Fundamentos de Ingeniería Geotécnica Antisísmica

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Ediciones Universidad Cat6Iica de Chile
Vicerrectoria Academica
FUNDAMENTOS DE INGENIERIA GEOTECNICA ANTISISMICA
© Derechos reservados
Insclipci6n No 84.941
I.S.B.N. 956- 14- 0284- X
Primera Edici6n
Diciembre, 1992
Portada
Pu blicidad U niversit:a.ria
Coorclinaci6n editorial,
cmrecci6n de estilo, disefio y diagrarnaci6n
TELEDUC
Impresi6n
Editorial Universitaria S.A.
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· CIP- Pontificia Universidad Cat61ica de Chile
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Troncoso, Jorge H.
Fundamehtos de ingenieria geotecnica antisfsmica/Jorge H. Troncoso
1. Disefio Asfsmico 2. Mecanica de suelos
1992
624.15136 dc20
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Jorge H. Troncoso
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PRESENTACION
Vicerrectoria Academica y la Facultad de Ingenieria de la Pontificia Uni versidad
Cat6lica de Chile, presentan el libra «Fundamentos de Ingenierfa Geotecnica
Antisfsmica», del profesor Jorge H. Troncoso. Este libra forma parte de la colecci6n
de Textos Universitarios, que ha sido impulsada y financiada en parte por el Fonda de
Desarrollo de la Docencia, y con apmtes provenientes d~l Ministerio de Educaci6n,
obtenidos a u·aves del Primer Concurso de Desarrollo Institucional (1992).
El prop6sito de este libra es entregar una conceptualizaci6n basica en dimimica de
suelos validada por experiencias obtenidas en investigaciones recientes del autor del
libra sabre los efectos de los sismos, para petmitir as{ a los alumnos de ingenierfa y a
los profesionales y expertos en el area capacitarse, para abordar problemas de disefio
antisfsmico de fundaciones y de otras tierras.
Dada la com plejidad de la com posici 6n de los suelos, en consecuencia de la di versidad
de los efectos sfsmicos, es necesmio abordar esta tematica desde una perspectiva
te6rico-pnictica, como se hace en este texto.
Esperamos que el estudio de los alumnos se vea facilitado con este medio didactico,
el texto, que perrnite el estudio aut6nomo y segun el ritmo de cada aprendiz, y que a
la vez facilita al profesor utilizar mas eficazmente las horas de clase lectiva en la
formaci6n y discusi6n de los conceptos e informaciones mas corhplejas.
IN DICE
PRO LOGO
13
CAPITULO 1. INTRODUCCION
15
lnftuercia de los SUelos de FLnCiaci6n en los Danos Causados por tv1ovimientos Slsmicos 15
Naturaleza de los suelos
16
El Suelo corm Filtro de las Ondas Slsmicas
17
Contenido de este Ubro
18
CAPITULO 2. EL SUELO COMO MEDIC DE PROPAGACION DE ONDAS SISMICAS
lntroducci6n
Propagoci6n de Ondas en Cuerpo_sE_16s_tic---'-.__:_:OS_ _ _ _ _ _ _ _ _ _ __
Generalidades
Ondas Plaras
Ondas Esfencas
Propagaci6n de Ondas en Suelos
Espectros de Respuesta para Diferentes Tipos de Suelos
Relaciones entre Caracterfsticas de Movimiento del Suelo y_ Danos de Estruch..ras
CAPITULO 3. PROPIEDADES DINAMICAS DE LOS SUELOS
Definiciones
Medici6n de Propiedades en Ensayos de Laboratorio
Generalidades
E~os de Probetas Normales
Medici6n de Propiedades en Ensayos de Terreno
Propagaci6n de Ondas
Penetrometrfas
Ventajas y Umitadones de Diferentes tvletodos de E~os
Erroyos Especiales
CAPITULO 4. EFECTOS DE LOS SISMOS EN ESTRUCTURAS DE SUELOS
ComQQrtamientos ~smicos de los Suelos
El Terremoto del3 de 1\tlarzo de 1985 y_ sus Efectos
Variaciones de las Presiones de Poros y_ Ucuefacci6n
Densiftcaci6n
Reducci6n de Ia Resistencia al Corte
21
-
21
?121
25
27
29
31
33
39
39
43
43
43
45
45
47
51
53
-
55
55
-
-
56
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62
67
-
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CAPITULO 5. COMPORTAMIENTO SISMICO DE TALUDES
Estabilidad de TaiLK1es
AnOiisis Te6ricos de Efectos S'smcos en Toludes
Predicci6n de Fen6rnenos de Amplificaci6n Geomorfol6gica
Predicci6n de Folios 9Smicas de Tallx:1es
Potencial y_ Consecuencias de Folios de Taludes
Corrimentos de Laderas de Suelos No Cohesivos
Deslaves de Laderas de Suelos Saturados
Deslizomientos en Bl_ggue
Folios de FIYQ
CAPITULO 6. DISENO SISMORRESISTENTE DE FUNDACIONES
Doros Slsmicos de FLndaciones
Fmdaciones Superficiales en DepOsito de Suelos que pueden Densificarse
Com_QQctoci6n Din6mica
Compactaci6n con Exp!osivos
Pilotes de Com~taci6n
Vibroftotaci6n
Fmdaciones en Suelos Compre~bles Saturados
C61cU0 Realista de Ia Copacidad Soportante de Fundaciones y Asentamientos
~~
Excovod6n y Reemplozo
Mejoramientos por lnyecci6n
Emp4es Sismicos
EVALUACION DEL COMPORTAMIENTO SISMICO DE SUELOS Y
FUNDACIONES
Etopa de Evoluaci6n
ldentificaci6n de Variables a Monitorear
Monitoreo de Presiones de Poros
Monitoreo de Deformadones
lnftuercia del Moritoreo en el Diseflo Antisfsmico
Coso I. FL.rtdaci6n de m Edificio sobre Suelos de Alto Potencial de
Licuefacci6n
Coso II. FL.rtdaci6n de un Edificio mre Terrenos de A~a Amplificaci6n
Coso Ill. Presa sobre Suelos Compresibles Heterogffieos
Coso IV. Presa de Relaves
75
75
75
83
85
91
91
92
92
93
95
95
96
96
96
97
97
97
97
~
98
99
100
CAPITULO 7.
CAPITULO 8. DISENO ANTISISMICO DE DEPOSITOS DE RESIDUOS MINERALES
lntroducci6n
tv1etodologla de Diseno y Construcci6n lntegrados
101
1Ol
101
102
105
105
108
108
100
100
111
111
112
Comportamiento ~co de DepOsitos de Relaves: Prffiores de Poros y_
Deformaciones
Variaciones de las Prffiones de Poros
Deformaciones y Defplazamientos lrdl.cidos 122!_ Movirrientos Sisnicos
PrQQJ_edades Diromicas de los Suelos de Relaves
Consideraciones Generales
M6dua de Corte Diri:Jmico
Rozon de Amorti_gLXJmiento
Resistencia Clclica y_ Potencial de Licuefacci6n
tv1etodos de ConstR.cci6n y Com~rtamiento Ssmico de DepOsitos de Residuos
Minerales
Generalidades
Diferentes Esquemas de Depositaci6n
ComQQrtamiento ~S'Tlico
rvletodoi.Qgfa de Diseflo Antmnico
An61isis del ComQQ!!amiento S'snico
Fose 1: An61isis Pseudo-Est6ticos
Fose II: An61isis Simplificado de Pr~6n de Poros
Fase Ill: An61isis Diri:Jmico
Fase IV: An61isis QQra Condiciones de Abandooo
EtaQQ de Evaluaci6n
113
113
116
116
116
117
118
119
122
122
123
126
131
133
133
134
135
135
136
ANEXO. USTA DE SIMBOLOS
139
REFERENCIAS BIBUOGRAFICAS
141
PROLOGO
~a Ingenieria Geotecnica Antisfsmica es una especialidad de la Ingenierfa de FundaClOnes que se basa en la ciencia de la Dinamica de Suelos y, a1 igual que esta, es una
disciplina de reciente desarrollo. El progreso del conocirniento se ha sustentado
principalrnente en las experiencias obtenidas de los cornportarnientos de suelos,
fundaciones y estructuras, observados despues de la ocurrencia de eventos sfsrnicos
importantes. Chile ha sido escenario de varios terrernotos en las ultirnas tres decadas
y este perfodo coincide con el tiernpo de rnayores avances en Dimimica de Suelos. El
prop6sito de este texto ha sido resumir las experiencias logradas en el pais y,
particularmente, en el grupo de trabajo dedicado a esta disciplina en el Departamento
de Ingenierfa Estructural y Geotecnica de la Pontificia Universidad Cat6lica de Chile,
contribuyendo de esta forma a los futuros avances y, a traves de ellos, ala rnitigaci6n
de los desastres provocados por la alta sisrnicidad de nuestro territorio.
El contenido de este texto se ha preparado de rnanera que sirva de ayuda a los alurnnos
de lngenierfa y de profesionales afines, en los cursos de Mecanica de Suelos,
Fundaciones e Ingenierfa Antisfsrnica y, adem as, que sea util en la pnictica profesional.
El autor agradece a sus colegas profesores de Ingenieria Estructural y de Ingenieria
Geotecnica por las valiosas discusiones e intercarnbios de ideas que han posibilitado
consolidar las experiencias adquiridas en el terreno yen ellaboratorio. En particular,
el apoyo de DIUC y FONDECYT al desarrollo de las investigaciones que forman la
base del texto es reconocido con gratitud. A los excelentes ayudantes de catedra y de
investigaci6n, R. Verdugo, J. Oirdenas y A Avendafio, que junto a muchos otros
colegas colaboraron en la obtenci6n de resultados de las investigaciones; al personal
del Laboratorio de Mecanica de Suelos siernpre dispuesto a ayudar en la ejecuci6n de
ensayos y de sondajes, el autor hace llegar su reconocimiento. El autor agradece
tambien a la Sra. Myriarn Fredes por su paciente ayuda en el procesarniento del
rnanuscrito.
CaQftulo 1
- - - ~-~==~=J
N T R O· D U C C
J
0 N
INFLUENCIA DE LOS SUELOS DE FUNDACION EN LOS DANOS
CAUSADOS POR MOVIMIENTOS SISMICOS
Las investigaciones de los dafios ocasionados por terremotos recientes a todo tipo de
estructuras, como edificios, instalaciones industriales, puentes, caminos, obras portuarias y embalses, han permitido concluir que un gran porcentaje de fallas estructurales
han ocurrido como consecuencia de comportamientos desfavorables de los suelos de
fundaci6n. Tales comportamientos desfavorables pueden ser deformaciones excesivas, disminuciones de la capacidad soportante, amplificaciones de los movimientos
sismicos o licuefacci6n.
Al respecto es interesante revisar las siguientes conclusiones obtenidas de estudios de
los terremotos de Mayo de 1960, (MS =8,5), los mas destructivos de este siglo, que
afectaron la zona Sur de Chile:
«Suelos: La mayor debilidad en el disefio se observ6 en el campo de la ingenieria de
fundaciones. Los que podrian haber sido daiios estructurales menores se convirtieron,
en algunas ocasiones, en dafios may ores debido ala influenciade los suelos soportantes.
Un uso apropiado de la ingenieria de fundaciones habria minimizado considerablemente el dafio estructural». (Karl V. Steinbrugge y Rodrigo Flores A «Los Terremotos
Chilenos de Mayo, 1960: Un ana.Iisis de Ingenieria Estructural» ).
«Los terremotos chilenos de 1960 fueron muy instructivos con respecto al comportamiento de una variedad amplia de fundaciones y estructuras de suelos. La importancia
de las propiedades de los suelos en la capacidad de las estructuras para resistir
terremotos fue evidente. Durante estos sismos muchos daiios se debieron a fallas de los
suelos. Importantes asentamientos afectaron a fundaciones de zapatas aisladas.
Rotaciones de estribos y de pilotes ocurrieron en muchos puentes. Terraplenes de
acceso a puentes fallaron en gran cantidad por desplazamientos hacia el cauce.
Terraplenes de caminos y de vias ferreas se asentaron excesivamente. Muros de
contenci6n de obras portuarias fueron seriamente daiiados y en algunos casos,
completamente destruidos. Pequefios y grandes deslizamientos ocurrieron en toda la
zona afectada. La existencia de fundaciones inadecuadas agrav6 notablemente el daiio
de las estructuras. La licuefacci6n de suelos arenosos sueltos, inducida por los sismos,
fue la causa aparente de muchas de estas dificultades». (C. Matin Duke y David J.
Leeds. «Respuesta de Suelos, Fundaciones y Estructuras de Suelos a los Terremotos
Chilenos de 1960»).
15
I'I
CAPITULO 1
Similares conclusiones se han obtenido de los recientes sismos de 1985, en Chile yen
Mexico, y de 1987, en Ecuador. En efecto, el terremoto de13 de Marzo de 1985 (MS
7,8), que afect6 ala zona central de Chile, caus6la destrucci6n de tres presas de
relaves, veinte presas de tierra, tres puentes importantes, tres de los ocho sitios del
puerto de San Antonio y dos de los seis sitios del puerto de Valparafso, por tfpicas fall as
de los suelos de fundaci6n ode relleno. En este sismo se produjeron, ademas, daftos
mayores en edificios fundados sobre depositos de arenas de baja densidad que
amplificaron el movimiento s1smico.
=
Los sismos de Michoacan del 19 y 20 de Septiembre de 1985, (MS = 8,1 y 7,5),
respectivamente, que afectaron principalmente a Ciudad de Mexico, provocaron
intensos dafios y colapsos de edificios recientemente constm1dos, a 400 km de
distancia del epicentro, debido a extraordinarias amplificaciones del movimiento en
depositos lacustres de arcillas de alta porosidad.
