Jose - Hatillo, HTO Clinica Sol6n Nunez, cess Concreto reforzado 1 piso

san Jose - Edificio ICE, ICE Edificio central del ICE Concreto reforzado 13 pisos

san Jose - Hotel Aurola, AUR Edificio Hotel Aurola Acero y concreto reforzado 17 pisos

san Jose - Edificio INS, INS Edificio Central INS Concreto reforzado 13 pisos

San Jose - Guatuso, GTS Escuela de Guatuso, Patarra Acero y elementos prefabricados 1 piso

San Jose - Geologia UCR, GEO Escuela de Geologia, UCR Concreto reforzado 2 pisos

Cartage, CTG Parque Central Instalaci6n en campo libre

Cartage - RECOPE, RCP Tanques de RECOPE, Ochomogo Instalaci6n en campo libre

Tipo de Suelo

Blando Sedimentos costenos cuaternarios

Blando-Firme Sedimentos cuaternarios

Rocoso Sedimentos terciarios

Firme De~sitos vo cAnicos cuaternarios

Blando Sedimentos aluviales recientes

Firme oercsitos vo canicos cuaternarios

Firme Def6sitos vo cAnicos cuaternarios

Firme De~sitos vo canicos cuaternarios

Firme Deo6sitos volcanicos cuaternarios

Firme Deo6sitos volcani cos cuaternarios

Blando Sedimentos aluviales recientes

Firme Oeo6sitos volcani cos cuaternarios

Coordenadas geograficas

9.9760 84.7547

10.0877 84.4824

9. 4311 84.1663

10.0186 84.2200

9.9160 84.0987

9.9403 84.1046

9.9376 84.0775

9.9381 84.0757

9.8703 84.0375

9.9394 84.0545

9. 8672 83.9253

9.9121 83.9215

------------------------------------------·~--------------NOTAS:

Clasificaci6n de suelos con base en el C6digo Sismica de Costa Rica, el Maoa Geol6gico de Costa Rica, escala 1:200 000 y el Mapa Geomorfol6gico de Costa Rica, escala 1:200 000.

Coordenadas geograficas: Latitud Norte Longitud Oeste

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TABLA 3 ACELERACIONES MAXIMAS REGISTRADAS

------------------------------------------------------------Nombre y C6digo de estaci6n

Tipo Distancia Aceleraci6n Orientaci6n Estr. (km) mAxima (g) de ejes

Puntarenas PTS

San Ram6n-UCR SRM

Quepos QPS

Alajuela-CIPET ALJ

San Jos~-Hatillo HTO

san Jos~-Edficio ICE ICE

San Jos~-Hotel Aurola AUR

San Jos~-Edficio INS INS

San Jos~-Guatuso GTS

San Jos~-Geologia UCR GEO

Cart ago CTG

Cartago-RECOPE RCP

NOTAS:

A

8

8

8

8

A

A

A

8

8

c

8

48.6 [ 4. 8]

76.4 [28.7]

89.0 [85.9]

94.3 [58.3]

101.4 [74.6]

101.8 [73.1]

104.4 [76.0]

104.6 [76.2]

106.0 [82.7]

106.8 [78.3]

117.8 [94.3]

119.6 [93.1]

0.265 0.137 0.255

0.090 0.081

-0.106

0.038 0.021 0.069

0.147 -0.051

0.166

0.097 -0.057 -0.088

0.069 -0.037 0.094

-0.068 0.037

-0.063

0.065 -0.045

0.083

0.067 -0.035 -0.055

-0.054 0.044 0.075

0.087 -0.035 0.063

0.069 -0.025 -0.046

Valoree de aceleraciones mAximas relativos a g g=9.81 mfs2

Distancias: 101.4 [74.6]

TIPO DE ESTRUCTURA

Epicentral (segun OVSICORI-UNA) A la ruptura (segun RS~ ICE-UCR)

A: Edificio alto (3 o mAs pisos) 8: Edificio bajo (menos de 3 pisos) C: Instalaci6n en c~apo libra

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275 Arriba

185

0 Arriba

270

0 Arriba

270

0 Arriba

270

0 Arriba

270

285 Arriba

195

95 Arriba

5

190 Arriba

100

0 Arriba

270

0 Arriba

270

0 Arriba

270

0 Arriba

270

- -

. .

- - - - - -

TABLA 4 SISMOS DE MAGNITUD SUPERIOR A 6.75

PERIODO 1900-1980

FECHA ZONA EPICENTRAL (**) MAGNITUD(*) LOCALIZACION DE DANOS (*)

06/21/1900 12/20/1904 01/20/1905 02/27/1916 04/24/1916 03/04/1924 12/21/1939 12/22/1939 10/27/1940 12/05/1941 12/06/1941 11/19/1948 10/05/1950 05/13/1952 09/09/1952 03/12/1962 09/18/1962 08/23/1978

Peninsula de Nicoya 7.2 Peninsula de Osa 7.8 Entrada al Golfo de Nicoya 6.8 Noroeste de Guanacaste 7.5 Peninsula de Nicoya 7.3 Orotina 7.0 Entrada al Golfo de Nicoya 7.3 Entrada al Golfo de Nicoya 6.8 Quepos 6.8 Peninsula de Osa 7.5 Peninsula de Osa 6.9 Zona Central Costa Rica 7.0 Peninsula de Nicoya 7.7 Zona Central Costa Rica 6.9 Quepos 7.0 Zona Sur Costa Rica 6.8 Zona Norte de Costa Rica 7.0 Peninsula de Nicoya 7.0

( *) -.-Miyamura, 1980 (**) Morales, 1985

Oeste del Valle Central Santa Cruz, Puntarenas

Orotina,San Mateo,San Rarn6n Valle Central

Zona sur, Valle Central

Nicoya, Puntarenas

-

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Figura 1. Mapa de isoaceleraciones amn para 50 anos de per1odo de retorno, en % de g.

Figura 2. Mapa de isoaceleraciones amx para 100 afios de periodo de retorno, en % de g.

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Figura 3. Mapa de . isoaceleraciones amb para 500 anos de per1odo de retorno, en % de g.

110

Figura 4. para 1000 en % de g.

Mapa de isoaceleraciones amb afios de periodo de retorno,

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Figura 5. Mapa de ubicaci6n de estaciones acelerograficas.

SAN JOSE

CARRETERAS

CALLES Y CAMINOS

ESTACIONES

~~@~~~!~~~!,llllllll~~~~ffrf;...,.-,. ACELEROCRAFICAS

•

ESCAlA !00 0 500 1000

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Figura 6. Mapa de ubicaci6n de estaciones en el Area Metropolitana de San Jose.

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o Registros de Qlbano 25 de marzo 1990

1000

Figura 7. curva de atenuaci6n de Esteva y Rosenblueth {1970) vs. aceleraciones maximas registradas del sisrno de C6bano.

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ANALISIS DINAMICO DE LOS EDIFICIOS DE MICROBIOLOGIA DE LA UNIVERSIDAD DE

COSTA RICA

Inq. Adolfo Matamoros Inq. Guillermo Santana Ph.D.

Laboratorio de Inqenieria Sismica Universidad de Costa Rica

RESUMEN

En el presente trabajo se hace un an~lisis din~mico de los edificios de la Facultad de Microbioloq1a de la Universidad de Costa Rica, con el fin de poder determinar si satisfacen los requerimientos establecidos por el C6digo S1smico de Costa Rica.

Adem~s se llevaron a cabo varios an~lisis estructurales, empleando registros de los sismos de: Golfito, Costa Rica (1983), registrado en la base del Instituto Nacional de Seguros en San Jose; San Salvador, El Salvador (1986), registrado en el Instituto Geogr~fico Nacional; Loma Prieta, California (1989), registrado en la estaci6n de campo libre de .Corralitos. Se utilizaron estos registros con el fin de estimar el ni vel de dafios en la estructura en caso de verse sometida a diferentes excitaciones s1smicas.

otro par~metro de comparaci6n es el an~lisis de sismo utilizando el espectro de disefio para estructuras del Tipo 3 que aporta el C6digo S1smico de Costa Rica.

En la modelaci6n de la estructura se tomaron en cuenta los efectos que inducen las paredes de mamposter1a al reducir la longitud efectiva de las columnas, y el efecto distorcionador de elementos estructurales no tomados en cuenta en el proceso de disefio. Se relatan los resultados obtenidos con las diferentes excitaciones s1smicas y se establecen comparaciones entre ellos.

Como conclusi6n del trabajo se resalta la posibilidad de un sismo poco profunda y cercano al Valle Central, la vulnerabilidad de las estructuras similares a esta, y las consecuencias puede acarrear esto al pais.