Dos terremotos, (MS = 6,1 y 6,9), ocurridos el 5 de Marzo de 1987, afectaron las
regiones de la Sierra de la Amazonia de Ecuador. Los dafios a edificios modemos
fueron menores, en las ciudades mas importantes, como Quito, Ibarra y Lago Agrio,
debido a1 buen comportamiento de los suelos de fundaci6n. Sin embargo, fallas de
suelos que provocaron gigantescos deslizamientos de laderas naturales, en cajones de
rios de la provincia de Napo, causaron la destmcci6n de 40 km de la Carretera de QuitoLago Agrio y del Oleoducto Transecuatodano, aislando la region Nor-Oriental y
cortando el transporte de petr6leo, principal fuente de ingresos del pa1s, desde los .
yacimientos hasta los grandes centros de consumo y de em barque al ,exterior.
En consecuencia, las experiencias de los efectos de los sismos recientes indican que el
suelo tiene una influencia importante en los dafios causados a las estructuras, tanto
como medio de propagaci6n de las ondas s1smicas como por las propias alteraciones
o fall as que afectan su capacidad soportante.
La influencia comprobada de los suelos en las catistrofes causadas por los terremotos,
hacen indispensable incluir una base de ingenieria geottcnica en el cuniculo de todos
los profesionales involucrados en la prevencion o mitigacion de los daftos que estos
eventos provocan. El prop6sito de este texto es contribuir a la formacion de tal base.
NATURALEZA DE LOS SUELOS
Los depositos de suelos de fundacion deben ser considerados como la infraestmctura
de la constmcci6n de toda obraen el senti do que partes de estos depositos son afectados
por las cargas aplicadas, que interactuan con las fundaciones y comprometen con su
comportamiento el exito o el fracaso de la totalidad del proyecto estmctural. Es
indispensable, por lo tanto, iniciar todo analisis s1smico con el estudio de la infraestmctura form ada por los suelos. El problema que se presenta es que los suelos componen
estructuras mucho mas complejas que cualquier otro material.
En efecto, la naturaleza de los suelos es especial porque cada elemento esta constituido
por sistemas de particulas s6lidas relativamente independientes o debilmente vincula-
16
INTRODUCCION
d~ entr~ s!. Estas partfculas son de muy diferentes tamafios, formas y composiciones
mm:r~ogzcas y, ~or lo tant~, las estructuras de sudos pueden tener propiedades
mecan1cas compl~Jas y muy d1ferentes; dentro de un mismo elemento, yen margenes
mucho mas amphos, dentro de una untdad geotecnica. La composici6n particular de
los suelos involucra, ademas, funciones muy especiales de tensi6n-deformaci6n, altas
compresibilidades y bajas resistencias.
Otra consecuencia importante de la com posicion granular del suelo es la porosidad de
las estructuras y, por lo tanto, la posibilidad de contener fluidos, como agua y aire, en
los espacios vacios o huecos que quedan entre las partfculas s6lidas. Esta condici6n
significa que los suelos son multifasicos en cuanto en cada elemento se encuentra una
fase s6lida y una fase de fluidos, lfquidos y gaseosos.
La naturaleza granular y multifasica de los suelos genera interacciones ffsicas y
qufmicas, entre los s6lidos y los fluidos, que tienen consecuencias muy importantes
para entender el comportamiento mecanico y dimimico de estos materiales. El
fen6meno de la licuefacci6n de suelos, mencionado por Duke y Leeds como causa
aparente de muchas fallas de fundaciones en los sismos de 1960 en Chile, es un ejemplo
claro de interacci6n fisica: las cargas s{smicas generan aumentos de las presiones del
agua atrapada en los poros hasta alcanzar valores que an ulan las tensiones efectivas y,
por lo tanto, la resistencia a1 corte, transformandose asfla estructura s6lida en una masa
fluida.
EL SUELO COMO FILTRO DE LAS ONDAS SISMICAS
Las ondas sfsmicas se transmiten a las fundaciones de un edificio despues de pasar a
traves de los suelos de fundaci6n desde la roc a basal. En el proceso de propagaci6n las
ondas sufren modificaciones, como atenuaciones de las componentes del movimiento
de ciertas frecuencias y amplificaciones de otras, debido a efectos de filtros que ejercen
los suelos.
En consecuencia, los movimientos sfsmicos que afectan a las fundaciones de un
edificio, y que, a traves de ellas se transmiten a toda la estructura, dependen de las
condiciones de los suelos del sitio en que tal edificio se encuentra emplazado. Asi se
observa que los movimientos s:lsmicos que afectan a diversos sitios de una misma
ciudad son diferentes en funci6n de las siguientes caracterfsticas principales:
a.
b.
c.
d.
espesor de los depositos de suelos sabre la roca basal
morfologfa de los terrenos
estratigraffa y nivel de aguas subterraneas
propiedades dinamicas de los suelos
El espesor o potencia de los depositos de suelos influyen en el movimiento sismica en
forma similar a como la altura de un edificio influye en la magnitud de los desplazamientos y, adem as, en los tiem pos de viaje de las ondas entre la roc a basal y la superficie
del terreno.
17
CAPITULO 1
La morfologia del terreno puede causar arnplificaciones de los movimientos cuando
un sitio se encuentra emplazado cerca del borde de una quebrada o de una meseta, o
en la cumbre de un cerro. La forma y las dimensiones de lacuenca basal, en que se han
formado los depositos de suelos, son tambien importantes ya que imponen las
condiciones de borde para los fenomenos de reflexion de las ondas.
La estratigraffa de un deposito y la presencia de agua subterranea a determinada
profundidad provocan fen6menos de refraccion y reflexion de ondas que modifican los
componentes del movimiento que llega a las fundaciones.
El conjunto de estratos que forman un deposito de suelos se puede modelar como un
edificio de varios pisos, cada uno caracterizado por masa, rigidez y arnortiguamiento,
y de este modo, se puede analizar la transformacion que experimenta el movimiento
de entrada, en el contacto con la roca basal, hasta llegar a las fundaciones de las obras
que se construyen sobre el deposito. Obviamente que toda prediccion de las caracteristicas de un movimiento sismico, que pretenda ser util para disefio, dependeni de la
correcta determinacion de las propiedades dimimicas del filtro que es el suelo.
Los modulos de com presion y de corte, y la raz6n de arnortiguamiento, junto con la
densidad de masa, son las propiedades dimimicas que controlan los fenomenos de
propagaci6n de las ondas ya que elias se refieren ala compresibilidad y ala rigidez del
media. que se manifiestan en velocidades diferentes de las ondas de com presion y de
corte, yen la capacidad de disipar energfa, que provoca la atenuacion de los efectos de
propagaci6n.
CONTENIDO DE ESTE LIBRO
De acuerdo a los principios generales enunciados en esta introduccion, este texto
incluye un capitulo sabre el suelo como media de propagaci6n de ondas sismicas en
el cual se analizan la teo ria de propagacion de ondas y la influencia de las propiedades
dinamicas de los suelos de fundacion en los efectos de los sismos sobre las estructuras.
En el capitulo 3 se definen las propiedades dinamicas mas importantes y se analizan
los metodos de ensayo mas adecuados para la medicion de estas propiedades.
El capitulo 4 se refiere a los cam bios producidos por los sismos en las caracteristicas
soportantes de los suelos, particulannente los efectos de densificaci6n y dilatancia,
vafiaciones de presiones de poros y licuefaccion.
El capitulo 5 resume experiencias recientes referentes a efectos de terremotos en
estructuras de suelos, fundaciones y edificios.
En el capitulo 6 se resumen recomendaciones de disefio sismica de fundaciones y de
obras de tierra y se revisan criterios de mitigacion de efectos sfsmicos.
El capitulo 7 se refiere ala etapa de evaluacion en proyectos de ingenieria geotecnica
antisfsmicacon especial enfasis en el uso de instrumentos de monitoreo de las variables
mas influyentes en el comportamiento dinamico de una masa de suelos.
18
INTRODUCCION
En el capitulo 8 se presenta una metodo1ogfa de discfio antisfsmico de dep6sito~ de
suelos de re1aves como contribuci6n al proyecto de estas obras que actualmente estan
entrelasestructuras demayorvolumen y altura gue seconstruyen en Chile yenmuchos
otros pafses, y que, por otra parte, pertenecen a1 tipo de dep6sitos mas vulnerables a Ia
ocorrencia de fallas catastr6ficas provocadas por sisrnos de fuerte rnagnitud.
===
Capitulo 2
s.U·E L0 C 0 M 0 M E D I ·=
0
~==:::::=-
-
~
~-~
-
P R 0 P A G A C I 0 ·N D E
D A S S I S M. I C A S
INTRODUCCION
La ocurrencia de uneven to sismico afecta de manera diferente a edificios emplazados
en formaciones o depositos geotecnicos dediferentenaturaleza. Estoes as!, aun cuando
los puntos de observacion se encuentren a igual distancia epicentral, debido a que las
caracteristicas del movimiento son modificadas por las propiedades dinamicas del
medio a traves del cual se propagan las ondas sismicas.
En la pnktica del disefio antisfsmico interesa, en forma especial, la influencia de los
depositos de suelos que se encuentran entre la roca basal y las fundaciones de los
edificios en la com posicion del movimiento que llega a los niveles de fundacion. Estos
depositos de suelos filtran el movimiento y lo transforman, de acuerdo a las condiciones de Fourier, amplificando las componentes de ciertas frecuencias y atenuando otras,
haciendolo asf, potencialmente mas destructive para aquellas estructuras cuyas
frecuencias propias son cercanas a las frecuencias predominantes del movimiento del
suelo.
Es importante, en consecuencia, identificar las propiedades de los suelos que influyen
en las modificaciones de los movimientos, como primer paso en el ancilisis de respuesta
sismica de los sistemas suelos-fundaciones-edificios. Coneste proposito es util revisar,
en primer Iugar, el analisis mas elemental del fenomeno de propagaci6n de ondas
referido a cuerpos elasticos y, posteriormente, comprobar las relaciones entre propiedades de los suelos y dafios sfsmicos de estructuras.
PROPAGACION DE ONDAS EN CUERPOS ELASTICOS
Generalidades
Considerese unamasa tridimensional de un materialelastico, homogeneo e isotr6pico.
Las propiedades mecanicas de este material quedan definidas por la densidad de masa,
p, la constante de Lame, A, y el rriodulo de corte G. Despreciando las deformaciones
mas pequefias correspondientes a potencias de segundo arden, o mayor, y el efecto de
las fuerzas de cuerpo, se tiene que las ecuaciones del movimiento para un elemento del
suelo perturbado por el paso de una onda son (Kolsky, 1963):
21
I
I
CAPITULO 2
d2U
ot
p. -
acrx
=
2
d'txy
+
azv
at2
=
at 2
(2.1)
ay
dZ
d'tyx
acry
d'tyz
+
(JZw
p.
+
dX
=
p.
d'txz
+
(2.2)
ax
dy
az
a'tzx
(hzy
acrz
+
+
ax
ay
(2.3)
az
en que:
x,y,z
u,v,w
crx cry, crz
'tx;, 'S:z, 'tyz
son coordenadas carte"sianas
son los desplazamientos en las direcciones x,y,z
son las tensiones n01males
son las tensiones de corte
es el tiempo
t
Dado que:
cri= A.S + 2Gl:i,
1
= x, y, z
=Gyij
y:
'tij
donde:
8= LEi, es la dilataci6n cubica
y:
Ex
=
au
(\
=
ay
'
=
=
dz
ax
+
ay
aw
'
yyz
=
av
+
ay
aw
tZ
au
av
yxy
av
Ey
(2.4)
az
au
aw
'
yyz
=
+
ax
(2.5)
·- -
az
son las deformaciones unitarias axiales (£) y de corte (y), se pueden escribir las
ecuaciones del movimiento en funci6n de los desplazamientos, como sigue:
22
EL SUELO COMO MED/0 DE
PROPAGACION DE ONDAS SISMICAS
ae
()2u
=
p.
ae
0-+G).
H
/
=
o~.+o).
+
G. V 2 v
(2.7)
+
G. V 2 w
(2.8)
dy
ae
d2 W
p.
(2.6)
a8
ae
•
G. V2 u
dX
()2y
p.
+
=
ae
(A.+G).
az
donde: V2 es el operador Laplaciano, definido como:
()2
V2
()2
+
(12
+
()x2
I
()y2
I
()z2
Si las ecuaciones 2.6, 2.7 y 2.8 se diferencian con respecto ax, y, z, resJ!>ectivarnente,
n
y se suman miembro a miembro, se obtiene:
1.
()28
=(A+2G)
p.
dt
V2 8
(2.9)
2
Esta ecuaci6n representa una onda de dilataci6n cubica que viaja con
'-
Vp
'-
I
~ A+:G·
=
~elocidad:
(2.10)
~)
Aplicando operaciones sirnilares de derivaci6n y resta, a las ecuaciones 2.6 a 2.8, se
elimina la dilataci6n cubica y se obtienen tres ecuaciones de propagaci6n de deforrnaciones por rotaci6n, como sigue:
2
d
:s
'-
p.
(
dw
dv
a;;- ----; - az)
=
G\12
(
-
dW
ay
-
-
dV)
az
23
CAPITULO 2
6
()2
p.
ot
mx
=
GV2 mx
(2.11)
my
=
GV2 my
(2.12)
mz
=
GV 2 mz
(2.13)
2
y en forma similar:
cF
p.
ae
(32
p.
ae
Las ultimas tres ecuaciones 2.11, 2.12 y 2.13 representan ondas de propagaci6n de
rotaciones, con velocidad:
Vs
=~
(2.14)
En resumen, cuando se genera una perturbaci6n en un medio elastica infmito, las
tensiones y las deformaciones producidas por este even to pueden transmitirse a traves
del medio, como ondas prim arias de com presion, que tienden a comprimir y dilatar los
elementos del material, o como ondas secundarias, o de corte, que los distorsionan sin
cambiar sus volumenes.
La velocidad de una onda prim aria, P, es siempre mayor que la velocidad de una onda
secundaria, S, como lo indica la raz6n:
Vp
=
~+20
Vs
(2.15)
G
1-LE
Si se reemplaza:
A
=
(1 + 1.1)(1 -2 ll)
don de
E, es el modulo deY oung: E
y
1-1, es el modulo de Poisson,
24
=2(1 +!l)G
EL SUELO COMO MEDIO DE
PROPAGACION Dt ONDAS SISMICA$
la raz6n de las velocidades se puede escribir como:
f2(40
~~
Yp
=,
Vs
\.._,
(2.16)
Ondas Planas
En el caso de ondas que se pro pagan como funci6n de una sola coordenada, sea porque
la fuente se encuentra muy alejada, o porque el medio as! lo permite, como en el caso
de una perturbaci6n que se propaga a lo largo de una barra, las ecuaciones de
propagaci6n se simplifican. As!, por ejemplo, si la dilataci6n o la rotaci6n, a, cambia
s6lo como funci6n de x, la ecuaci6n de propagaci6n es:
'---
~
(12a
J2a
'=')
=
ae
'----''
y2
(2.17)
ax
2
~.,.
Esta ecuaci6n tiene una soluci6n general de la forma:
a = f 1(x-vt)+ f 2 (x+vt)
(2.18)
II )
'US
'- s
)
'-.
:•n
'-
~a
donde f 1 y f 2 son funciones arbitrarias dependientes de las condiciones iniciales. Esta
ecuaci6n representa dos frentes de ondas planas, moviendose paralelos al plano y-z a
la velocidad V, uno de ellos avanzando en la direcci6n positiva del eje x y el otro en
la direcci6n negativa.
Si se considera una perturbaci6n consistente en desplazamientos verticales, w, que se
mueven en un frente de ondas planas, avanzando en la direcci6n positiva de x, se tiene:
w
~)
'--
'---
'-
(2.19)
f1(x-Vt)
entonces:
para
para
t =t1,
t = t2,
6
:w2
w2
w 1 = f 1 (xrVt 1)
w2
=f1
i).x
si
'-
'-
=
=f1
=f1
(x2-Vt2)
[(x 1+L).x) - V(t 1+i).t)]
= VL).t
(xl~Vt 1 )
= wl
CAPITULO 2
lo que indica que la forma de la onda, definida como curva instanllinea de desplazamientos versus distancia, en un tiempo, t, no cambia en forma segun la onda avanza,
o, en ot.ras palabras, una onda plana no se atenua debido a dispersion geometrica.
A partir de la ecuaci6n 2.19 es posible obtener relaciones utiles para la interpretacidn
de fen6menos de propagaci6n de ondas, como la siguiente que relaciona la dis torsion,
Yxz, y laraz6n decambio dedesplazamiento con el tiempo, w, o velocidad de partfcula,
puede ser encont.rada como sigue:
w
= f1 (x-Vt)
entonces:
aw
dX
= [t' 1(x-Vt)] (1)
(2.20)
= [f' l(x-Vt)](-V)
.(2.2 1)
y:
dW
dt
donde f 1es la primera derivada de la funci6n f 1 con respecto a su argumento. Luego,
dividiendo miembro a miembro las ecuaciones 2.20 y 2.21 se obtiene:
Jw/Jx
1
=
dWfdt
v
yxz
1
o:
0
=
w
(2.22)
v
lo que indica que la dis torsion o deformaci6n de corte, generada por desplazamientos
transversales de una onda plana, es igual a la raz6n entre la velocidad de la partfcula
en la direcci6n de los desplazamientos, y la velocidad de propagaci6n de la onda, es
decir:
"
Yxz
=
w
(2.23)
v
Una relaci6n similar es vilida para ondas de com presion.
26
r"vrMI.:>MI..-IVI ~
'-~
II
7",
It
f.,
Ut
U NUA:i :il:iMICAS
/ll
~I
Ondas Esfericas
Un frente de ondas esfericas se produce cuando la perturbaci6n llega al mismo tiempo
a todos los puntos ubicados ala misma distancia radial desde el origen. En el sistema
Canesiano de coordenadas el radio de una esfera es:
Sn,
r = (x2 + y2 + z2)1/2
J.. ,
'-
'---
l
Si a es hi deformaci6n propagada por el frente de onda esferico, la deformaci6n de
cualquier punto ubicado a una distancia r del origen dependeni s6lo del radio r y
entonces se tendra:
aa
aa
=
ax
ar
--
ar
ax
!
r2=x2 + y2 + z2
y, dado que:
':r-j
I
I
ar
2r
se cumple:
=
2x
dX
-
,_,
,_
'-
I
'-
I
6:
Hr
X
=
dX
;--
r
"---
por lo tanto:
"---
"'
aa
"--"--
,,_
'()I;
ha
'-'
'--
I
t
!--.-.
~
i
I
••
11-.--
J
~
f
t-
._
aa
I
dx
X
.--
=
ar
r
y:
()2a
ax2
a2a
ar
X
aa
= - - , - - . - - + -ar
ax
r
ar
()2a
---
ax2
x2
()2a
r2
r2- x2
aa
r2
dr
+--
--
r2
1
r - x (dr /dx)
.
ar
r
....
_
I I
CAPITUlO 2
y en fonna similar:
y2
(J2a
--
· --
dy2
r2
a~
d2 a
z2
--
a2u
.--
rz
a~
d2a
=
=
az2
a
+
r 2_ y2
1
a
- - . - - . -r2
r
or
+
-- . --. --
1
r2- z2
aa
r2
r
ar
por lo tanto:
dx_2
y:
d2a
d2a
d2a
+
+
-
(}y2
d2a
=
()z2
d2Cl
ae
o:
a 2 (ra)
ae
-
(Jr2
I
+r
I
da
da
- ·(3r -r - = - + rz
r
dr (Jr2
dr
2
da
y2 ( ar2
yZ (
d'(ra))
d2a
2
2
+
2
)
2
-r
da )
-ar
(2.24)
a~
Esta es la ecuaci6n de onda para la propagaci6n de una onda esferica. Por lo tanto, la
soluci6n para esta ecuaci6n es:
rex = f 1(r-Vt) + f 2 (r+Vt)
(2.25)
Esta ecuaci6n representa una onda que se aleja desde el origen mas una onda que
converge hacia el origen. Es evidente que la deforrnaci6n se atenua por efecto de la
dispersion geometrica en raz6n in versa a r :
1
a = - - . {f1(r-Vt)+f2Cr+Vt)}
(2.26)
r
Si a es una dilataci6n cubica que es igual a la suma de las deformaciones normales
unitarias en direcci6n radial y en ambas direcciones circunferenciales (Newmark y
Rosenblueth, 197 1), el resultado es:
1
8 = - - - · {fl (r-Vt) + f2 (r+ Vt)}
r
28
(2.27)
EL SUELO COMO MW IO N
PROPAGACION D!:: ONDAS SISMICAS
o:
du
ar
u
+
2--
1
=
{fl +f2}
r
r
Entonces, los desplazamientos de las partfculas est:an dados por una expresi6n de la
forma:
1
1
u
=
(F' 1+ F' 2) r
r2
(F l + F2)
(2.28)
donde F 1 y F 2 son funciones cuyas segundas derivadascon respecto a1 tiempo son f 1 y
f2 , respectivamente. En forma similar, las velocidades de las partfculas estan dadas por:
v
u
=
v
- . (fl + f2 )- - -(F' l +F'2)
r
(2.29)
r2
Por consiguiente, los desplazamientos y las velocidades de las partfculas, producidas
por ondas dilatacionales esfericas, se atenuan en proporci6n a r·2 en el campo cercano
al origen de la perturbaci6n yen proporci6n a r- 1 a distancias mayores, dado que r·2 se
hace despreciable a medida que r aumenta.
-
Se dice, entonces, que la atenuaci6n de las amplitudes de ondas esfericas en un medio
elastica, escausado poramortiguamiento geometrico. Esteamortiguamiento geometrico
se refiere a la disminuci6n de la energfa de la onda por unidad de area del frente, a
medida que la onda se aleja desde el origen y se transmite a volumenes
correspondientemente crecientes de material del medio.
PROPAGACION DE ONDAS EN SUELOS
'-
'--
En los artfculos anteriores se ha comprobado te6ricamente que en un medio se generan
ondas de compresi6n y ondas de corte ante cualquier perturbaci6n provocada en el
medio. Esta conclusi6n es general y por lo tanto es va.lida para la propagaci6n de ondas
en dep6sitos de suelos. Las ecuaciones que se han analizado son, ademas, fundamentales para la compresi6n de los fen6menos de propagaci6n de ondas sfsmicas.
Sin embargo, un dep6sito de suelos dista de ser un medio elastico, raz6n por la cuallos
fen6menos de propagaci6n de ondas son afectados por el nivel de defonnaci6n y por
la atenuaci6n de las perturbaciones que se deben a la suma de los efectos del
amortiguamiento histeretico con el amortiguamiento geometrico.
De acuerdo a las relaciones establecidas en el artfculo 2.2, las propiedades dinamicas
que controlan los fen6menos de propagaci6n de ondas son los m6dulos de corte y de
29
i
V /"'\ IJ/ULU
L
Poisson y la densidad de masa del medio a traves del cual se transmiten las ondas, mas
laraz6n de amortiguamiento histeretico. Estas propiedades son variables dependientes
de la estructura de cada material afectado y, en consecuencia, deben ser medidas en
muestras representativas de las unidades geotecnicas involucradas en un detenninado
ana.Iisis.
Como se muestra en la figura 2.1, un deposito de suelos de varias capas se puede
representar simplificadamente como una viga de corte o como un edificio de varios
pisos, cada uno de los cuales se puedemodelar segilll su masa, rigidez y amortiguamiento,
o en forma mas completa y realista, por un conjunto de elementos finitos bi o
tridimensionales. Cualquiera que sea el modelo, su utili dad practica para el analisis
del comportamiento dimimico del deposito sera dependiente de la calidad de los
parametros introducidos para representar las propiedades dimimicas de las estructuras geotecnicas involucradas. Las propiedades mas relevantes de los suelos, considerando en particular su empleo en temas de disefio antisfsmico, seran analizadas
en el capftulo tercero. Los efectos de las propiedades diferentes, en el tlltrado de los
movimientos s:fsmicos, se discuten a continuaci6n.
~~~~ ' "
~~~~
K1:d !G 1l
Estrato 1
K d(G l
E$trato 2
~=f(G 3 l
Estrato 3
2
2
---- --,-------L -----
Amoi1if'ill!f'l~nto·---~
~
I
---;;- -;,- -r- - - - - - - 1 - - - - - - D
t-·
.- J
-----.1..-----L- ----1
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t- · - - .---..1
r112(Mn)
1
D>
<!\]
K :diG l
n
n
Roca
){R ( t )
Figura 2.1
PROPAGACION DE ONDAS SISMICAS EN UN DEPOSITO DE SUE LOS.
30
E strato n
EL SUELO COMO MEDIO DE
PROPAGACION DE ONDAS SISMICAS
ESPECTROS DE RESPUESTA PARA DIFERENTES TIPOS DE SUELOS
Los espectros de respuesta sismica que se obtienen de acelerogramas registrados en
diferentes sitios son diferentes en la forma yen los valores maximos. Esto es asf, aun
cuando los registros correspondan a un mismo sismo y aun cuando las distancias
epicentrales de los sitios sean similares.Estas diferencias en los espectros de respuesta
se deben principalmente a las diferentes propiedades de los suelos que se encuentran
en cada sitio.
En primer Iugar, se ha comprobado a1 comparar las aceleraciones maximas medidas
en un deposito de suelos blandos con las aceleraciones maximas medidas en un
afloramiento de la roc a basal, en un sitio vecino, que las aceleraciones en la superficie
del suelo son diferentes y usualmente mayores que las de la roca. Estas diferencias se
han comprobado en los registros obtenidos de los recientes sismos de Marzo de 1985
en Valparaiso, Vifia del Mary Llo-Lleoo
En segundo Iugar, el perfodo para el cual se obtiene lamaxima aceleraci6n de respuesta
es diferente para depositos de suelos de diferente rigidez.
Estas relaciones entre caracterfsticas de los suelos y respuesta sfsmica de diferentes
sitios se aprecia claramente en los graticos de las figuras 2.2 y 2.3 (Seed e Idriss, 1969)
en que se comparan los espectros de aceleraci6n, normalizada para la aceleraci6n
maxima registrada, de cuatro sitios ubicados a 132 km del epicentro de un terremoto
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--.
Figura 202
ESPECTROS DE RESPUESTA PARA DIFERENTES DEPOSITOS DE SUELOS
(SEED E IDRISSO 1969).
31
CAPITULO '2
de magnitud 6.9 ocurrido el27. 3.1963, con los perfiles estiatigratico~ de cada sitio.
Los sitios se pueden ordenar de A a D en orden de rigidcz decr~.Niente, siendo esta
rigidez determinada por el espesor del dep6sito de suelos, entre la superficie del terreno
y la roca basal (o suelo de dgidez comparable a una roca), y la resistencia a la
penetraci6n normal. La figura 2.2 indica que en el sitio A, caracterizado por un menor
espesor y por mayores rcsistencias, se tiene el menor perfodo predominante (0,3
segundos), mientras en el sito D, de mayor espesor y de menor resistencia, se tiene el
mayor perfodo predominante (1,3 segundos).
Los espectros de otros dos sitios, E y F, se muestran en la fisura 2.3 (Seed e Idriss, 1969)
para enfatizar la influencia de las caracterfsticas de los suelos en las respucstas
obtenidas.