ABSTRACT

The object of this paper is to make a dynamic analysis of the Faculty of Microbiology buildings at campus of the University of Costa Rica. The main purpose is to determine if they comply with the requirements established by the current Costa Rican Seismic Code.

Various dynamic analysis were performed, us.ing the accelerograms from the following earthquakes: Golfito, Costa Rica (1983), recorded at the basement of the National Insurance Institute in downtown, San Jose; San Salvador, El Salvador (1986), recorded at the National Geographic Institute; Loma Prieta, California (1989), recorded at the free field station in Corralitos. These analyses were intended to estimate the damage

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suffered by the structure when submitted to different seismic forces.

Another comparison is made using the design spectra specified by the Costa Rica's Seismic Code, for type three structures.

In the structure's model the effects of distorting elements like masonry walls, walls reducing the effective length of columns and the elevator's shaft walls were taken into account. The results obtained with the various seismic exitations is discussed.

Finally, the paper underlines the possibility of a superficial earthquake near the Central Valley, the vulnerabilty of structures similar to the one considered in this case and the consequences it can bring to the country.

DESCRIPCION DE LAS ESTRUCTURAS

La facultad de Microbiolog1a de la Universidad de Costa Rica cuenta con tres edificios, separados por juntas de construcci6n. El primero de ellos, que alberga las oficinas administrativas, es de una planta y no fue considerado en el analisis dinamico. Los otros dos edificios, el sur y el oeste, son de dos y tres pisos respectivamente (ver figura N°l), yen ellos estan ubicadas los salones de clase y los laboratorios.

Como convenci6n para todo el trabajo se designara la direcci6n este como X positiva y la direcci6n norte como Y positiva. Estas direcciones, como se indican en la figura N°2, no coinciden con el norte y este geograficos, pero se utiliza esta convenci6n para simplificar la identificaci6n de las estructuras.

Estos edificios fueron disefiados en el ano de 1957. como se puede ver mas detalladamente en la figura N°2, el edificio sur esta formado por siete marcos de un claro con dos pisos de altura y un voladizo en uno de sus extremos.

El edificio oeste, cuenta con un sistema estructural muy similar al del edificio sur, con la diferencia de que es de tres pisos en vez de dos, cuenta con un voladizo en su costado oeste; y que ademas el ducto de elevadores esta ubicado en su extrema este.

Cada uno de estos dos edif icios tiene catorce columnas, dispuestas en forma simetrica que van desde el nivel de la fundaci6n hasta la losa de la azotea.

Los entrepisos estan compuestos por losas coladas monol1-ticamente, con un espesor medido en el sitio de 22 em.

CARACTERISTICAS DINAMICAS

Para ambos edificios se supuso un mo~elo con el entrepiso infinitamente r1gido, en el que cada nivel tiene tres grados de libertad (dos rotacionales y uno traslacional). Se calcul6 su masa, centro de masa, inercia y momenta polar de inercia (con respecto al eje Z) incluyendo tanto a elementos estructurales (vigas, columnas, losas de entrepiso, marquesinas, muros de mamposter1a) como a elementos no estructurales (cielos, acabados).

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Para efectos del analisis estructural, se utilizaron dos modelos. El primero de ellos incluye el efecto de las paredes de mamposteria y el segundo no considera el efecto de estos elementos. Esto se hace por ser estos elementos los mas propensos a fallar en un sismo, intentando estimar la variaci6n en las caracteristicas de la estructura que su ausencia ocasionar1a.

En los dos edificios hay muros de mamposteria que no alcanzan la altura total entre el piso inferior y el superior. Este tipo de detalle aumenta considerablemente la rigidez traslacional de las columnas en la porci6n confinada, originando a su vez fuerzas de cortante muy grandes en la porci6n no confinada.

En la tabla N°l se resumen las caracteristicas dinamicas mas importantes del edificio sur, de acuerdo con el criteria de modelaci6n utilizado. En la tabla N°2 se presenta la misma informacion para el edificio oeste.

Para calcular el centro de rigidez por piso se siguieron las recomendaciones que proporciona el C6digo Sismica de Costa Rica, en su articulo 2.3.S.c.

Como se puede ver en ambas tablas los edificios no son regulares en planta. Ademas, es de esperar acoplamiento entre los modos rotacionales y traslacionales para los casas en que el cociente de la rigidez rotacional y la rigidez traslacional multiplicada por el radio de giro al cuadrado sea cercano a la unidad. .

En la figura N°3 se grafica, para el edificio oeste, la proyecci6n de los centros de rigidez y de los centros de masa por piso, del modelo que incluye el efecto de los pafios de mamposter1a. En este modelo los pafios de mamposter1a hacen que el centro de rigidez de desplace hacia el centro de la estructura y por tanto se reduzca la excentricidad respecto al centro de masa. Por esta raz6n refleja las caracteristicas dinamicas que se pueden esperar para sismos que no induzcan cargas muy grandes a la estructura y que no causen perdidas en la rigidez en los pafios, como es el caso del sismo de Golfito.

Una vez que se sobrepase la capacidad elastica de los muros de mamposteria, es muy probable que los mismos sufran una degradaci6n considerable de su rigidez. Siendo este el caso, el elemento predominante en lo que se refiere a la rigidez del edificio oeste es el muro del ducto de elevadores. Este muro ocasionara que el centro de rigidez se desplace hacia el, como se muestra claramente en la figura N°4. Ante una excentricidad muy grande del centro de masa con respecto al centro de rigidez, el edificio se "pivotara" con respecto al ducto de elevadores, lo que a su vez ocasionara desplazamientos muy grandes en las columnas del costado oeste de este edificio. Este modelo, en el que no se considera el efecto de los paneles, representa las caracteristicas dinamicas de la estructura una vez que se halla degradado la rigidez de los muros de mamposteria. Esto se llega a dar para el nivel de solicitaciones de sismo que requiere el C6digo Sismica de Costa Rica. La forma en que se estimaron estas cargas se detalla posteriormente en la secci6n que analiza el compor-

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tamiento de la estructura para las solicitaciones sismicas establecidas par dicho c6digo.

Este tipo de comportamiento dinamico se llegara a dar para sismos que generen solicitaciones mucho mayores que las del sismo de Golfito, como los de Lorna Prieta y San Salvador (utilizados en este estudio).

En las figuras N°5 y N°6 se hace una comparaci6n similar a la anterior para el edificio de Microbiologia sur. Este edificio no cuenta con elementos distorcionantes de su respuesta dinamica, como el ducto de elevadores del edificio oeste. Se puede ver claramente en la figura N°6 que al degradarse la rigidez de los muros de mamposteria el centro de rigidez no sufrira un desplazamiento tan importante como en el caso del otro edificio.

Una caracteristica comun del comportamiento de ambos edificios es que al llegar a darse una degradaci6n de la rigidez de los muros de mamposteria, la rigidez traslacional en la direcci6n de los muros se veria disminuida considerablemente. Ademas, la rigidez torsional se disminuye tambien. Este efecto produciria sabre la estructura un acoplamiento entre los modos de oscilaci6n torsionales y los modos traslacionales, que complicaria considerablemente su respuesta dinamica. Esto se puede ver claramente al comparar las propiedades de los dos modelos especificadas en las tablas N°l y N°2.

Ambos edificios tienen refuerzo a cortante suficiente para que sea esperable un comportamiento ductil en la mayor parte de sus vigas. Esto indica que si las cargas de sismo llegan a superar la capacidad en el rango elastica de la estructura, la disipaci6n de energia se dara par deformaciones inelasticas de las columnas cortas y par deformaciones inelasticas de las vigas, antes de que se llegue a superar la capacidad de los muros de mamposteria.

Como parametro de comparaci6n de la cantidad de energia que induce en la estructura cada sismo, se utilizara la historia de desplazamientos en la direcci6n Y del edificio sur. En las figuras N°8 a N°10 se muestian las historias de desplazamiento del segundo piso del edificio de Microbiologia sur para los registros de los sismos utilizados en este estudio, utilizando el modele de la estructura que incluye los paneles de cortante y las zonas rigidas. Estas historias de desplazamiento suponen un comportamiento elastica de las estructuras en todo momenta. Este comportarniento no se dara en el caso de sismos que hagan que los elementos de la estructura entren en su rango inelastico, lo que sucede para solicitaciones sismicas menores a las que establece el C6digo Sismica.

Es la intenci6n al hacer esta cornparaci6n, el de mostrar las solicitaciones que induciria cada sismo e~ comparaci6n con las del espectro de disefio del C6digo Sismica. Se muestra clararnente que el sisrno de Lorna Prieta y el de San Salvador, ocasionarian desplazarnientos mucho mayores que los que se dan con el espectro del C6digo. Si se considera que para una estructura tipo tres es de esperar que halla disipaci6n de energia par deformaci6n inelastica de los elementos, se reduciria la diferencia entre las areas de las respectivas curvas de esfuerzo deformaci6n (una que

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suponga un comportamiento elastoplastico y otra que suponga un comportamiento elastico, las que se muestran en la figura N°ll). Sin embargo es dificil cuantificar este efecto sin hacer un analisis inelastico.

si se utiliza la definicion de ductilidad que establece el C6digo Sismico de Costa Rica y se considera que la estructura entra en su rango inelastico para desplazamientos similares al desplazamiento maximo inducido por la historia de tiempo del sismo de Golfito, se puede estimar un valor minimo de ductilidad requerida por la estructura para no colapsar. En la figura N°ll se muestra una comparaci6n entre la relaci6n esfuerzo deformaci6n para un modelo que considera que el comportamiento de los elementos de la estructura siempre es elastico y uno que considera que los elementos se comportan elastoplasticamente. Para valores de esfuerzo comprendidos en el rango de valores en que la estructura tiene un comportamiento elastico con ambos modelos, con un mismo esfuerzo, los desplazamientos obtenidos de las dos curvas son iguales. En este rango de esfuerzos la combinaci6n de fuerzas de sismo y gravitacionales no ha superado la capacidad elastica de los elementos. El esfuerzo maximo para el que todos los elementos de la estructura se mantienen en el rango elastico, esta denotado en la figura como ae, con su respective desplazamiento eslastico. Una vez que se supera el limite del rango elastico, es donde se comienzan a dar diferencias entre los dos modelos. Para un esfuerzo a1 comprendido entre el esfuerzo elastico maximo y el esfuerzo ultimo 0 au, se nota que los desplazamientos obtenidos con los dos modelos son diferentes para un mismo nivel de esfuerzos. Los desplazamientos que se obtienen con un analisis elastico son menores que los obtenidos a partir de un analisis inelastico. Esto se puede comprobar facilmente en la figura al comparar los valores de desplazamiento que dan ambos tipos de comportamiento para un esfuerzo a1 • Se puede apreciar claramente que el desplazamiento en la curva elastica es menor que el desplazamiento en la inelastica.

Suponiendo que el desplazamiento maximo obtenido con un analisis elastico va a ser menor o igual al desplazamiento ultimo, se puede fijar como una cota minima de ductilidad requerida por la estructura el cociente del desplazamiento maximo para cada condici6n de carga de sismo entre el desplazamiento elastico maximo (en este caso obtenido de la historia de desplazamientos del sismo de Golfito) . De acuerdo con este criterio, la ductilidad deberia ser de al menos 1. 5 para las cargas obtenidas con el C6digo Sismico, 4.10 para el sismo de San Salvador y 12.05 para el sismo de Lorna Prieta.

Estas estimaciones se hacen partiendo de los desplazamientos maximos obtenidos con los modelos que consideran el efecto de las columnas cortas. Se debe tener en cuenta que al darse perdidas considerables de rigidez por las deformaciones inelasticas en los elementos de la estructura, los desplazamientos en la realidad seran mucho mayores, por lo que esta cota minima deja de ser un parametro veraz conforme aumenten las cargas de sismo.

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RESULTADOS OBTENIDOS PARA LAS SOLICITACIONES DE SISMO

sismo de Golfito

Con el registro del sismo de Golfito se obtuvieron desplazamientos menores que en el resto de los casos. La aceleraci6n maxima registrada en la base del Instituto Nacional de Seguros, que es el acelerograma utilizado para el analisis, fue de un 5 % de la aceleraci6n de la gravedad. La duraci6n total del registro es de 32 segundos, de los cuales aproximadamente 10 representan la fase de movimiento fuerte.

Debido al bajo nivel de las aceleraciones, en este caso solamente se presentan dafios en las columnas cortas que ven excedida su capacidad a cortante. Como una forma de verificar la veracidad del modelo, se estimaron los desplazamientos necesarios para sobrepasar la capacidad a cortante de las columnas cortas, suponiendo que se encuentran doblemente empotradas. Estos desplazamientos, en comparaci6n con la historia de desplazamientos que se obtuvo con el registro del sismo de Golfito en la base del INS, son graficados en la figura N°7. En ella se comprueba que los desplazamientos inducidos son mayores que los necesarios para hacer que se sobrepase la capacidad en el rango elastico de dichas columnas.

Ademas de esto se presentan r6tulas en algunas vigas, pero considerando la posibilidad de redistribuci6n de momentos que tienen las secciones, no se presentan problemas muy severos.

En lo que se refiere a la capacidad a flexocompresi6n de las columnas, el efecto rigidizante de las columnas cortas en un sentido y los pafios de mamposteria en el sentido contrario hacen que los desplazamientos horizontales sean muy pequefios. De esta forma las solicitaciones a flexion que se dan en las columnas no son muy grandes y su capacidad es suficiente para soportarlas.

Para estas solicitaciones no se presentan mayores problemas en la cimentaci6n, pues no se dan esfuerzos excesivos.

Espectro de estructura tipo 3 del CSCR

Para escoger las solicitaciones de sismo en este caso, se siguieron las recomendaciones establecidas por el C6digo Sismico de Costa Rica en su articulo 2.3.2. Se clasific6 la estructura como perteneciente al grupo B, considerando una probabilidad de excedencia del sismo de disefio de 0.4, lo que da como resultado un periodo de retorno de 100 afios. Con este parametro definido, se tom6 de la figura 1.2.2 del mismo C6digo (mapa de isoaceleraciones para un periodo de retorno de 100 afios) una aceleraci6n maxima probable para San Jose del 18 % de .la aceleraci6n de la gravedad. Es importante notar que este valor es considerablemente mayor que la aceleraci6n maxima registrada en el Instituto Nacional de Seguros durante el Sismo de Golfito. Si bien la aceleraci6n maxima de un sismo y la aceleraci6n maxima probable para efectos de disefio no son cantidades que se puedan comparar (hay que considerar una serie de aspectos como la duraci6n del sismo, el periodo predominante del mismo, la duraci6n de su fase

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fuerte, la energia liberada, etc.), en este caso es evidente que los requerimientos del c6digo son mucho mayores que las solicitaciones que se pudieran haber dado en 1983.

Al analizar las solicitaciones que se dan en la estructura con este tipo de cargas sismicas, se aprecia un mayor grado de daftos.

Las capacidades a flexi6n se ven excedidas en un porcentaje mayor que en el caso del sismo de Golfito. Es probable que se presenten problemas mas severos en algunas de las vigas, pues su ductilidad no es adecuada lo que podria ocasionar colapsos locales en los entrepisos. Es conveniente aclarar que aunque hay algunos casos en que se presenta este problema esto se debe principalmente al efecto de elementos distorcionadores, y en general la ductilidad de la estructura es adecuada.

Las solicitaciones sobre los paneles de cortante llegan a sobrepasar su capacidad o a alcanzar valores muy cercanos a ella (con esfuerzos cortantes que van desde 2 kgfcm 2 a 4 kgfcm 2 en los niveles inferiores). Si se llegara a dar la falla de las paredes de relleno, esto originaria serios problemas a la estructura por varias razones. La primera de ellas es que estos elementos limitan considerablemente los desplazamientos de la estructura (en conjunto con las columnas cortas), por lo que al degradarse su rigidez la magnitud de los desplazamientos se incrementaria considerablemente. Al realizar un nuevo anal isis dinamico sin considerar los paneles de mamposteria se comprob6 que las solicitaciones a flexocompresi6n en las columnas eran suficientes para superar su capacidad en el rango elastico en una gran cantidad de casos. Por otra parte, si no se llegara a dar la falla de todas las paredes al mismo tiempo (la cual es sumamente probable) , la distribuci6n casi aleatoria de elementos muy rigidos y que posiblemente no sean continuos en altura (es probable que fallen los paneles de los pisos inferiores antes que los de los superiores) puede originar otros problemas como excentricidades excesivas o un piso suave. Este problema es de mayor importancia en el edificio oeste por el efecto' de elemento de pivote que ejerceria el muro del ducto de elevadores.

Las columnas presentan la posible formaci6n de r6tulas plasticas en aislados casos, si se incluye el efecto de los paftos de mamposteria. Cabe resaltar que la capacidad a cortante de las columnas es suficiente para garantizar que no se de el colapso de la estructura mientras no se presente la degradaci6n de la rigidez de los muros de mamposteria.

La cimentaci6n muestra mayores problemas para este tipo de carga. En el caso de que fallen los paftos de mamposteria, los mementos en la base de las columnas adquieren valores mucho mayores, originando presiones excesivas sobre ~1 suelo.

Sismo de san Salvador y sismo de Lorna Prieta

El caso del sismo de San Salvador es de gran interes debido a que se trata de un movimiento sismico de poca profundidad originado en las cercanias de San Salvador por una falla local.