I
~ 1 . ~ t:_· · ~ l
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I
\I
I
t
--
· ~--~--~--~~--
'
•_•WAI
Figura 2.3
ESPECTROS DE RESPUESTA PARA DEPOSITOS DE SUELOS DE DIFERENTE RIGIDEZ
(SEED E IDRISS, 1969)
La aceleraci6n no es el unico componente del movimiento sfsmico que afecta a las
estructuras, tam bien lo son la velocidad y el desplazamiento. En particular, la velocidad
es importante por su relaci6n con la energfa cinetica. Al respeeto se resumen en la figura
2.4 (Seed 1969), los resultados de calculos de respuesta de seis sitios de la ciudad de
San Francisco a un sismo ocurrido en 1957. Estos calculos se basaron en los registros
obtenidos en la superficie de los sitios N° 4, 5 y 6. Para cada sitio se model6 el dep6sito
de suelos introduciendo propiedades dinamicas, G y D, para cada estrato y se resolvi6
por iteraci6n la ecuaci6n de propagaci6n de ondas de la roca basal hasta la superficie,
considerando primero una distribuci6n de m6dulos de corte y de razones de
32
'-
.
\_.
'--
'-
''-
El SUHO COMO MEDIO DE
•
PROPAGACION DE ONDAS SISMICAS
amorttguamiento para defonnaciones estimad
.
.
defonnacionesrealeshastacompatibilizard fi as, Y a]ustando_ estos valores a las
Los espectros de res uesta
e onn~c.mne_s Yprop1edades de los suelos.
dad
d'fi
p
'c~culados para cada sltw, d1erou aceleraciones Y veloci.es. I?UY 1 erentes para d1ferentes periodos, como se muestra en las curvas de
vanacwn de estos parametros en la figura 2.4. Se comprueba que para perfodos de 0,3
a 0,4 segundos, las aceleraciones y veJocidades espectrales maxim as se obtienen en el
sitio 2 caracterizado por un deposito de arenas densas de 70 m de espesor; para los
periodos mas altos, 1,2 a 1,5 segundos, las velocidades maximas se obtienen para el
sitio 5 caracterizado por suelos blandos en un deposito de 120m de espesor.
Por otra parte se observa en la figura 2.4 que las simples aceleraciones maximas del
terreno no reflejan adecuadamente el potencial de dafio estructural que puede inferir
un sismo y que no se pueden relacionar en forma simple con las condiciones del
subsuelo.
'-
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Q
30
sf·
20
Cl
I
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7
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~
2
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Figura 2.4
t~
,1
l:1
u 4(\
0,
'--.
:I .
DISTRIBUCION DE ACELERACION Y VELOCIDAD ESPECTRAL.
SISMO SAN FRANCISCO (195 7). (SEED. 1969 b).
RELACiONES ENTRE CARACTERISTICAS DE MOVIMIENTO DEL SUELO
Y DANOS DE ESTRUCTURAS
Las caracterfsticas dinamicas de los depositos de suelos, la forma y los valores
maximos de los espectros de respuesta sfsmica y los dafios causados a las estructuras,
han sido claramente relacionados en estudios de efectos de sismos recientes.
I
' i'
- ·" I lULU L.
En la ciudad de Caraca..li, en el sismo de 1967, Seed et al (1972) compararon Ja
~<intensidad del dafio estructural», que es el porcentaje de edificios dailados, de
diferentcs perfodos fundamentales, relativo al total de cdificios cxistenres del mismo
tipo, con e1 «fndice de potencial Jc dailo sfsmico» igual ala velocidad espectral, Sv,
dividida porel coeflcientesfsmico, C, delaNonnasfsmica. En lafigura2.5 semuestnm
los resultados obtenidos:
a.
EI perfil estratignifico tfpico del subsuelo incluye depositos de suelos sedimentarios
f1uviales de espesor variable entre 0 y 300 m.
b.
La distribuci6n del fndice de potencial de dafio sfsmico, para diferentes perfodos,
calculada por amilisis dinamico de la respuesta sfsmica de los suelos a lo largo del
perfil estratignifico, muestra que:
•
•
•
c.
para perfodos de 0.4 segundos el mayor potencial de dafio se concentra en las
zonas en que la roca basal se encuentra mas superficial.
para perfodos de 1.2 segundos el mayor potencial de dafio se encuentra en
zonas de depositos de espesor media.
para petiodos de 2 segundos el mayor potencial de dafio se concentra en la
zona en que los depositos de suelos alcanzan el mayor espesor.
La distribuci6n de la intensidad del dafio estructural, obtenida al inventariar los
efectos del sismo en edificios colapsados o seriamente dafiados, muestra una
coincidencia en la concentracion de edificios flexibles, de perfodo alto, dafiados,
con el mayor potencial de dafio calculado para perfodos similares en las zonas de
mayor espesor de depositos de suelos y, amilogamente, una coincidencia entre los
dafios a estructuras rfgidas en las zonas de menor espesor de los depositos de
suelos.
15,-------------------------------------- ,
u
>
~~--~----------------~~--~
...
I
·S ooa
~
-~0,0~
r~
~
~
NORTE
CONSl COLAPSAOOS
SUR
~;.~;.;;:'J~~~/~.;:·.~·:.-.:~6>""
·~.J0£;i<Y¢;:zb;;;lr»x,YtMIX
~
1
Figu ra 2.5
DISTRIBUCION DE POTENCIAL DE DANO SISMICO Sv/c
EN ZONA DE PALOS GRANDES, CARACAS (1967). (Seed et al, 1972)
34
EL SUtLO COMO MED /0 DE
PROPAGAC ION DE ONDAS SISMICAS
1..,
OP-
En resumen, en la figura 2.6 se muestra gnificamente como la intensidad del dana
estructural aurnenta cuando el potencial de dafio sfsrnico aumenta.
(tO
· ~,
g
~
BO
-
~~- -
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--- -- -
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2
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0
IC
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"'"
Ifa
_,.,,
rn
'
cle
2
c
""
1.,
G
6
12
15
18
Sv /c
(m/sE?Q.)
Figura 2.6
DANO ESTRUCTU RAL Y POTENCIAL DE DANO SISMICO. (Seed et al, 1972)
La relaci6n entre el potencial de dafio estructural en un sitio y las caracteristicas
dimunicas del deposito de suelos subyacente, han sugerido la conveniencia de usar un
parametro simple que represente tales caracteristicas dinamicas. Este parametro
dimensional se suele denominar «To (segundos) = periodo predominante del suelo»
y se puede estirnar, en fmma aproxirnada, para dep6sitos de suelos hornogeneos,
considerando el fenomeno de propagacion de una onda de cmte en una viga de suelo
de longitud igual ala profundidad del deposito, desde la roca basal hasta la superficie.
Si la velocidad de la onda es V s y la profundidad es H, se tiene:
a2uJat2 =vs2 ca 2uJaz2)
(2.30)
y, considerando la solucion:
u = A cos rozJV s+B sen rozJV s
(2.31)
con condicion de borde: auJaz =0, para z = H
se obtiene:
roHJV S = n/2
y siendo:
luego:
(2.32)
ro = 2nfT 0
T0
= 4H/Vs
(2.33)
35
II
CAPITULO 2
Bl usa de este parametro ha perrnitido relacionar la intensidad del dafio estmctural con
las caracterfsticas din:imicas del subsuelo, para el sismo de Caracas, como se muestra
en Ja figura 2. 7 para edificios de diferentes numeros de pisos, yen diversos sismos de
Jap6n para edificios de madera (figuras 2.8 y 2.9).
1001
N
!lJ
0
=n..Jrr.t-ro
Ot" f •I!> OS
88
N ::-11.
0
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"0
0
0
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~
c
1}:
Perfodo pr edominante del sue! a· (seg)
Figura 2.7
RELAC/ON
(Seed
eta/,ENTRE
1972).INTENSIDAD DE DANO ESTRUCTURAL Y PERIODO PREDOMINANTE DEL SUELO
-
;,
TONANKAI,1944
,1958
- - - - FU K UI
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a'
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O 0
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I
I
f
!
I
Q2
QG
0,6
0,8
\0
',
''
' .......
I
\2
I
•
\G
Periodo predominante, (seg .J
Figura 2.8
PERIODO DEL SUELO Y DANOS A EDIF/CIOS DE MADERA CKanai, 1968).
36
EL SUELO COMO MED/0 Dt
PROPAGACION DE ONDAS SISMICAS
Los sismos de 1985, en Chile y Mexico, han pennitido comprobar tambien la
influencia de las propiedades dinamicas de los suelos en la intensidad de los daftos
sufridos por edificios. Edificios altos flexibles fund ados en depositos tam bien flexibles
de arenas, en Viiia del Mar, y de arcillas, en Ciudad de Mexico, sufrieron daftos mucho
mayores que estructuras similares emplazadas en las gravas densas y rfgidas del centro
de Santiago.
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TONANKAI , 1944
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Figura 2.9
PERIODO DEL SUE LO Y DANOS A EDIFICIOS DE MADERA (Kanai. 1968).
Se concluye que las estructuras flexibles estaran expuestas a solicitaciones sfsmicas
mayores en sitios en que el subsuelo este fonnado por depositos de suelos blandos de
gran espesor, mientras que las estructuras rfgidas estaran expuestas a solicitaciones
sfsmicas mayores en sitios en que el subsuelo este fonnado por depositos de suelos
rfgidos de poco espesor. Estos efectos se pueden explicar por un fen6meno de
amplificaci6n o resonancia, causado por la coincidencia del perfodo predominante del
suelo con el perfodo propio de las estructuras fundadas en el.
Aun cuando no se debe generalizar estas conclusiones sin un conocimiento detallado
de las propiedades de los suelos asf como de la morfologfa del sitio, debe tenerse
presente que, por otra parte, sino se considera adecuadamente la influencia del suelo
en la fonna yen la amplitud de los espectros de respuesta sismica, se puede incurrir en
errores importantes en el ccilculo de las fuerzas que solicitaran a diferentes estructuras
durante la ocorrencia de terremotos.
f:_gpftulo 3
PROPJEDADES
DJNAMJCAS DE LOS SUELOS
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DEFINICIONES
Los suelos son, en general, materiales inelasticos e histereticos lo que significa que al
ser sometidos a cargas dclicas, como las de un sism o, su respuesta tensi6n-deformaci6n es un ciclo de la forma que se muestra en la figura 3 .1. En este diagrama de tension
de corte, 't, versus defonnacion unitaria de corte, y, se muestran dos ciclos completos
de carga-descarga o loops, correspondientes ados deformaciones maxim as diferentes:
12 >yl. En cada ciclo, se define como modulo de corte ala pendiente de la recta secante,
que une los extremes de deformaci6n maxima, B-D, y como raz6n de amortiguamiento
ala razon:
D
'-
"
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= AL/4n:AT
(3.1)
en que: ALes el area del ciclo de carga-descarga, que equivale a la energfa perdida, y
AT es el area del triangulo, 112 'tmax Ymax, que equi vale a la energfa entregada al suelo,
por unidad de volumen, para causar la deformacion maxima.
Al analizar diagram as tfpicos de carga-descarga de diferentes suelos se comprueba que
el modulo de corte, G, disminuye cuando la deformaci6n maxima aumenta y que la
razon de arnortiguarniento, D, aumenta cuando la defmmaci on maxima aumenta, tal
como se aprecia en la figura 3. 1. Esto significa que la respuesta del suelo es unafunci6n
del nivel de solicitacion y que mientras mayor sea la tension solicitante mas deformable
sera el suelo y mayor sera su capacidad de amortiguarniento. Este comportamiento
dinamico del suelo es particularrnente importante en relacion con ingenierfa antisfsmica, ya que se debe considerar que terremotos fuertes pueden inducir deformaciones
del terreno tan altas como 10:3 a 1o-l por ciento.
Las variaciones del modulo de corte y de la razon de amortiguarniento en funcion de
la deformaci6n, se representan por curvas como las incluidas en las figuras 3.2 y 3.3.
En lo referente al modulo de corte se ha establecido que la funci6n, para una arena
compactada, es de la forma (Richart, 1977):
G
= Go/(1 +(y/yr))
(3.2)
en que Goes el mOdulo de corte «inicial», o a deformaci6n menorque' 10-5 (%),rango
en el cual el suelo se com porta como material elastica, y yr es la deformaci6n unitaria
de corte «de referenda» igual a:
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'Yr = 'tmaxiGo
(3.3)
39
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Figura 3.1
PROPIEDADES DINAMICAS DE SUELOS. MODULO DE CORTE Y RAZON Dt AMORTIGUAMIENTO.
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MODULO DE CORTE VERSUS DEFORMACION DE ARENAS COMPACTADAS.
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PROPIEDADES DINAMICAS
Dt LOS SUELOS
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I. Kovacs (1968)
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Figura 3.4a
MODULO DE CORTE VERSUS DEFORMACION DE CORTE. SUELOS NORMALMENTE CARGADOS
(TRONCOSO, MILLER Y BROWN. 1976).
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CAPITULO 3
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FIG. 3.4b
MODULO DE CORTE VERSUS DEFORMACION DE CORTE. SUELOS SOBRECONSOLI DADOS
(TRONCOSO. MILLER Y BROWN. 1976)
El m6dulo de corte inicial, Go, es una funci6n de muchos panunetros, tales como la
tensi6n octahedrica normal efectiva, cro, el fndice de huecos, e, la trayectoria de
tensiones, la edad y la estructura del suelo. En particular, para arenas limpias
compactadas, se ha encontrado (Richart et al, 1970):
Go = 700 (cro)05.(2. 17-e)2/(l+e)
(3.4)
para arenas de granos redondeados, con e < 0,8 y:
Go= 326 (cro)0•5 .(2.97-e) 2/(l +e)
(3.5)
para arenas de granos angulares. En ambas ecuaciones Goy cro se expresan en (kg/cm2).