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Por esta raz6n refleja condiciones que se pueden dar en la ciudad de San Jose.

El registro del sisrno de Lorna Prieta (17 de Octubre de 1989) proviene de la estaci6n de campo libre de Corralitos que fue una de las mAs cercanas al epicentro del sismo, ubicada a 7 krn de el. su aceleraci6n mAxima es del 64 % de la aceleraci6n de la gravedad. La falla que origin6 este sisrno es una de corrimiento late-ral.

En el caso de ambos sisrnos se dan solicitaciones que sobrepasan totalrnente las capacidades de los rnuros de rnamposteria. Al realizar un analisis dinarnico sin considerar el efecto de los pafios de rnarnposteria las solicitaciones sobre las colurnnas exceden sus capacidades considerablernente. De igual rnanera se exceden las capacidades de las vigas en todos lo casos, lo que hace pensar que la estructura forrnaria un mecanisme.

CONCLUSIONES

Los resultados obtenidos en este trabajo indican que la vulnerabilidad sismica de las estructuras consideradas es alta.

El C6digo Sismico de Costa Rica propone un espectro de disefio que conternpla una reducci6n de las fuerzas sisrnicas. Dicha reducci6n se hace en vista de la capacidad relativa de cada estructura para disipar energia mediante excursiones en el rango inelAstico. Es necesario tener presente este hecho en el rnomento de comparar las dernandas elAsticas ejercidas sobre una edificaci6n sometida a un registro de aceleraciones como los utilizados en este trabajo. Esto influye en la diferencia que se presenta entre las cargas obtenidas con los acelerogramas de los sisrnos de Lorna Prieta y San Salvador y las obtenidas con el espectro de disefio del C6digo Sismico de Costa Rica.

Ernpero, hay que tener en cuenta que la diferencia mostrada entre las demandas del C6digo Sismico de Costa Rica y las presentadas por los eventos sisrnicos reales son rnuy grandes, por lo que es posible concluir que estos eventos podrlan causar dafios muy grandes y posiblemente el colapso parcial o total de las estructuras consideradas.

Un factor muy irnportante de mencionar es que aunque en la fecha en que se disefi6 este grupo de edificios no habia regulaciones vigentes para el disefio antisismico de estructuras, los edificios de la Facultad de Microbiologia fueron disefiados para un cortante en la base de 5 % de su peso.

Si se considera que hay una gran cantidad de edificios que fueron disefiados sin las previsiones que se siguieron en este caso, los efectos de un sismo con epicentro en el Valle Central o sus alrededores serlan devastadores sob+~ ellos.

Cabe destacar que las condiciones geol6gicas presentes en la ciudad de San Salvador son sirnilares a las de la zona central de Costa Rica. La posibilidad de un sisrno causado por fallarniento local con epicentro cercano es una realidad para poblaciones como Alajuela, Cartago, San Jose y Heredia, en donde se concentra la mayor actividad econ6mica del pais.

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Finalmente, es de suma importancia el readecuar estructuras que fueron disefiadas antes del auge de la normativa para la prevenci6n de los dafios causados por sismos.

REFERENCIAS

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Naeim, F. ( ed) , "The Seismic Design Handbook", Van Nostrand Reinhold, New York, 1989.

Shakal, A. y Santana, G. , "Resultados del Procesamiento de los Registros de Aceleraciones del Sismo de Golfito del 2 de abril de 1983", Instituto de Investigaciones en Ingenieria, Universidad de Costa Rica, Reporte IINI 38-87, San Jose, Costa Rica, Julio 1987.

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MODELO

Con Paneles Sin Paneles

Con Paneles Sin Paneles

TAB LAS

PROPIEDADES DINAMICAS DE LA ESTRUCTURA SEGUN EL MODELO ESTRUCTURAL

EDIFICIO DE MICROBIOLOGIA SUR

PISO X y Ke c Rig. c Rig. Kxx 1r ril

m m

1 -2.19 -2.40 21.21 1 -2.21 0.00 0.17

2 1.02 0.00 17.59 2 -2.26 0.00 0.20

Ke Kyy 1r riz

1.34 5.98

1. 36 3.39

La ubicaci6n del centro de rigidez esta dada respecto al centro de masa. Ambos modelos contemplan el efecto de columnae cortas.

MODELO

Con Paneles sin Paneles

Con Paneles sin Paneles

Con Pane lee Sin Paneles

La ubicaci6n del

PROP!EDADES DINAMICAS DE LA ESTRUCTURA SEGUN EL MODELO ESTRUCTURAL

EDIFICIO DE MICROBIOLOGIA OESTE

PISO X y Ke c Rig. c Rig . Kxx 1r riz

m m

1 -1.62 -1.61 0.93 1 -1.62 11.23 2.19

2 -2.23 -1.71 0.98 2 -2.30 12.17 1.90

3 -2.34 -1.49 1.04 3 -2.40 15.19 2.19

centro de rigidez esta dada respecto al Ambos modelos contemplan el efecto de columnae cortas.

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Ke Kyy 1r riz

5.98 0.43

12.75 0.69

17.15 0.86

centro de masa.

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I I I I I

I

FIGURAS

r~: I> I I~ ' I C I () S I) E \11 I C . I< C) I~ I () I J () (; I .. \

Figura N°l Edificios de Microbiologia considerados en el analisis.

EDIFICIO OESTE

I NORTE

~~, I ~

EDIFICIO SUR

Y+

·C> X+

Figura N°2 Vista en planta de los edificios.

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(D Cl "1>'0 ,,, ~·JC,I[i! I

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Figura N° 3 Ubicaci6n del centro de rnasa por piso y centro de rigidez para el edificio oeste.

-II -

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UBICACION DEL CENTRO DE RIGIDEZ PDR PISD

SEGUN EL 'MODELO ESTRUCTURAL

MUD£LD SIN PAN[L[S l' SIN lUNt;$

MUDllD CON PI\N[l[S v ZIINA$ ~IGIPAS

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Figura N° 4 Ubicaci6n del centro de rigidez por piso para el edificio oeste segan el rnodelo utilizado.

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CElli ~0 D[ 1<%1 Dl 1

+ ~--r' -------

C[NIRO 0C t<JI~A

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+ ED

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Figura N°5 Ubicaci6n del centro de masa por piso y el centro de rigidez para el edificio sur.

HOOC:LO CON PIIN(L(S T CON ZONAS RIGIDAS

. •:

+ HODCLO SIN PIIN[L(S T SIN ZONIIS RIGIDAS

-(])-I-I--

+ -----1---

·,

Figura N°6 Ubicaci6n del centro de rigidez por piso para el edificio sur segun el modelo utilizado.

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I

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I

EDIFICIO DE MICROBIOLOGIA SUR HISTORIA DE DESPLAZAMIENTOS

DESPLAZAMIENTOS (motros E-4) 2or- ---------- --------------15 -

5

OIMf~~~~~~~W~~~H~~~~f~MH~!~~~~M~flfa~imfu~~

-5

-10

-15

-20L------~------L---------~-----~

0 5 m ~ 20 TIEMPO (segundos)

-PRIMER PtSO ---Faile cortente cot. ·--- Falla cortante cot.

Figura N°7 Historia de desplazamientos del edificio de microbiolog1a sur para el registro del sismo de Golfito. ·

HISIURIA DE DESPlAZAld!ENmi fll!F1CIO DE !.OCROBIOUJCIA SUR (DIR Y)

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Figura N°10 Historia de desplazamientos del edificio de rnicrobiologia sur para el registro del sismo de Lorna Prieta.

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RELACION ESFUERZO DEFORMACION ESTRUCTURAS LINEALES

ESFUERZO 0

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Figura N°ll Comparaci6n de la relaci 6n esfuerzo deformaci 6n de un modelo elastico y un modelo elastoplastico de una estructura l i neal.

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POTENCIAL DESTRUCTIVO DE LOS SISMOS DE PURISCAL DE 1990 Y LOS DANOS EN CONSTRUCCIONES DE LA ZONA

Ing. William Vargas M. Ing. Guillermo , Santana, Ph. D.


RESUMEN Se presentan los registros de aceleraciones de los sismos

ocurridos en la zona de Puriscal. Las mediciones se llevaron a cabo entre el 31 de mayo y el 30 de junio de 1990, con instrumentaci6n del Programa de Medici6n de Sismos Fuertes del Laboratorio de Ingenieria Sismica de la Universidad de Costa Rica. Se caracterizan los registros mediante los parametres de aceleraci6n pico, duraci6n, frecuencia caracteristica y aceleraci6n pico efectiva. Se resumen las observaciones de daftos en viviendas de mamposteria y las pruebas de calidad de materiales realizadas en algunas de esas viviendas. Se analizan en conjunto los factores mas importantes que determinaron la magnitud de los daftos observados.

ABSTRACT Records of strong-motion accelerations produced ~y the

seismic swarm in the Puriscal zone in the south-west end of the Valle Central, Costa Rica are shown. The records were obtained by the Strong-Motion Instrumentation Program of the Earthquake Engineering Laboratory of the University of Costa Rica in the town of Santiago de Puriscal between May 31 and June 30, 1990. significant earthquakes are characterized by the peak acceleration, duration, characteristic frequency and effective peak acceleration. Observations of damage to masonry houses and material quality tests performed in some of those houses are resumed. The most important factors in , defining the magnitude of observed damage are analyzed from an overall point of view.

INTRODUCCION Desde los ultimos dias de marzo de 1990, la zona de Puris

cal, al extrema suroeste del Valle Central de Costa Rica experiment6 la ocurrencia de un 11 enjambre 11 de sismos. Los de mayor magnitud (entre 4 y 5 en la escala de Richter) ocurrieron entre el 29 de mayo y el 30 de junio y provocaron danos severos en construcciones de m~mposteria de la zona. El Laboratorio de Ingenieria Sismica instal6 una estaci6n acelerografica, designada con el c6digo PRS, en la ciudad de Santiago el 31 de mayo con el objetivo de registrar la actividad. La estaci6n cont6 con dos aceler6grafos, ambos marca Kinemetrics, uno~igital (tipo SSA-1) y el otro anal6gico (tipo SMA-1).

A partir de esa fecha y hasta el 30 de junio, 16 sismos fueron registrados por el aceler9grafo digital. Los datos de localizaci6n y magnitud de estos sismos, de acuerdo con el Observatorio Vulcanol6gico y Sismol6gico de Costa Rica (OVSICORI), se listan en la tabla 1 y se grafican en el mapa de la figura 1.

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El primer sismo de la lista, ocurri6 antes de la instalaci6n de la estaci6n PRS, y fue registrado por algunas de las estaciones acelerograficas permanentes en el Valle Central.

De este conjunto de sisrnos se han escogido para este analisis aquellos que produjeron las aceleraciones horizontales mas altas, superiores al 10 % de la aceleraci6n de la gravedad. Los registros fueron cor~egidos por linea base, mediante un ajuste de rn1nirnos cuadrados. Ninguna otra correcci6n de los datos fue realizada, por lo que los resultados de este estudio deberan ser considerados como preliminares.

Los sismos escogidos para el analisis son los designados en la tabla 1 con los nurneros 03, 04, 10, 11 y 13. Los sisrnos 03 y 11 tuvieron epicentros rnuy cercanos a la estaci6n PRS y el sisroo 13, de magnitud 5.0, es el mas lejano, como puede apreciarse en la figura 1 y en la tabla 2. Esto permite evaluar la variacion del potencial destructive de los sismos al alejarse de sus fuentes.

POTENCIAL DESTRUCTIVO DE LOS SISMOS Los registros de aceleraciones de sismos fuertes son la

rnejor herramienta para evaluar su potencial destructive sobre las obras civiles. Esto se hace evidente cuando se considera la ecuaci6n del rnovimiento de una estructura sirnplificada sometida a la acci6n de un sismo, como se muestra en la figura 2. La respuesta de la estructura al movimiento del terreno queda representada por la ecuaci6n:

m(~+z)=-f(x,x,t) (1)

En esta ecuaci6n, el termino a la derecha es la fuerza restauradora de la estructura, la cual es una funci6n del desplazamiento relativo x(t) y su derivada as1 como de las propiedades de los rnateriales de construcci6n. Para un sistema elastico lineal con amortiguamiento viscoso, esa funci6n tendra la forma,

f(x,x,t)=kx+cx (2)

en donde k es la rigidez y c el amortiguamiento del sistema. si se reescribe la ecuaci6n, puede verse que el movimiento

de una estructura sometida a las vibraciones s1smicas en su base es equivalente al de una estructura fija en su base y sornetida a una fuerza dinarnica nurnericamente igual a la aceleraci6n del terreno multiplicada por la masa de la estructura.

mfc+f(x, x, t) =-mz ( t) (3)

. Por lo tanto, para cornprender las fuerzas en la estructura

es necesario concentrarse en el analisis de la aceleraci6n del terreno mas que en otros parametres.

El rnovimiento del terreno puede ser descrito mediante su arnplitud, duraci6n y contenido de frecuencias.

Para sismos destructivos las amplitudes pueden variar entre

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0.15 g y mas de 1 g 1 y las duraciones entre 2 y mas de 30 segundos~ En general, el contenido de frecuencias es amplio puesto que la liberaci6n de energia del movimiento es aproximadamente uniforme dentro de un intervale de frecuencias entre 0.5 y 5 Hz. A frecuencias mas bajas la energia tiende a disminuir, dependiendo de la duraci6n del movimiento. Los sismos de mayor magnitud tienen mayor. duraci6n . (cercana o superior a un minute) y liberan mas energia a bajas frecuencias. La frecuencias altas muestran una tendencia a a~nuarse par encima de los 5 6 10 Hz, dependiendo de la distancia a la fuente del sismo y las condiciones geol6-gicas del sitio. Las frecuencias mas altas se registran en sitios de roca y en las cercanias de las fuentes sismicas.

En condiciones geol6gicas uniformes, la amplitud y el contenido de frecuencias altas del movimiento se reduciran al alejarse de la fuente y la duraci6n y el contenido de frecuencias bajas aumentara. Esto significa que las estructuras mas rigidas son las que experimentaran cargas mas altas en las zonas epicentrales de los sismos y las estructuras mas flexibles tendran las demandas mas altas en las zonas relativamente alejadas del epicentro.

Metodoloqias para la caracterizaci6n de los sismos Para caracterizar el potencial destructive de un sismo se

han desarrollado diferentes metodos que pueden ser clasificados en tres categorias: parametrizaci6n con valores maximos o valores pica, metodos espectrales y metodos energeticos.

Parametrizaci6n con valores maximos: Tradicionalmente la forma mas usada para caracterizar la

fuerza de un sismo ha sido la parametrizaci6n con valores maximas, especialmente el de aceleraci6n maxima o aceleraci6n pico de un registro. Esto se debe a su conveniencia, facilidad de calculo y porque puede ser interpretado como el valor maximo de la fuerza par unidad de masa que experimentan las estructuras~

si bien este es un indicador importante, tiene muchas limitaciones, puesto que muestra una gran variabilidad y esta asociado fundamentalmente con los componentes ~e frecuencia alta del movimiento. Par lo tanto, tiene poca relaci6n con el potencial destructive del sismo sabre las estructuras disefiadas ingenierilmente, para las cuales las frecuencias bajas del. movimiento son mas importantes. La aceleraci6n maxima es un mejor indicador del potencial destructor de un sismo sabre construcciones muy rigidas y fragiles, usualmente no disefiadas, tales como las casas de adobe o mamposteria sin reforzar.

otros valores maximos empleados para caracterizar un sismo son +as de velocidad y desplazamiento. La velocidad maxima esta determinada par las componentes del movimiento cuyas frecuencias estan entre los 0.5 y 1.5 segundos y el desplazamiento maximo esta asociado con periodos comprendidos entre los 2 y 10 s. La velocidad maxima no tiene una relaci6n directa con las fuerzas que experimentan las estructuras sino mas bien con la energia que debe ser disipada par media de deformaciones. El desplazamiento maximo esta relacionado con los desplazamientos que deben sopor-

g es la aceleraci6n de la gravedad (981 cmjsl)

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tar las estructuras muy flexibles, con perlodos naturales de vibraci6n de 10 s o superiores.

Estos dos ultimos parametres no son tan usados como el cie aceleraci6n m~xima en parte porque es necesario procesar los acelerogramas para determinarlos y este procesamiento involucra algunos errores dif1ciles de controlar.

Metodos espectrales: Los metodos espectrales se basan en el catculo del espectro

de respuesta. Este calculo se realiza con base en ~a respuesta de un oscilador amortiguado (figura 3), de un grado de libertad, al movimiento del terreno provocado por un sismo y descrito por la historia de aceleraciones z(t).