I
I
Las ecuaciones 3.4 y 3.5, derivadas en forma empfrica, indican que el m6dulo de corte
es proporcional ala rafz cuadrada de la tensi6n normal efectiva, lo que tam bien se puede
demostrar en forma te6rica. En la pnictica esto significa que en un dep6sito natural
homogeneo, el m6dulo de corte, y por lo tanto la velocidad de las ondas de corte, debe
aumentar con la profundidad, debido al aumento de la tensi6n de sobrecarga de los
suelos.
Las relaciones entre las propiedades dimimicas (m6dulo de corte, raz6n de
amortiguamiento) y la deformaci6n, que se pueden establecer en ellaboratorio, no
siempre se cumplen en los dep6sitos naturales debido a la dependencia de estas
relaciones del estado tensional, de la estructura, de la edad y de la trayectoria de
tensiones, condiciones in-situ que no se conocen o que no se pueden reproducir
fielmenteenellaborator;_o,Parailustraresteaspectosepresentan,enlafigura3.4,cinco
42
PROP/WADES DINAM ICAS
DE LOS SUELOS
curvas de_m6.dulo de corte versus deformaci6n, obtenidas de ensa
os de
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~ on~as m-s~U:; se pueden apreciar notables diferencias entre las ~urvas~~~iaci6n
. stona geologica, (T~oncoso et al, 1977). Los suelos normalmente consoli~a~~~te
hg_er~ente pr~onsolidados~ como El Centro, Ferndale y Cholame tienen m6dulo~
mas bajos a Similares profund1dades, curvas mas uniformes y disminuci6n del modulo
menos acentuada que los suelos altamente preconsolidados. Si se considera un rango
de deformaciones propiO de terremotos fuertes, entre 1Q·3 y 0,5 X 10·1 por ciento se
puede calcular de las curvas, que la reduccion correspondiente promedio de los
modulos de los suelos normalmente consolidados, llega a 49 por ciento yen los suelos
preconsolidados llega a 29 por ciento.
Estas importantes variaciones de las propiedades dinamicas de los suelos, deben ser
incluidas en los modelos matematicos destinados a estudiar el comportarniento
sfsmico de un deposito de suelos, a predecir las caracteristicas de los movimientos
sfsmicos que llegaran a las fundaciones de un edificio o a calcular las fuerzas de
interaccion sfsmica entre suelos y estructuras.
MEDICION DE PROPIEDADES EN ENSAYOS DE LABORATORIO
Generalidades
Los ensayos de Laboratorio para la medicion de propiedades mecanicas de suelos,
tienen una limitacion general en el tamafio de particulas que se pueden contener en una
probeta de dimensiones aptas para la capacidad de carga de las maquinas normales.
Esta limitacion impide ensayar suelos que contienen gravas gruesas o bolones. Esta
limitacion es muy seria para los analisis dinamicos de muchos depositos fluviales,
glaciales, lahancos, escombros de falda, rocas meteorizadas o suelos residuales, que
abundan en zonas cordilleranas o cercanas a cordilleras, como es el caso de gran parte
del territorio chileno.
Por otra parte, los ensayos de laboratorio tienen la ventaja de ser economicos y rapidos
de realizar, de manera que pe1miten desarrollar investigaciones extensas, con valor
estadfstico, para estudiar la influencia de diferentes parametros que pueden influir en
el valor de una propiedad determinada, o paracomparar los comportamientos de sue los
de distinta com posicion.
Ensayosde Probetas Normales
Los ensayos mas comunes para mediciones de modulo de corte y razon de
arnortiguamiento son el ensayo dclico de com presion triaxial y el ensayo de columna
resonante.
En el ensayo triaxial cfclico, cuyo funcionamiento se ilustra en las figuras 3.5 y 3.6, la
probeta se confina en una celda de com presion triaxial en que es posible aplicar una
presion hidrostatica de consolidacion y una tension deviatorica variable en funcion del
tiempo. La tension deviatorica se aplica mediante un piston que sube y baja accionado
por una valvula o mecanismo de doble accion que puede prograrnarse para una carga
CAPITULO 3
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Figura 3.5
CONDICIONES DE CARGA EN ENSAYO DE CORTi; CICLICO.
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Figura 3.6
REPRESENTACION ESQUEMATI CA DEL ENSAYO TRIAXIAL CICLICO.
44
PROPIEDAD£S DINAMICAS
DE LOS SUELOS
sinuso_idal o para una carga sismica de his to ria conocida, por ejemplo, reproduciendo
un reg1stro de temblor. Cada probetaes cargada cfclicamente de manera de obtener una
historia de tensiones de corte reversibles, en un plano de ella. Las cargas axiales son
registradas mediante una celda de carga o transductor de presion, las deformaciones
axiales mediante un transductor lineal, L VDT, y en caso necesario, las presiones de
poros son medidas mediante un transductor de presiones, intercalado en el circuito del
agua interior de la pro beta. Todos los registros se inscriben en forma continua, durante
el ensayo cfclico, en equipos de cinta magnetica, o en papel sensibilizado. Se obtienen
asf resultados que pueden representarse en curvas de tension-deformacion, como los
mostrados en la figura 3.1 de los cuales se puede calcular el modulo de corte.
Enel ensayo de columna resonante una probeta de suelosque actua como una columna,
es sometida a vibraciones sinusoidales, en un modo longitudinal o torsional, mediante
impulsos o giros transmitidos a ella por su base, movida por un sistema electromagnetico cuya frecuencia puede ajustarse a voluntad. La probeta de suelos entra en
resonancia cuando la frecuencia de Ia excitacion, f, coincide con su frecuencia natural.
Conociendo Ia longitud I de onda del primer modo, se puede calcular la velocidad de
onda, V, mediante la relacion simple:
v = lf
(3.6)
en que V es la velocidad de la onda de corte, Vs, pro pia del suelo, si la excitacion
aplicada ha sido torsional, o es la velocidad de onda de com presion, V p, si la excitacion
ha sido longitudinal. El modulo de corte, G, se calcula como:
G
= p.(Vs)2
(3.7)
En los equipos tradicionales se presentan limitaciones en el nivel de deformacion, que
puede medirse en los instrumentos o que puede inducirse con los sistemas de carga. Asf
en el ensayo triaxial cfclico noes facil medir deformaciones mayo res de 10·1 por ciento
yen la columna resonante solo se alcanzan deformaciones pequefias, menores del0·3
por ciento. Para resolver este problema se han desarrollado recientemente equipos
especiales de columna resonante, capaces de medir en todo el ran go de defmmaciones
correspondientes a suelos sometidos a sismos de fuerte magnitud.
MEDiCION DE PROPIEDADES EN ENSAYOS DE TERRENO
Pv'opagaei6n de Ondas
Los ensayos de terreno mas comunes son aquellos destinados a determinar el m6dulo
de corte inicial, Go, es decir, la pendiente de la curva tension-deformaci6n a niveles de
deformacion muy pequefios. Tales ensayos, usualmente realizados por metodos
geoffsicos, se basan en la generacion de ondas y en la determinacion de su velocidad
de propagacion a niveles bajos de deformacion. En el metoda de refracci6n sfsmica,
por ejemplo, se generan ondas mediante un impacto o explosion aplicados en la
superficie o a poca profundidad y se determina la velocidad de las ondas que se
propagan desde esa fuente a traves del terreno, mediante una cantidad de geofonos o
receptores ubicados a distintas distancias, sabre la superficie del terreno. Aplicando
'--
45
l.Af-'II ULO 3
L i
leyes. de refracci?n se pueden interpretar los resultados obtenidos y determinar las
veloctdades med1as de los estratos mas supcrficiales.
Para deterrninar con mayor precision las velocidadcs y m6dulos a mayores profundidades, se usan los metodos en que la fuente generadora o los receptores, o ambos, se
disponen dentro de sondajes. Uno de los metod as
comunes es el tipo «down-hole»
que se ilustra en la figura 3.7. En este metoda la fuente generadora de ondas esta
constituida por una placa firrnemente ancladaen la superficie del terreno y sobre la cual
se impacta, con un mazo o em bolo pesado; el paso de las ondas generadas se capta en
dos ge6fonos ubicados a una distancia fija dentro de un sondaje, firmemente apoyados
contra el suelo de la pared del sondaje. En el metoda de «up-hole» los ge6fonos son
instalados en la superficie y las ondas se generan mediantecargas explosivas detonadas
a distintas profundidades dentro de un sondaje adyacente (Mooney, 1974).
mas
Los metodos anteriores permiten conocer las velocidades de ondas, bajo estados
tensionales de poca magnitud debido ala baja energfa de los eventos generadores y a
las distancias largas a que se ubican los receptores.
IMPAC TO
OIRECTO
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PLANTA
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ENSAYO GEOFISICO DOWN-HOLE.
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DE LOS SUELOS
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1-;- 1974).
l~iCS,
Un metodo de generaci6n y registro de la propagaci6n de ondas a altos niveles de ·
tension es el que se ilustra en la figura 3.8. Este metodo, que para diferenciarlo de los
metodos geofisicos tradicionales se denomina «SHAWIT», (Shear High Amplitude
Wave Propagation Impulse Test), consiste en la generaci6n de ondas polarizadas
vcrt:icales de corte, mediante el impacto de un martinete sobre el anclaje firmemcnte
acoplado con las paredes de un sondaje; y el registro del paso de estas ondas en ge6fonos
ubicados en varios sondajes vecinos. En cadaensayo se determina unacurva dem6dulo
de corte en funci6n de la deformaci6n dentro de un rango de deformaciones comparable al de un terremoto fuerte (Troncoso, 1975).
REGISTRO
I
111 A'·
VELOCIOAD DE LAS
PARt Vs. TIEMPO
SONOA
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SUPERFICIE
I:
r E TERR EfiO
· ::~I F
..·..-... ·;111/'!i,Ju.n
I!
cl~,
bajo estados
):-> generadores y a
'-
SONOAJES
SONOAJE
OE
ANCLAJE
2
'R ECEPTORAS
ESTACIONES
MAnTINETE
FUENTE
GENERAOORA
,• NIVEL DE ENSAYO
4f.-
ANCLAJE_....--
PROPAGACION
t:tr--
-4;,------
TRANSOUCTORES
OE VElOCIOAO
1 1 DE
ONOAS
DE
II
CORTE,
l_ -- - vELOCIOAD
,___
v5
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Figura 3.8
METODO DE IMPULSO EN SITIO (SHAWIT).
Penetrome~rfas
lntroducci6n
La resistencia a la penetraci6n o ala hinca de un implemento como un tubo rfgido o
una barra con punta c6nica, en un deposito de suelos, es un fndice relacionado con la
densidad, la deformabilidad y la resistencia a1 corte de la estructura del suelo en que
se ejecuta una prueba de este t:ipo. Similares relaciones se pueden establecer, por lo
tanto, con las propiedades dinamicas de los suelos.
Las investigaciones de propiedades dinamicas, como la velocidad de propagaci6n de
ondas, mediante correlaciones con diversos ensayos de resistencia a la penetraci6n,
tienen ventajas sabre otros ensayos de terreno por sus menores costas y mayores
disponibilidades de equipos, y, por lo tanto, son utiles en las primeras etapas de un
proyecto.
Ensayo de Penetraci6n Standard
El metoda mas ampliamente usado en las exploraciones de suelos, es el Ensayo de
Resistencia a la Penetraci6n Standard.
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Elmuestreador, que se describe en lafigura 3.9, llamado tam bien sacamuestras partido,
o cuchara normal, es un tubo de acero de paredes gruesas partido longitudinalmente.
El extrema inferior esti unido a una zapata cortante y el superior a una valvula y copla
de conexion ala barra de sondeo. El tubo sacamuestras es introducido 18 pulgadas
dentro del suelo por impactos de un martinete de 140 lbs de peso que cae libremente
desde una altura de treinta pulgadas. El numero de golpes por cada seis pulgadas de
penetracion es registrado. El numero total de golpes requerido para introducir el
segundo y tercer trarno de seis pulgadas de penetraci6n es llamado la Resistencia de
Penetracion Standard, N, que representa el numero de golpes por pie (Terzaghi y Peck,
1958). Despues de contar los golpes y de registrarlos, la cuchara es sacada de la
pe1foraci6n y la rnuestra obtenida es colocada en un frasco o bolsa impermeable,
cerrados, a fin de efectuar un examen visual y ensayos de clasificacion y humedad
natural en el laboratorio.
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COPlA PARA UNION
CON BA RRA TIPO A
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TU BO DE AC ERO
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Figura 3.9
TUBO SACAMUESTRAS DE DOS PULGADAS.
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En la figura 3.10, se tiene la influencia del peso del suelo, o presion de sobrecarga, en
la resistencia ala penetracion standard, la que se puede representar aproximadamente
empleando la siguiente formula:
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N = N'
(3.8)
p+lO
en que:
N
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I
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V alar ~ustado de la Resistencia a la Penetraci6n Standard
Valor registrado de la Resistencia a la Penetraci6n Standard, SPT
Presion efectiva de sobrecarga, medida en psi. No debera ser mayor que 40 psi
Correlaciones entre la Resistencia a la Penetracion Standard, SPT, y la densidad
relativa de arenas, han sido presentadas, entre otros, por Gibbs y Holtz (1957), y entre
SPT y la velocidad de ondas de corte por Troncoso (197 5). La experiencia indica que,
respecto ala velocidad de ondas noes posible establecer formulas de validez general
sino que, mas bien, corresponde utilizar losensayos de penetracion comocomplemento
de los ensayos de propagaci6n de ondas.
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PRO PIEDADES DINAM ICAS
DE LOS SUELOS
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Figura 3.10
RELACION ENTRERESISTE NCIA A LA PENETRAC ION STANDARD V LA DENSI DAD RE LATIVA DE LAS ARENAS
(G IBBS V HOLTZ, 1957) .