La ecuaci6n del movimiento de este oscilador en terminos de la masa m, la rigidez k y el amortiguamiento c es,

mX+cx+kx=-m~(t) (4)

o, en .terminos de la frecuencia natural de oscilaci6n y la fracci6n de amortiguamiento cr1tico,

c 2{Kiiz

(5)

Frecuencia natural (radfs)

Fracci6n de amortiguamiento cr1tico

El calculo de la respuesta x(t) para un par de valores de frecuencia natural y amortiguamiento puede ser realizado con relativa facilidad y a partir de los resultados se definen los espectros de respuesta mas comunes:

Desplazamiento SD(<.r.>n, ~) =max t lx< t) I ( 6)

Velocidad relativa Sy(<.r.>n, 0 =max t lx< t> I (7)

Aceleraci6n total SA (<.r.>n, ~) =max t lx< t> +z< t> 1 (8)

Los espectros de respuesta sirven para caracterizar el movimiento del suelo en funci6n del per1odo o la frecuencia (para valor de amortiguamiento cero) y la respuesta maxima de cualquier sistema de un grado de libertad con valores de frecuencia natural y amortiguamiento definidos. Tambien pueden ser utilizados para predecir la respuesta maxima en cada modo de oscilaci6n de sistemas con varios grados de libertad.

Las graficas de los valores de los espectros de respuesta en funci6n de la frecuencia o perlodo permiten obtener alguna

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informacion inmediata. La primera inspeccion visual permite identificar el intervalo de frecuencias de las estructuras que experimentaron las solicitaciones mas altas como producto del movimiento sismico.

Algunas propiedades del comportamiento de las estructuras sometidas a movimientos sismicos pueden ser interpretadas intuitivamente con base en los espectros. Para una masa constante, al incrementarse infinitamente la rigidez la estructura tendera a moverse como un solo cuerpo rigido con el suelo. Por lo tanto,

En donde T,. es el periodo natural de vibraci6n Tn = 2Tt/C.o)n

De manera similar, al disminuir la rigidez la masa tendera a permanecer inm6vil mientras el suelo bajo la misma se mueve.

( T - oo) n

Para valores bajos de amortiguamiento, cerca del valor maximo de x(t), las siguientes relaciones son validas:

(9) 1 (10)

Los terminos a la derecha de las ecuaciones anteriores se denominan espectro de pseudoaceleraci6n y espectro de pseudovelocidad, y aproximan a los espectros de aceleraci6n y velocidad, respectivamente. Estas aproximaciones son muy buenas en el intervalo medio de frecuencias del espectro, pero son menos precisas para frecuencias extremas {muy altas o muy bajas) •

Algunas de las metodologias de disefio actuales utilizan un valor de aceleraci6n maxima efectiva en lugar del tradicional. Este parametro se define como el 40 % del 1promedio de valores del espectro de pseudoaceleraci6n comprendidos entre los per1odos de 0.1 a 0.5 segundos, para un valor de fracci6n de amortiguamiento critico de 0.05 (t1pico para estructuras de concreto reforzado). La aceleracion maxima efectiva pretende ser un parametro ,que refleja mejor los efectos de los sismos sobre las estructuras, al tomar en cuenta un intervalo de frecuencias mas amplio que el asociado al valor de aceleraci6n maxima registrado.

Metodos enerqeticos: La caracterizaci6n energetica de los sismos se basa en el

calculo de la energia del movimiento o la energ1a de la respuesta de un oscilador.

La energia de aceleraci6n de un sis~q se define como c

w<t>=f£z<t>1 2 dt (11) 0

La evaluaci6n de la integral en toda la duraci6n del acelerograma (desde t=O hasta t=oo) da el valor de la energia

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total de aceleraci6n W~. Con base en la grafica de W(t) puede definirse la duraci6n

T0•9 como el intervalo de tiempo entre los valores o.osw .. y 0.95W~. Asl definida, la duraci6n es el tiempo en el se libera el 90 % de la energla de un sismo, registrado en un aceler6grafo.

Otros parametres energeticos pueden ser relacionados con la energla de aceleraci6n. Por ejemplo, la enerqia introducida por unidad de masa wl a un oscilador como el de la figura 3 se define como

Wz=-Jz(t)x(t)dt (12) 0

Al integrar en todo el intervale de frecuencias de osciladores posible, se obtiene la enerqia total introducida WF

WF=JJz<t):k(t) dtdwn (13) 0 0

Al evaluar la ecuaci6n anterior resulta ..

wF= cos-t~ J [z ( t) ]2dt (14) J1-~2 o

La integral es W~ y el coeficiente es una funci6n del amortiguamiento que varia entre 1.57 para amortiguamiento 0 y 1.40 para amortiguamiento de 20 % del critico.

Otros parametres: Otros parametres cuya facilidad de calculo sea comparable

a la de la aceleraci6n maxima han sido desarrollados, entre ellos la frecuencia caracteristica, de Arias y Saragoni, definida como el numero de veces que la traza de aceleraci6n cruza la linea base o eje de las absisas (aceleraci6n 0) durante la duraci6n de la fase de interes del sismo.

Este parametro complementa el de aceleraci6n maxima, puesto que da una idea aproximada de las frecuencias asociadas con el valor pico. Tambien puede relacionarse la frecuencia caracteristica, o su inverse, con la duraci6n de cada uno de los picas de aceleraci6n, tornados como impulses. cuanto mas baja sea la frecuencia caracteristica, ;mayor duraci6n tendran esos impulses y, por lo tanto, mayor sera la energia asociada con las aceleraciones maximas.

caracterizaci6n de los sismos de Puriscal Los sismos de Puriscal escogidos para · el analisis fueron

caracterizados mediante los parametres de aceleraci6n maxima, energia total de aceleraci6n, duraci6n T0.9 , frecuencia caracteristica y aceleraci6n maxima efectiva. Los resultados se muestran en la tablas 2 a 6. La frecuencia caracterlstica fue calculada para el mismo intervale definido por la duraci6n T0.9 •

Tambien se muestran en las figuras 4 a 6 los acelerogramas,

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los espectros de pseudoaceleraci6n y las curvas de energ1a de aceleraci6n para todos los sismos.

De la observaci6n de los acelerogramas se puede deducir que, en general, se trata de sismos de corta duraci6n y contenido predominante de frecuencias altas. Estas caracter1sticas son t1picas de los registros de sismos en las cercan1as de las fuentes. El registrq del sismo 13, del 30. de junio es el de mayor duraci6n, lo cual se relaciona con su magnitud (M=S.O) y la distancia a la que fue registrado. t

Los valores de aceleraciones maximas tornados como unico parametro conducir1an a una apreciaci6n err6nea del potencial destructi vo de los sismos. Si se comparan las aceleraciones maximas con las aceleraciones efectivas es evidente que las aceleraciones maximas del sismo 11 tomadas como indicador unico sobrevaloran su potencial destructive. Para los otros sismos, los valores de aceleraci6n maxima y aceleraci6n efectiva tienden a tener una mejor correlaci6n, especialmente en el caso de los sismos 10 y 13, con epicentros mas lejanos de la estaci6n de registro. Esto es consecuencia directa de la atenuaci6n de las frecuencias altas del movimiento, asociadas con los valores pica de aceleraci6n. El alejamiento de la fuente y la consiguiente atenuaci6n de las frecuencias al tas hacen que la aceleraci6n maxima tienda a ser mas representativa de la aceleraci6n efectiva (definida en el intervale de frecuencias de 2 a 10Hz).

Las energ1as totales de aceleraci6n son inferiores a los valores senalados por Housner y Jennings como los m1nimos capaces de producir dafios en estructuras disefiadas ingenierilmente. La forma de las curvas indican una liberaci6n practicamente instantanea de la energ1a, lo cual es confirmado por los bajos valores de duraci6n T0.9 • El sismo 11, del cual se registraron los valores mas altos de aceleraci6n tuvo la duraci6n mas baja, lo cual indica su bajo potencial destructive.

Las frecuencias caracter1sticas tambien indican que se trata de sismos con contenido predominante de frecuencias altas, especialmente el sismo 11, que fue registrado muy cerca de su epicentro. Las frecuencias mas bajas corresponden al sismo 13, el de mayor magnitud y mas distante del sitio de registro. De acuerdo con este parametro, este ser1a el sismo con mayor potencial destructive. Sin embargo, las aceleraciones maximas y la energ1a total de aceleraci6n no lo ubican como un sismo de potencial destructive mayor que el de otros de menor magnitud.

Los espectros de respuesta tambien confirman que los sismos liberaron su mayor cuota de energ1a a altas frecuencias (per1odos bajos). Las edificaciones que se vieron mas afectadas fueron, por lo tanto, las mas r1gidas. La atenuaci6n de las frecuencias altas puede deducirse de la comparaci6n de los espectros de los sismos 04 y 10, de magnitudes similares pero registrados a diferentes distancias. El alejamiento de la fuente conlleva la atenuaci6n de las frecuencias al tas y la disminuci6n global del potencial destructive del sismo~ como se puede apreciar en el caso del sismo 13. En consecuencia, los dafios se concentran en la zona epicentral y decrecen rapidamente.

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DANOS EN CONSTRUCCIONES Los primeros danos en construcciones ocurrieron como conse

cuencia de los sismos del dia 29 de mayo y se concentraron en los alrededores de la ciudad de Santiago. Con la migraci6n de la actividad sismica hacia el norte y noreste de la ciudad, los danos se produjeron en zonas rurales de menor densidad de poblaci6n ubicadas en las cercanias de la falla de Picagres. Las localidades mas afectadas por los sismos ocurridos entre el 31 de mayo y el 15 de junio fueron San Antonio, Tinamaste, carit, Picagres y Piedras Negras (ver figura 1). Los sismos del dia 30 de junio, que incluyen el de mayor magnitud (sismo 13, M=5.0), ocurrieron en otra fuente sismica, ubicada 7 km al oeste de Santiago, segun el Observatorio Vulcanol6gico y Sismol6gico de Costa Rica. Los danos de mayor magnitud en esta zona se localizaron en Barbacoas y Cortezal.

En general, todos estos sitios comparten caracteristicas topograficas por estar localizados en filas montanosas y valles estrechos. La mayor parte de las construcciones esta ubicada sobre laderas con pendientes al tas. Desde antes de la ocurrencia de los sismos era conocido el problema de estabilidad de suelos y deslizamientos de tierra que afectan toda la regi6n.

Las construcciones danadas fueron principalmente viviendas de mamposteria ubicadas en condiciones topograficas desfavorables o en terrenos inestables. Sin embargo, los danos no eran consecuencia de la movilizaci6n de los grandes deslizamientos de tierra que afectan toda la regi6n y que son responsables en gran parte de los danos en la Iglesia de Santiago.

Desde un principio fue evidente que las viviendas danadas fueron construidas sin la intervenci6n de un profesional responsable, ya fuera en el diseno o la inspecci6n. Por el contrario, se trataba de construcciones realizadas con muy pocos recursos, por sus mismos propietar ios o encargadas a algun "maestro de obras" de la misma zona o a algun pariente que "sabe de construecion". Sin embargo-, algunas construcciones realizadas dentro de las normas, con financiamiento de instituciones publicas y s upuestamente con inspecci6n profesional tambien sufrieron danos.

La construcci6n danada tipica es una vivienda de mamposter1a de una sola planta, ubicada en un terreno con pendiente alta . o sobre un relleno, a la cual se le han agregado posteriormente nuevas paredes para cubrir las necesidades crecientes de espacio. Este tipo de construcci6n tiene una rigidez alta y es, de acuerdo con el analisis anterior, mas vulnerable a los sismos, especialmente en las ~ercanias del epicentro.

Otras caracteristicas de la construcci6n, ademas de la rigidez, son las que determinan su capacidad para resistir los sismos. En una distribuci6n de planta t1pica existen paredes (diafragmas) en dos direcciones ortogonales principales. Estos diafragmas estan limitados en sus extremes superior e inferior por v i gas que los vinculan entre si.

Para una mejor comprensi6n del comportamiento de la estructura se considera el movimiento horizontal en cada una de las direcciones en forma separada. Los diafragmas en la direcci6n paralela al movimiento son los que aportan la mayor rigidez y

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resistencia. Los diafragmas en la direcci6n perpendicular, por ser elementos con un gran peso, desarrollan fuerzas proporcionalmente altas, que deben ser transimitidas a los elementos resistentes mediante vinculos apropiados. Por lo tanto, deben existir uniones apropiadas en las esquinas que contribuyan a la transmisi6n de las fuerzas. Ademas, la viga de cimentaci6n y la viga corona son elementos indispensables para distribuir adecuadamente las cargas, puesto que vinculan todos los diafragmas entre si.

Para que el diafragma que actua como elemento resistente desarrolle su capacidad es necesario que est~ construido con materiales competentes y cuente con el refuerzo apropiado, de manera que pueda transmitir las fuerzas cortantes a la cimentaci6n sin fallar. Tanto el refuerzo vertical como el horizontal son importantes para el desarrollo de la resistencia a cargas en el plano de las paredes de mamposteria.

Para garantizar un comportamiento apropiado del sistema en caso de que las cargas superen los limites elasticos de los elementos, estos deben tener tambi~n alguna ductilidad.

En las viviendas de mamposteria que sufrieron dafios se pudieron observar graves deficiencias en las condiciones anteriores. Esto fue particularmente evidente en aquellos casos en que la condici6n topografica o la estabilidad del suelo no fueron factores importantes en la magnitud de los dafios.

La condici6n mas frecuente fue la deficiencia o ausencia total de refuerzo, tanto en las paredes como en las vigas y las uniones o esquinas. Existian paredes sin ningun refuerzo vertical u horizontal, rematadas por vigas corona cuyo refuerzo longitudinal consistia en varilla No.2 (6 mm de diametro, lisa). En algunos casos el refuerzo existia pero no asi el vinculo apropiado, puesto que las varillas quedaban interrumpidas en las esquinas y tampoco existian amarres. Esta condici6n se presentaba tanto en paredes como en vigas.

Los sismos provocaron agrietamiento y separaci6n en uniones de paredes con las deficiencias sefialadas. Al quedar desvinculadas, las paredes actuan fundamentalmente como elementos en voladizo vertical, se establece una mayor demanda sobre la cimentaci6n y aumenta la posibilidad de colapso ante sismos posteriores.

En los casos en que una vivienda habia tenido ampliaciones sucesivas, tampoco existian vinculos entre cada uno de los diferentes agregados y esta condici6n provoc6 su separaci6n, especialmente de aquellas construidas sobre un relleno o una fuerte pendiente.

La calidad de los materiales de construcci6n tambi~n es un factor importante en la determinaci6n de los dafios. Para evaluar la resistencia del concreto se realizaron pruebas en conjunto con el Laboratorio de Materiales de la Universidad de Costa Rica. Se hiceron pruebas con escler6metro en varias construcciones de la zona de San Antonio y Tinamaste. En varios casos la resistencia del concreto fue inferior a la minima que puede ser medida con el instrumento (100 kgfcm 2 ) y en otros apenas ligeramente superior a ese valor. Los bloques, el mortero de pega y el concreto de relleno son fabricados en la zona con materiales

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provenientes de rios, por lo que muestran proporciones altas de materiales muy fines, materia organica y cantos rodados. Estes factores contribuyen a reducir la resistencia y durabilidad del concreto.

Las paredes construidas con materiales de baja calidad no fueron capaces de resistir las fuerzas cortantes generadas por las cargas en _su propio plano y fallaron. La mayor parte de esas paredes mostraba las tipicas grietas en diagonal o en equis.

Las caracteristicas de la actividad sismica tuvieron una influencia definitiva sobre la magnitud de los dafios en la zona de San Antonio y Tinamaste. La ocurrencia de varies sismos de magnitud similar provoc6 el deterioro ·paulatino de la mayoria de las construcciones. Los primeros sismos provocaron el agrietamiento y separaci6n de paredes sin refuerzo adecuado y los sismos posteriores provocaron el colapso total o parcial de paredes ya incapaces de resistir las fuerzas inducidas.

CONCLUSIONES Los dafios causados por el enjambre de sismos de Puriscal han

atraido la atenci6n de los ingenieros y del publico hacia el problema de las construcciones realizadas al margen de la reglamentaci6n en las zonas rurales. Este problema tambien ha tenido manifestaciones en sismos pasados (Tilaran, 1973; Golfito y Perez Zeled6n, 1983; C6bano, 1990) y es el causante de gran parte de las perdidas econ6micas por sismos en el pais.

Las construcciones que mas dafios sufrieron en la zona de Puriscal fueron las viviendas de mamposteria. En este trabajo se analizan las condiciones que determinaron este heche.

En primer lugar se consideraron las caracteristicas de los sismos y su potencial destructive. De los analisis realizados puede concluirse que los sismos causaron las solicitaciones mas altas a las estructuras muy rigidas, tales como las construccio- · nes de mamposteria de una sola planta, perc que esas solicitaciones por si mismas no eran capaces de producir dafios en estructuras que hubieran side disefiadas o construidas ingenierilmente. Para la zona de Puriscal, el C6digo Sismico de Costa Rica, en su apartado 3.5.2.3, establece que el coeficiente sismico que se utilice para disefiar debe tener un valor de 0.33. Ese valor es superior al promedio de las aceleraciones maximas registradas y de las aceleraciones efectivas de los sismos. Los otros parametres analizados y los pecos dafios que sufrieron las obras bien construidas confirman que el potencial destructive de los sismos fue relativamente bajo.

Se analizaron tambien las caracteristicas de las construcciones que determinaron la magnitud y tipo de dafios observados. El uso incorrecto de los materiales o mala practica constructiva, producto de un desconocimiento de la tecnalogia apropiada, fue el principal factor causante de los dafios. Tambien fueron factores determinantes la mala calidad de los materiales utilizados, las condiciones topograficas adversas y poca estabilidad del terrene en la zona. El problema de la vulnerabilidad de las construcciones rurales, dentro y fuera del Valle Central, es importante de considerar dada la posible ocurrencia de sismos fuertes en esta y otras zonas del pais.