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Ensayo de Piezo-Cono Pene1r6metro
El Piezo-cono penetrometro es un equipo que permite evaluar in-situ las propiedades
dinamicas de los suelos y desprender importantes conclusiones orientados a resolver
problemas de ingenieria antisfsmica, tales como fundaciones en suelos de baja
resistencia dinamica.
El ensayo consiste en hincar una barra con punta conica, con la presion estatica de una
prensa hidraulica de resistencia y medir tres parametros del suelo. Esta operaci6n se
efectua en intervalos pequefios de profundidad (cada un centfmetro) lo que permite
disponer de informaci6n mas precisa del suelo en estudio. Dichos parametros, que se
miden con dos celdas de carga y un piez6metro, instalados en el cono, son:
•
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la resistencia de punta: qc
la resistencia a la fricci6n lateral: fs, y
la presi6n de poros: ud
La profundidad de penetraci6n es detectada en forma precisa por una unidad de control.
La informacion que se genera es almacenada y procesada por un micro computador
para cada intervalo constante de profundidad.
Las siguientes caracteristicas del equipo de pruebas son las que lo hacen un elemento
de gran utilidad para la practica de la Ingenieria Geotecnica modema:
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Este sistema permite medir simultaneamente dos panimctros de resistencia a1
corte, mas la presion de poros generada.
2. Una unidad de control digital permite monitorear la variacion de los parametros
con la profundidad. Finalizada Ia prueba, los datos almacenados en un diskette
pueden ser facilmente procesados y graficados.
1.
En la figura 3.11, se muestra el sistema que com pone el equipo necesario para ejecutar
las pruebas.
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Figura 3.11
SISTEMA DE PIEZO-CONO PENETROMETRO
El elemento mas importante del sistema de piezo-cono penetrometro Io constituye la
sonda con el co no de prueba. Este dispositivo, mostrado en la figura 3.12, esta formado
por una punta de acero de 36 mm de diametro, capaz de atravesar y medir la resistencia
del suelo prospectado.
Un piez6metro provisto de un filtro, fabricado de ceramica o acero, mide la presion de
poros generada en el suelo y un mango de fricci6n, tam bien hecho de acero, realiza la
medicion de la friccion lateral. Estas mediciones son efectuadas mediante sensores,
que conectados a un cable, permiten a la unidad de control digital recoger los 3
parametros sefialados para cada intervalo de profundidad.
A partir de los parametros qc, fs y ud es posible evaluar la razon de friccion (Rf =fs/
qc) y la raz6n de presi6n de poros (ud/qc), muy utiles para la clasificacion de los suelos
y para la determinacion de sus diferentes capacidades de contracci6n y dilataci6n bajo
esfuerzos de corte.
50
PROPJmADES DI NAM ICAS
DE LOS SUELOS
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Figura 3.12
CONO DE PRUEBA.
En la figura 3.13 se muestra un ejemplo de aplicaci6n del metodo presentado, en una
presa de relaves de la Compafifa Minera Veta del Agua (Presa N° 3), en que se puede
apreciar la comparacion entre los resultados alcanzados por un Ensayo de Penetracion
Standard (SPT) y los obtenidos por el Ensayo de Penetracion de Cono. Se comprueba
la precision lograda con este ultimo metodo (Yasuda, Troncoso y Rodriguez, 1990).
VENTAJAS Y LIMITACIONES DE DIFERENTES METODOS DE ENSAYO
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Los ensayos de laboratorio tienen limitaciones, en primer Iugar, en el tamafio de las
muestras que, en muchos casos, no se pueden considerar representativas de una masa
de suelos. En efecto, los problemas de interaccion suelo-fundaciones y de deformabilidad,
que interesan para investigar la amplificacion o la atenuacion de las ondas sfsmicas,
dependen en gran medida de las caracterfsticas macroscopicas de un deposito. Tal es
el caso de las arcillas fisuradas, arenas cementadas, fondos mruinos con concreciones
calcareas, suelos residuales, rocas descompuestas, y, en general, todo material en que
existan discontinuidades. Tales materiales no son adecuadamente representados por
probetas pequefias. En segundo lugar, las probetas que se ensayan en ellaboratorio,
provienen de muestras que aunque se hayan obtenido como «inalteradas» siempre son
pe1turbadas en mayor o menor grado, por los esfuerzos que deben ampliarse para su
obtencion y por el solo hecho de extraerlas desde un ambiente en que estill sometidas
a ciertos estados de tensiones, al exterior, en que solo actua la presion atmosferica.
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Figura 3.13
PROPIEDADES DEL SUELO DE LA PRESA DE RELAVES No 3 DE LA CIA. MINERA VETA DEL AGUA.
PERFORACION No VS - 3 - 3
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Siendo el modulo de corte una propiedad representativa de la estructura de un suelo,
toda perturbacion significa un error serio en la determinacion de esta propiedad. En
tercer Iugar, el modulo de corte es dependiente del estado tensional, aumentando en
proporcion ala raiz cuadrada de la tension octahectrica normal. Tal estado tensional es,
en general, desconocido para un deposito geologico que no sea normalmente consolidado, y, por lo tanto, los ensayos de laboratorio se efecruan bajo presiones estimadas
que pueden ser rimy diferentes de las reales.
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La gran ventaja de los ensayos in-situ es que permiten medir las propiedades de masas
representativas de suelos en su estado natural. Las desventajas mas importantes son su
elevado costo y la necesidad de emplear equipos complejos y personal muy especializado en terreno.
Los ensayos geoffsicos de refraccion sfsmica, down-hole, up-hole o cross-hole solo
permiten determinar el modulo de corte inicial yaque operan con velocidades de ondas
de muy baja amplitud. En el metodo up-hole las velocidades que se miden son solo
promedios entre la fuente y el receptor sin determinacion directa de la velocidad de cada
estrato. El metoda down-hole produce resultados que son velocidades de ondas
medidas a amplitudes de deformacion variables: a mayorprofundidad men or amplitud
de deformacion, lo que impide comparar directamente las velocidades de distintos
estratos.
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El metodo SHAWIT es el unico que permite tener una curva de modulo de corte versus
deformacion en un solo ensayo, y, lomas importante, incluyendo mediciones de alto
a
PROPIWAD!=S DINAMICAS
DE Los sunos
nive1 de defonnaci6n. Al usar varios sondajes, ubicados relativamente cerca unos de
otros, se tienen mediciones dentro de una masa de volumen represemativo, y, en
estratos bien diferenciados. Los resultados se obtienen, ademas, dentro de suelos no
perturbados y bajo estados de tensiones naturales. Las distancias de viaje de las ondas,
entre sondajes, debe ser conocida con precision y para tal objeto deben determinarse
]as inclinaciones y giros de los sondajes mediante inclin6metros. P?r supuest? que la
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niveles altos de def?rmaclOn_ reqme~e ~~ Ir ecisi6n en el orden de diezmilesimas de
instmmentos de registros de tlempo e a pr
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segundo.
ENSAYOS ESPECIALES
Diversos tipos de ensayos han sido ejecutados a partir de disefios especiales destinados
a resolver problemas especfficos presentados por las propiedades de los suelos o para
analizar efectos de sismos en depositos de suelos. Debido a su originalidad cabe
destacar los siguientes:
A. Ensayos de mesa vibradora para determinar propiedades dimimicas de pro betas de
grandes dimensiones, en pruticular la relaci6n entre variaciones de presiones de
poros y del modulo decorteinducidas pormovimientossfsmicos. En estosensayos
(Troncoso, 1986) se mide la velocidad de onda en forma semejante al ensayo
SHAWIT, generando ondas polmizadas de corte por imp acto y detectando su paso
por ge6fonos implantados en una masa de suelo construida sobre una mesa
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Figura 3.14
ESQUEMA GENERAL MESA VIBRADORA.
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CA PITULO 3
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vibradora (figura 3.14). La probeta es sometida a «sismos» o vibraciones de
diferentes amplitudes y frecuencias a fm de causar etectos de densificaci6n,
aumentos de presiones de poros y consecuentes cambios estructurales que luego
son cuantificados mediante mediciones de velocidad de onda «post-sismo».
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Estos ensayos de mesa vibradora son un exce1ente media para complementar
investigaciones de laboratorio y correlaciones con observaciones de efectos
s!smicos a escala real.
B. Ensayos de empuje pasivo para medir la resistencia al corte de suelos gruesos. Un
ensayo de este tipo permitio cuantificar parametros de cohesion y angulo de
rozarniento intemo de grava gruesa con bolones del valle de Santiago (Escobar,
1971), mediante la determinacion de la fuerza de empuje requerida para romper
una masa de suelos, definiendo la superficie de ruptura con inclin6metros y
retrocalculando la resistencia (figura 3.15). La fuerza de empuje se aplic6 sabre
un muro de hormig6n armada de 2m de ancho por 1,5 m de alto.
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Figura 3.15
ESQU EMA DEL PRISMA DE ENSAYO.
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Ensayos de compresi6n no confinada y triaxiales en probetas "gigantes" de 60 em
de diametro, para medir resistencia al corte de suelos gruesos (Sotomayor, 197 1;
DICTUC, 197 1). Las pro betas de com presion no confinada se ensayaron en sitio,
recortandolas para darles la forma cilfndrica regular, de un metro de altura, sin
separarlas en la base. En los ensayos triaxiales la presi6n de confinarniento se
consigui6 aplicando una presi6n menor que la atmosferica aJ interior de las
pro betas.
COMPORTAMIENTOS SISMICOS DE LOS SUELOS
Los depositos de suelos afectados por vibracioncs sismicas pueden sufrir cambios
importantes en sus estructuras y, por lo tanto, pueden provocar dafios considerables en
las construcciones con las cuales interactuan.
Los cam bios estructurales de los suelos son causados por las fuerzas de inercia que se
generan por la propagaci6n de las ondas. La magnitud de deformaciones unitarias se
puede estimar como la raz6n entre Ia velocidad inducida de partfcula, y la velocidad
de avance de la onda, Vs, (ecuaci6n 2.23):
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(4.1)
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Por lo tanto, dependiendo de cual sea la rigidez del suelo, representada por (ecuaci6n
2.14):
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(4.2)
se tiene que, para terremotos de fuerte magnitud, las deformaciones unitarias pueden
alcanzar valores entre I0-3 y I0-1 por ciento, o m1n mayores. Estas distorsiones son
suficientes para: densificar un suelo, si este puede drenar nipidarnente, variar las
presiones de poros en condiciones no drenadas, o eventualrnente, reducir la resistencia
a1 corte a valores Hmites residuales.
Las consecuencias de estos cornportamientos pueden ser asentarnientos de fundacio nes, hundimientos o flotaci6n de obras subterraneas, volcamientos de edificios,
deslizamientos de taludes, fallas de flujo de depositos no confinados, y otros tipos de
fallas que se han comprobado una y otra vez en las areas afectadas por sisrnos.
Dentro de las experiencias mas recientes se tienen las consecuencias del terremoto del
3 de Marzo de 1985 que afect6 ala zona central de Chile. Las condiciones especiales
del area afectada, caracterizada por la alta densidad de poblaci6n, la ubicaci6n de
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importantes obras de tierra cercanas a1 epicentro y las comprobadas relaciones entre
comporta.mientos de los suelos y daiios, hacen de este terremoto un excelentc ejemplo
para ilustrar el tema de efectos de los sismos en estructuras de suelos.
EL TERREMOTO DEL 3 DE MARZO DE 1985 YSUS EFECTOS
El3 de Marzo de 1985, un terremoto de magnitud Richter 7,8 afect6 ala zona central
de Chile con epicentro ubicado en 72° Longitud Oeste, 33° 20' Latitud Sur. La zona
afectada es una irn portante area econ6mica del pafs debido a que en ella se ubican varias
minas de cobre, diferentes plantas de procesamientos de minerales y miles de hectareas
de valiosas tierras agrfcolas. Para atender las necesidades de disposici6n de residuos
minerales y de recursos de agua para el riego, muchos tranques de relaves y presas de
tierra se han construido a lo largo del valle longitudinal central o en el interior de
angostos valles de la cordillera de los Andes.
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La construcci6n de depositos de residuos minerales se inici6 en los comienzos del siglo
y haestadocreciendo sostenidamente tanto en cantidad como en el tamafio de las presas
en las ultimas decadas. Junto con el aumento de grandes presas, la poblaci6n de Chile
Central tam bien ha aumentado al pun to de alcanzar cerca del 55% de la poblaci6n total
del pais. Ciudades importantescomo Santiago (4.5 mill ones de habitantes), V alparafsoVifia del Mar (800 mil habitantes), Rancagua, San Antonio, San Felipe o Los Andes
(cerca de 100 a 200 mil habitantes) se ubican en esta area y algunas de elias se
encuentran muy cercanas aguas abajo de gran des Presas de Relaves. Por consiguiente,
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Figura 4.1
ESPIGON DEL PUERTO DE SAN ANTONIO (8 DE MARZO DE 1989).
DANOS MENORES PERMITEN CONTINUAR OPERACIONES.
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EfECT05 DE LOS SISMOS
t N tSTRUCTURAS DE SU ELOS
la seguridad de estas presas, especialmente bajo cargas sfsmicas ha Jlegado a ser un
tema de perrnanente preocupaci6n para la opinion publica.
Otra caracteristica importante del area afectada por el terremoto de 1985 es la existencia
de los dos puertos principales del pafs: Valparafso y San Antonio, don de gran des
estructuras de suelos ode relleno existen en la f01ma de muelles, espigones, molos y
sitios de atraque, como se aprecia en las figuras 4.1, 4.2 y 4.3.