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Jennings, P. c. "Engineering Seismology". En Earthquakes: Observation, Theory and Interpretation. Proceedings of the International School of Physics "Enrico Fermi", Course LXXXV. North-Holland Publishing Company. Amsterdam, Holanda, 1982.

6. Wiegel, R. L. Earthquake Engineering. Prentice Hall. New · Jersey, EEUU, 1970.

TABLA 1. SISMOS OCURRIDOS EN LA ZONA DE PURISCAL

REGISTRADOS POR LAS ESTACIONES ACELEROGRAFICAS PERIODO: MAYO - JUNIO 1990

--------------------------------------------------------------------------No. FECHA TIEMPO LATITUD LONGITUD PROFUNDIDAD MAGNITUD

(GMT) ORIGEN NORTE OESTE (km)

--------------------------------------------------------------------------1 29 May 90 19:56:51.37 09°51.32' 84°18.68' 16.00 4.2 2 01 Jun 90 3:28:17.38 09°52.17' 84°19.55' 13.06 4.1 3 07 Jun 90 17: 12: 5.95 09°50.63' 84°19.10' 6.00 4.1 4 08 Jun 90 0:32:48.84 09°52.02' 84°19.20' 16.28 4.6 5 08 Jun 90 13:46:28.10 09°51.60' 84°19.73' 18.58 4.1 7 08 Jun 90 15:47:45.97 09°51.05' 84°17.73' 16.11 4.0 8 08 Jun 90 22:35.35.30 09°51.23' 84°18.57' 13.05 3.2 9 08 Jun 90 23:03:47.75 09°50.73' 84°18.04' 6.42 o.o

10 09 Jun 90 0:34:46.09 09°53.32' 84°19.54' 13.73 4.5 11 13 Jun 90 5: 2:32.51 09°50.85' 84°18.61' 5.98 3.9 12 16 Jun 90 2:22:47.95 09°52.73' 84°19.72' 16.58 4.2 13 30 Jun 90 14:51: 7.35 09°51.46' 84°23.43' 8.01 5.0 15 30 Jun 90 14:55:21.46 09°53.79' 84°21.64' 14.51 4.5 16 30 Jun 90 14:57:46.52 09°50.66' 84°23.01' 13.00 4.3 17 30 Jun 90 14:59: 6.94 09°49.38' 84°21.20.' 14.29 4.5 --------------------------------------------------------------------------

Datos de las fuentes sismicas suministrados par e1 Observatorio Vulcanol6gico y Sismol6gico de Costa Rica Universidad Nacional Aut6noma

-73-

I

I

I

I

TABLA 2 ACELERACIONES MAXIMAS REGISTRADAS

EN LA ESTACION DE PURISCAL SISMOS DEL PERIODO MAYO-JUNIO 1990

Sismo No.

Fecha Hora Distancia Aceleraciones mAximas Local Epicentral Horizontal Vertical

01 02

"' 03 "' 04

OS 06 07 08 09

"' 10 "' 11

12 * 13

14 15 16 17

29 mayo 31 mayo 7 junio 7 junio 8 junio 8 junio 8 junio 8 junio 8 junio 8 junio

12 junio 15 junio 30 junio 30 junio 30 junio 30 junio 30 junio

13:57 21:28 11:12 18:32 07:46 07:47 09:47 16:35 17:03 18:34 23:02 20:22 08:51 08:53 08:55 08:57 08:59

Distancias en kil6metros

2.64 0.70 2.13 2.04 9.28 2.06 0.77 1. 52 4.62 0.46 3. 71 8.42

7.36 7.61 5.15

0.047 0.125 0.223 0.028 0.023 0.053 0.028 0.025 0.174 0.549 0.039 0.113

0.048 0.034 0.063

0.047 0.112 0.395 0.025 0.037 0.031 0.043 0.030 0.414 0.631 0.036 0.070

0.046 0.039 0.065

Valoree de aceleraci6n en fracci6n de g g = aceleraci6n de la gravedad (9.81 m/s2)

TABLA 3 SISMO ENERGIA DE ACELERACION

No. HORIZONTAL VERTICAL [(m/s)Z/s) [(m/s)Z/s)

03 04 10 11 13

0.388 1. 719 1.142 3.405 0.761

TABLA 4

0.563 1.236 1.599 2.064 0.372

SISMO DURACION No. HORIZONTAL VERTICAL

03 04 10 11 13

[ s 1 [ s 1

4.48 6.08 4.01 1.50 8.78

2.87 4.70 3.67 1.43

10.23

-74-

TABLA 5 SISMO FRECUENCIA CARACTERISTICA

No. HORIZONTAL VERTICAL

03 04 10 11 13

(Hz) (Hz)

7.59 7.73 7.48

11.33 6.61

TABLA 6

18.47 20.23 16.62 23.78 14.43

SISMO ACELERACION PICO EFECTIVA No. HORIZONTAL VERTICAL

03 04 10 11 13

(g) (g)

0.087 0.169 0.156 0.327 0.099

0.065 0.106 0.122 0.148 0.062

I I I I

I I I I I

I I

•• 12 ••

15 JUHIO 20:22

•• 02 •• 31 I.AAYO 21:28

•• 04 •• 07 JUtUO 18:31

••

FIGURA 1. MAPA DE LA ZONA DE PURISCAL CON UBICACION DE EPICENTROS DE LOS SISMOS REGISTRADOS

X m

Movimiento --- ----,;--del lerreno

FIGURA 2. ESTRUCTURA DE UN GRADO DE LIBERTAD IDEALIZADA.

........... .........

S 1 ( .... ( ) = m,u I :o;(l) I

s • ( w. ,( ) = m,u l•(l)+&(l) I

FIGURA 3. DEFINICION DE ESPECTROS

-75-

--- -· -"l M Cl c: ~

"' . ,. n t'l t" t'l , 0 Cl

i II)

0 t'l

II) M

I II)

X -..J 0 0\ II) I

~ M t" M N

g II)

t'l :z: t'l t"

~ ~ M II) M II)

o.T 0.2

0

-0.2

-0.4

o.T 0.2

0

-0.2

-o.•

0.2

ACELEROGRAMAS DE SISMOS DE PURISCAL

COMPONENTE NORTE-SUR

~ ..

COMPONENTE VERTICAL

COMPONENTE ESTE-OESTE

o.T 0 ~ ...........

-0.2 ~~-·· r >oF •

-o.•

o.T 0.2

0

-0.2

-0.4

o.T 0.2

0 ~~.,_~. -0.2

-o.• 0 2.5 5 7.5 10 12.5 15 17.5 20 sec o 2.5 5 7.5 10 12.5 15 17.5 20 se, o 2.5 5 7.5 10 12.5 15 17.5 20 sec

SISMO 03

SISMO 04

SISMO 10

SISMO 11

SISMO 13

I

I

I I

I

I

I

,.

~ -

ESPEITim DE PSEuoo-ACErERAQON S!St40S DE PURt:rAL

1.5 .--------------------;====~

SSI) 03

1.25 ···········································----·························································································· ....... . • • M

1

< 0.75 ~

0.5

0.25

0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 2 PERIOOO (s)

FIGURA 5. ESPECTROS DE PSEUDOACELERACIOH DE COMPOHEHTES HORIZOHTALES DE SISMOS AHALIZADOS. AMORTIGUAMIEHTO 5\ DE CRITICO

ENEffiiA DE ACflERAQON SISVOS DE PURt:rAL

4~------------------------------------------------~

3.5 ............................. -... -............... --.. - ... - ... ·--···-................. .B) .. !l __ ... _____ .. , ___ ,_

SSIO lO ...................... ......... ....... .. ..... ______ ............................................................................... - .. ~··r:l······

0.5 ............. _ ......... _ .................................... ssaal.Q3: ............................ - .................. ..

2.5 5 7.5 10 12.5 15 17.5 20 22.5 25 'llEMPO (s)

FIGURA 6. CURVAS DE EHERGIA DE ACELERACIOH DE COMPOHENTES HORIZOHTALES DE SISMOS AHALIZADOS

-77-

I

I I I I

I I I

I FIGURA 7. DANOS TlPICOS EN UNIONES DE PAREDES. FOTOGRAFIAS: ADALBERTO RAMIREZ V.

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I

I

FIGURA 8. DANOS TIPICOS EN VIGAS Y COLUMNAS. FOTOGRAFIAS: ADALBERTO RAMIREZ V.

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contribuciones al quinto seminario de ingeniería estructural

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