Figura 4.2
MOLO SUR DEL PUERTO DE SAN ANTONIO (8 DE MARZO DE 1989) .
DANOS GRAVES IMPIDEN OPERA ClONES. AL CENTRO: GRUA DE SITIO 1 FUERTEMENTE DESNIVELADA Y
SITIO 2 C OM PLETAMENTE DESTRUIDO.
La interesante concentraci6n de areas pobladas y de importantes estructuras de suelos
se observa claramente en el mapa de la figura 4.4. En esta figura se observa tam bien
la proximidad de V alparafso y San Antonio al epicentro del terremoto y la cercanfa de
algunas Presas de Relaves a ciudades vecinas. Se incluyen tam bien curvas de maxima
aceleraci6n calculadas por la ecuaci6n de atenuaci6n propuesta por Fressard y
Saragoni (1985) y las curvas isosismas, que delimitan zonas de igual intensidad, de
acuerdo a Cruz et al (1989).
Estaciones sismogrillcas ubicadas en la zona epicentral registraron movimientos del
terreno de muy alta magnitud, como se detail a en la tabla 4.1, y este hecho, junto con
la proximidad de las estructuras de suelos al epicentro, hacen muy interesante analizar
el comportamiento de estructuras tales como Presas de Relaves, Presas de Tierra y
Obras Portuarias.
Por consiguiente, el prop6sito de este capitulo es revisar los efectos del terremoto de
Marzo 3 de 1985, en estructuras de suelos y obtener algunas conclusiones relacionadas
con los mecanismos fundamentales quecontrolaron las respuestas de estas estructuras.
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Fig ura 4.3
PUERTO DE V A LPARAISO. GRUA PARA CONTENEDORES.
SITIOS4 Y 5 CON AGRIETA MIENTOS DE PAVIM ENTOS.
Tabla 4.1
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Caracteristicas de los Acelerogrcrnas del terremoto de Marzo 3 de 1985
Magnitud : MS =7.8
(Ref.: Saragoni, Gonzalez y Fressard, 1986)
Estaci6n
Longitud
Latitud
Llo-Lieo
71° 36'
33°41'
Almendral
71 ° 38'
33° 01 '
Vina del Mar
71 ° 35'
33° 02'
UTFSM
71° 38'
33° Ol'
Aceleraci6n
M6xima (gal)
426
669
852
293
163
228
356
171
164
179
125
Direcci6n
S80E
NlOE
Vert.
NSOE
S40E
N70W
S20W
Vert.
S20E
N70E
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EFECTOS DE LOS SISMOS
EN ESTRUCTURAS DESUElOS
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Los dafios sufridos por los
dep6sitos de suelos o por
las fundaciones apoyadas
en ellos fueron causados
por ctiatro efectos principales del terremoto en las
microestructuras fundamen tales de los suelos
componentes: densificaci6n, aumento de las presiones de agua de poros,
reducci6n de la resistencia
a1 corte y licuefacci6n. Las
consecuencias de estos
efectos se resumen en la
tabla 4.2 junto con las
ubicaciones donde se observaron dafios tipicos.
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Figura 4.4
ISOSISMAS TERREMOTO DEL 3 DE MARZO DE 1985 Y UBICACION DE
PRESAS DE RELA VES VEMBALSES. M, = 7.8 (ISOSISMAS DETERMINADOS
POR CRUZ ET AL. 1989)
Tabla4.2
Efectos sismicos en es1ructuras de suelos
Experiencias en Chile, Mazo 3 de 1985
Efecto
Den~ficaci6n
Aumento de las
Presiones de Agua
Consecuencia
Asentamientos Diferenciales
Destrucci6n de Pavimentos
Folios de Vias Ferreas de Gruas
Hundimiento de Fundociones
Ubicaci6n de estructuras
con danos lipicos
San Antonio
Calles de Renaca
Puerto San Antonio-Valparaiso
Puerto San Antonio
Folios de Muros de Contenci6n
Puerto Valparaiso y San Antonio
Reducci6n de Ia
Re~stencia al
Corte
Folios de Fundaciones de Pilotes
Colapso de Presas
Folios de Estructuras Portuarias
Folios de Taludes
Puente Lo Gallardo
Loncha, Lo Ovall e
San Antonio
Cortes y Terraplenes de caminos
Licuefacci6n
Folios de Presas de Reloves
Veta del Agua, Cerro Negro
de Poros
59
CAPITULO 4
H
1
Adieionalmente a los problemas relacionados con cam bios en la rnicroestructura de los
suelos hubo dafios a edificios y a otras estructuras hechas por el hombre asociados a
efectos de las propiedades de los suelos en la propagaci6n de las ondas sfsrnicas. En
tales casos las propiedades dim1micas de los suelos jugaron un rol importante en Ia
respuesta de los depositos y, por consiguiente, en las consecuencias de tal respuesta en
las estructuras soportadas. Los principales problemas causados por efectos de propagaci6n de ondas se resumen en la tabla 4.3 y ellos se refieren a: arnplificaci6n de los
movimientos del terreno inducidos por condiciones de borde libre, tales como en
coronamientos o cercan!as a taludes de cerros, acantilados o quebradas; efectos de
resonancia de edificios cuyo perfodo natural era, o lleg6 a ser, similar al perfodo
predominante del movimiento sfsmico del terreno, agrietamientos de la superficie del
terreno debido a tensiones de tracci6n y aumentos en las presiones de suelos sobre
estructuras de contenci6n.
En los pr6ximos articulos se hani una descripci6n de los principales dafios y
comportamientos observados.
Tabla 4.3
lnfluencia de las Condiciones del Suelo y Efectos de Propogacion de Ondas Sismicas en
Danos a Edif~eios y Estructuras. Experiencias en Chile, Marzo 3 de 1985
Efecto
Causa
Consecuencia
Ejemplos Tipicos
Amplificocl6n de
los Movlmlentos
del Terreno
Topograf!Cl y
Geomorfologia
Fuerte Destrucci6n
cercana a los Bordes
y en Cumbres y IClderas
de Cerros
Conjunto Resldenclal
Canal Beagle
PeriOdo Predominante
Danos Estructurales en
Edif!Cios Altos fundados
en Terrenos Compresibles
Edificios Flexlbles
en Villa del Mar
Resonancla
del Terreno similar
al PeriOdo Natural del
Edificlo
Aumento en las
Presiones de
Suelos sobre
Estructuras de
Contancl6n
lnterocci6n SueloEstructuras
lnclinoci6n y Colapso de
Muros de Contencl6n
ObrasPortuarlas de
Vdparalso y San
Antonio
Agrlatamiento
del Coronamlento
Propagaci6n de Ondas
Superficiales
Tensiones de Tracci6n
Presa Loncha.
Terraplenes de
Caminos
de Terraplenes
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VARIACIONES DE lAS PRESIONES DE POROS Y LICUEFACCION
La alta frecuencia ala que se suceden los ciclos de carga-descarga sisrnicos irn pide que
el agua encerrada en los poros de un suelo drene y que se produzcan cambios de
volumen, especialrnente en los suelos de baja permeabilidad, raz6n por la cual se
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EFEC TOS DE LOS SISMOS
t N t STRU CTURAS Dt: SUELOS
generan incrementos de presiones en cl agua. En general, la magnitud de los
incrementos de las presiones de poros, ~u, es igual a la magnitud de las tensiones
deviatoricas ~(cr1-cr3) multiplicada por el coeficiente A de Skempton (1958):
.1u =M(cr1-cr3)
(4.3)
Debido a que el coeficiente A es un panimetro caracterfstico de la estructura del suelo
y a que, por lo tanto, esta relacionado con el modulo de corte, se puede anticipar que
el variara durante la ocurrencia de un sismo. En efecto, toda variacion de la presion de
poros implie a un correspondiente cambio en la tension efectiva y, como consecuencia,
un cambio en el modulo de corte. Si la presion de poros aumenta en un ciclo de carga,
el modulo de corte disminuye y, por lo tanto, el incremento de presion correspondiente
a un siguiente ciclo de carga sera mayor que el precedente, y asf sucesivamente, en un
proceso de progresivo deterioro.
La disminucion de las tensiones efectivas, causada por aumentos de las presiones de
poros, puede tener graves consecuencias pal'a estructuras fundadas sobre suelos que
sufran este deterioro. Esto es as1 debido a que la capacidad .soportante y la comprcsi·
bilidad del suelo son directamente dependientes de las tensiones efectivas, cr, a traves
de las ecuaciones de resistencia al corte, 'C, y de modulo de compresibilidad, E:
-r = c + cr tg 0
E
=K
cr
(4.4)
(4.5)
112
en que:
c = cohesion
0 =angulo de roce intemo
K = funcion dependiente de la deformacion
En consecuencia, un edificio puede sufrir fallas de fundaciones o asentamientos
excesivos debido a aumentos de las presiones de poros provocados por solicitaciones
sfsmicas.
Dado que la presion de poros puede aumentar en forma progresiva en sucesivos ciclos
de carga-descarga, como los ocurridos durante un sismo, se sigue que la resistencia al
corte puede disminuir en forma tam bien progresiva. En un suelo no cohesivo, en que
la resistencia al corte, 't, es directamente proporcional a la tension efectiva, cr, la
condicion limite, cuando la presion de poros tiende al valor de la tension total, sera:
lim a
= lfm a
tg 0
=0
(4.6)
U~(j
ya que:
cr = cr-u
(4.7)
es decir, la resistencia al corte tendera a cero. Esto significa que, en esta condicion
limite, el suelo puede comportarse como un fluido y, por lo tanto, puede perder su
capacidad soportante, escurrir como una masa lfquida viscosa o ejercer presiones
61
L-At-'II ULU 4
hidrostaticas sobre estructuras apoyadas o enterradas en el. Este fcn6meno se denomina licuefacci6n.
~
Las consecuencias de la falla de un suelo por licuefacci6n son catastr6ficas: hundimientos, volcamientos, desplomes, asentamientos diferenciales, colapsos de puentes,
flotaci6n de estructuras livianas enterradas. En el caso de presas, terraplenes o estructuras de contenci6n, la licuefacci6n de los suelos de fundaci6n puede significar
destrucci6n total o dafios mayores por desplazamientos excesivos. (Presa Loncha,
1985; Muros de contenci6n de Valparafso y San Antonio, 1985).
La licuefacci6n de un estrato profundo, aunque sea de reducido espesor, puede
provocar deslizamientos de grandes mas as de suelos superyacentes con la consiguiente
destrucci6n de estructuras fundadas sobre elias o al pie. La licuefacci6n de depositos
de residuos minerales (tranques de relaves) ha significado, en Chile, la muerte de 60
personas en Barahona (1928) y de 200 personas en El Cobre (1965). En sismos
recientes ha causado, ademas, la destrucci6n de decenas de depositos con las
consiguientes perdidas de instalaciones y poluci6n de ten·enos adyacentes, incluyendo las fallas de Veta del Agua y Cerro Negro en Marzo de 1985.
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DENSIFICACION
La densificaci6n de depositos de arena suelta causa variados tipos de dafios en las
estructuras afectadas. Las causas de los dafios son los cam bios de volumen asociados
con variaciones en el fndice de huecos. En el sismo de 1985 ocunieron muchas fallas
debido a densificaci6n como las que se analizan a continuaci6n.
Ortigosa (1986) y Acevedo y Orozco (1986) han informado acerca de severos dafios
causados por densificaci6n en San Antonio y V alparafso. Asentamientos diferenciales
tan grandes como 30 em entre columnas vecinas de edificios de hormig6n armado de
tres pisos, ocurrieron en rellenos artificiales de arenas en la zona del Estero Arevalo en
el centro de San Antonio y del orden de un metro en la lfnea denominada Puerto, Sitio
Codelco, tambien en San Antonio, debido ala densificaci6n de arenas sueltas y a la
presencia de una napa freatica muy superficial.
En la figura 4.5 se muestran fallas de pavimentos en el puerto de San Antonio, por
densificaci6nde la base y,en lafigura4.6 seaprecian dafiossimilares por asentamientos
diferenciales en edificios de albaiiilerfa reforzada.
Los sitios de atraque No 5, 6, 7 y 8 del Puerto de V alparafso, sufrieron extensos dafios
asociadas ala densificaci6n de arenas sueltas de los rellenos posteriores de muros de
contenci6n, los que resultaron en la destrucci6n de pavimentos, vfa ferrea de gruas y
bodegas como se aprecia en las figuras 4.7 y 4.8. Valores tfpicos del ensayo de
penetraci6n standard en estos suelos varfan entre ocho golpes/pie en los cuatro metros
superficiales y 10 a 20, entre 4 y 12 metros, como promedio de 6 sondajes efectuados
por Petrus Ingenieros, en 1985, segun lo mencionado por Ortigosa ( 1986). Densidades
relativas menores que 40% han sido medidas en algunos sitios. Es importante
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Figura 4.5
SAN ANTONIO. FALLAS DE PAVIMENTOS
POR DENSIFICACION DE SUELOS DE BASE.
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tipos de dafios habi'an ocu-
rrido en el terremoto de
Juliode 197Ien Valparafso
y San Antonio.
Los importantes efectos de
densificaci6n, que estan
bien ilustrados por los dafios que se han informado,
tienen que estar relacionados con las grandes magnitudes de las tensiones de
corte generadas por las
ondas sfsmicas, asociadas
con las muy altas aceleraciones registradas en LloLleo y Almendral y con el
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Figura 4.6
SAN ANTONIO. FALLAS DE EDIFICIO POR ASENTAMIENTOS DIFERENCIALES
DE FUNDACIONESCAUSADAS POR DENSIFICACION DESUELOS DE RELLENOSCGENTILEZA P. ORTIGOSA) .
estado suelto de las arenas que esta muy por debajo de la densidad critica. Dado que
las cargas sfsmicas causan densificaci6n de los dep6sitos de arena es importante
investigar cuanto es el aumento en densidad y como se relaciona este cambio con el
estado de densidad inicial y con la tensi6n efectiva de confmamiento.
63
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CAPITULO 4
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Figura 4.7
HUNDI MIENTO DE PAVI MENTOS POR DENSIFICACION Y POR GIRO DE M URO
DE CONTENCION . SITIO 7 DE VALPARAISO.
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Las relaciones de tensi6n-deformaci6n y
las correspondientes variaciones de volumen son muy diferentes para arenas sueltas de los correspondientes para arenas
densas, como se muestra en las curvas
tfpicas determinadas en ensayos drenados
de la figura 4.9. Las arenas sueltas se
com prim en al deformarse, cualquiera sea
el nivel de la deformaci6n. En cambio, las
arenas densas se comprimen s61o para
deformaciones pequefias y luego se dilatan paradeformaciones mayores. El fndice de huecos correspondiente ala frontera
entre comportamiento compresional y
dilatacional es el in dice de huecos critico,
panimetro dependiente de la tension
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a dicho indice de huecos critico.
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Figura 4.8
AGRIETAMIENTOS DE PAVIMENTOS
POR DENSIFICACION DE RELLENOS BASALES. SITIO 5
DE VALPARAISO .
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EFECTOS DE LOS SISMOS
EN ESTRUCTURAS DE SUELOS
SUELTAS
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DENSAS
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E
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Vo +
E
E
Figura 4.9
COM PORTAM IENTO M ECANICO DE AR EN A S.
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Este comportamiento de los suelos fue comprobado en un deposito de arenas limosas
afectado por los sismos de Marzo de 1985 (Troncoso, 1986). En este caso se contaba
con medici ones de resistencia a la penetracion nmmal, que es un fndice representativo
de la densidad relativa, en dos sondajes ejecutados poco antes de la ocurrencia del
sismo. Despues del sismo se ejecutaron dos nuevos sondajes en ubicaciones adyacentes a las anteriores con el proposito de comparar los resultados. Como se muestra en
lafigura 4.10 las resistencias post-sismo resultaron mayores en algunas profundidades,
y menores en otras, que las pre-sismo. Las densidades relativas, Dr, se pueden calcular
a partir de las resistencias ala penetracion normal, N, mediante la ecuacion:
0.5
Dr =
'---
N
[
cry(kg/cm 2 )
es la presion vertical efectiva.
D r = (e max - e nat )/(e max -e mfn )
con: e
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(4. 1)
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Figura 4 .10
RESISTENCIA A LA PENETRACION NORMAL ANTES Y DESPU ES DE UN TERREMOTO .
AI graficar los cambios en la densidad relativa versus la densidad relativa pre-sismo,
comoenlafigura4.11, seobservaquelasarenasmassueltasqueDr=50% sedensificaron
y que las arenas mas dens as que Dr= 60% se dilataron como consecuencia de las cargas
sfsmicas. Estos resultados estan de acuerdo con las conclusiones obtenidas en
investigaciones anteriores, de las misrnas arenas, en que, en base a ensayos Lriaxiales
monot6nicos no drenados, se habfa concluido que para estos sue los y para un ran go de
tensiones de confinamiento correspondiente a las profundidades de los sondajes, la
densidad relativa critica se encontraba entre 50 y 60 par ciento, figura 4.12 (Troncoso,
1986).
El concepto de «estado critico» que es la relaci6n entre el fndice de huecos y Ia tension
efectiva de confmamiento, que separa el comportamiento dilatacional del comportamiento cornpresional de un suelo, es de gran utilidad para la predicci6n del comportamiento sfsmico de un deposito natural o de un relleno artificial. De acuerdo a este
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Figura 4 .12
C URVAS DE ESTA DO C RITI C O DE ARENAS DE RELAVES
principia es posible establecer las necesidades de compactacion ode otras medidas de
mejoramiento de un suelo, para asegurar que no provocara dafios por asentamientos
a las estmcturas que se funden sobre eL
En conclusion, la densificacion de las arenas fue responsable por los dafios severos a
las estructuras, destruccion de edificios y paralizacion de las actividades en varios sitios
de carga y descarga en los puertos de Valparaiso y San Antonio. Puesto que estos
depositos de arena eran rellenos artificiales, hay que concluir que estos dafios pudieron
haberse evitado si la compactacion hubiese alcanzado una densidad relativa moderadamente mas alta, en el arden de 70%, al tiempo de construccion.
REDUCCION DE LA RESISTENCIA AL CORTE
Fallas de fundaciones causadas por reducciones substanciales de la resistencia al corte
de los suelos soportantes, se observaron en el sismo de 1985 en diferentes zonas, tanto
en edificios, puentes, muros de contencion y terraplenes. La reduccion de la resistencia
se pudo asociar generalmente con aumentos en las presiones de aguas de poros y, en
algunos casas lirnites con licuefaccion. Efectos de este tipo de comportamiento en
presas se analizanm por separado.
En lo referente a puentes, el colapso del Puente Lo Gallardo, que se muestra en la figura
4.13, infonnado por Poblete (1986), revelo que la reduccion de la resistencia al corte
de los suelos de fundacion en el estribo Norte yen la cepa Norte, fue la causa principal
de la inclinacion y del hundimiento de estas estructuras y del subsecuente colapso de
las losas. Este Puente, construido en 1960, estaba ubicado a 35 km delepicentro y se
componia de 28 tramos de 30 m cada uno con superestructura de hormigon a11nado
postensado. Las fundaciones estaban apoyadas en pilotes de hormigon annada de 14
m de profundidad y de 0,3 x 0,3 m de seccion, hincados en depositos de limo y arcilla
interestratificados con capas de arena. Poblete (1986) informo tambien respecto a
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CAPITULO 4
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FALLA DEL ESTRIBO NORTE Y DE LA CEPA NORTE
CGENTILEZA DE P. ORTIGOSA).
Figura 4 .13
FALLA DEL PUENTE LO GALLARDO. LLO-LLEO- SANTO DOMINGO.
68
EFECTOS DE LOS SISMOS
EN ESTRUCTURAS DE SUELOS
fen6menos de licuefacci6n, como causas de fallas de los Puentes El Aguila y Lolenco
Yconcluy6, ademas, que era necesario mejorar los criterios de disefio en relnci6n con
la consideraci6n simultanea de cargas sfsmicas y de la socavaci6n de fundaciones.
Algunos edificios fundados en arena o limo suelto, con condiciones de aguas
subtemineas superficiales, sufrieron hundimiento de fundaciones, causadas por reducci6n de la resistencia al corte en los suelos, en el centro de San Antonio.
En obras portuarias, los principales dafios, que paralizaron cerca del 50% de la
capacidad de carga de los puertos de V alparafso y San Antonio, pudieron relacionarse
con aumentos en las fuerzas de empuje de suelos sobre los muros de contenci6n, muy
posiblemente relacionados con aumentos en las presiones del agua de poros y con
reducciones en la resistencia al corte (figuras 4.14 y 4.15).
Evidencias de licuefacci6n pudieron observarse en la forma de flujo de arena a traves
de las grietas del pavimento de hormig6n del sitio 3 y del sitio de almacenamiento de
carbon en el sitio 1, San Antonio. Tam bien, el colapso de una bodega de dos pisos de
albafiileria reforzada por hormig6n armado, que se muestra en la figura 4.16, fue
causado por inclinaci6n y hundimiento de las zapatas en tal magnitud, que result6 _
evidente que los suelos de fundaci6n habfan sufrido licuefacci6n.
El sitio 5 de V alparafso, que fue el mas dafiado, Ortigosa ( 1986), se construy6 con un
muro de 17 m de altura, formado por bloques superpuestos de hormig6n, y con
interiores rellenos de arena y grava debilmente compactados. EI nivel del mar estaba
cerca de 4 m por debajo del coronamiento. Los suelos de fundaci6n eran arenas de SPT
entre 24 y 32, entre la base de unacapa de enrocado de 0,8 m de espesor, colocado como
base de los bloques de hormig6n, y una capa de limos que se ubicaba entre 7 y 9 metros,
con arenas densas subyacentes hasta profundidades de roca basal de 18m. Lacapa de
limos tenfa un SPT de 9. Grandes desplazamientos horizontales, que alcanzaban a 40
em hacia ellado del mar, fueron inducidos por el tenemoto de 1985, las que se
agregaron a 65 em que se habfan acumulado desde terremotos previos. Los grandes
empujes sfsmicos de los suelos de rellenos posteriores, fueron la plincipal causa de la
fall a. Tales presiones de empuje aumentaron aparentemente debido a una reduce ion en
la resistencia al corte en los suelos.
Condiciones similares causaron inclinaciones de 21% del muro de contenci6n del sitio
1 y el colapso total del sitio 2, en el Puerto de San Antonio. La construcci6n de estos
muros se inici6 en 1918. Los muros de 15m de altura estaban formados por bloques
superpuestos de hormig6n, apoyados en una capa de enrocado de 5 m de espesor
fun dada sabre arcillas firmes, arenas densas y capas de gravas. Los rellenos posteriores
fueron hechos con arenas dragadas depositadas por el metodo de relleno hidniulico.
Los altos empujes eran predecibles debido ala condici6n suelta del relleno y a los
consiguientes riesgos de reducci6n de la resistencia al co1te y de licuaci6n.
El principia que controla la densificaci6n o la dilataci6n de las arenas tam bien ex plica
el desarrollo de presiones de poros positivas o negativas, respectivamente, cuando los
cam bios de volumen son impedidos debido a Ia baja permeabilidad del suelo y ala corta
duraci6n de la carga aplicada. Por consiguiente, la conclusion de que una mejor
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Fig ura 4 .14a
VISTA GENERAL DESDE SITIO 1 HACI A SAN ANTONIO .
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Figura 4 .14b
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Y COLAPSO DE PAVIMENTO .
Figura 4 .1 4
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FALLAS DE ESTRUCTURAS DE CONTENCION EN SITIO l Y 2 DE SAN ANTONIO .
EFECTOS DE LOS SISMOS
EN ESTRUCTURAS DE SUELOS
Figura .4.15
FALLA DE ESTRUCTURA DE CONTENCION. HU NDIMIENTO DE RELLENOS
Y COLAPSO DE PAVIMENTOS. MUELLE PRAT. VALPARAISO.
Figura 4.16
HUNDIMIENTO DE FUNDACIONES Y DESTRUCCION DE EDIFICIO
POR LICUEFACCION DE SUELOS.
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CAPITULO 4
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A PUENTE POR RUPTURA DE SUELOS.
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Figura 4 .1 8
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CAUSADOS POR LICUEFACCION DE SUELOS DE FUNDACION .
72
EFECTOS DE LOS SISMOS
EN ESTRUCTURAS DE SUELOS
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Figura 4.19
GRIET AS Y ESCARPA EN CORONAMIENTO DE TERRAPLtN DtBIDAS A
FALLA POR INESTABILIDAD DE TALUD DE ARENAS EN RENACA.
compactaci6n de los suelos de rellenos podna haber resultado en dafios muchos menores es tambien
villida en este caso puesto
que, la reducci6n de la resistencia al corte esta directamente relacionada con el
desarrollo de presiones de
poros positivas en suelos
de baja densidad.
La reducci6n de resistencia al corte de suelos de
fundaci6n de terraplenes y
de suelos de corte caus6
tambien numerosos problemas de inestabilidad de
tal udes. AI respecto, la figura 4. 17 muestra en primer plano la falla de un
corte de caminos en
pomacita, en el acceso
Norte a un puente en la
zona de Rapel. En la figura
4.18 se m uestran las fall as
de taludes del terraplen del
acceso Sur a dicho puente,
causado por licuefacci6n
de los suelos de fundaci6n.
En la figura 4.19 se muestra un aspecto de fallas por inestabilidad de taludes de arenas en calles de Refiaca. En
esta zona las arenas pertenecen a formaciones sedimentarias e6licas que comunmente
se depositan como dunas sabre rocas altamente metemizadas. Estos depositos son de
baja densidad, normalmente consolidados y de baja resistencia residual, por lo cuallas
deformaciones inducidas por los movimientos sfsmicos, facilmente alcanzan valores
crfticos con la consiguiente ocurrencia de deslizamientos detrimentales para las
estructuras fundadas sobre ellos, aun cuando esms sean de bajo peso.
Similares fallas de pavimentos y de viviendas ocunieron en taludes de Santo Domingo,
especialmente en la A venida del Litoral, don de la baja densidad de depositos de arenas
se combin6 con presiones de poros altas, localizadas en la zona de contacto de estas
arenas con las rocas basales, para provocar deslizamientos del orden de un metro en
los sectores mas afectados.
73
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Capft1Jjo
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DE
TALUDES
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ESTABIUDAD DE TALUDES
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Los depositos de suelos limitados por superficies inclinadas estin permanentemente
sometidos a esfuerzos de corte cuyas magnitudes dependen de las alturas y de las
inclinaciones de los taludes. Aumentos de las tensiones solicitantes o disminuciones
de las fuerzas resistentes, pueden ocasionar problemas de inestabilidad con consecuencias de deformaciones perrnanentes, desplazamientos de bloques o fallas de flujo.
Las tensiones solicitantes pueden aumentar si los suelos se saturan por filtraciones, si
se agregan sobrecargas, si cambia desfavorablemente la geometria del talud o si se
generan fuerzas de inercia sfsmicas. Las fuerzas resistentes pueden disminuir si
· aumentan las presiones de poros o silas defonnaciones de la estructura del suelo llegan
a ser suficientemente grandes como para alcanzar una condicion de resistencia
residual.
Las condiciones de estabilidad pueden empeorar dnisticarnente durante la ocorrencia
de tetTemotos, debido tanto a la superposici6n de las cargas sfsmicas sabre las cargas
estaticas como a la disminuci6n de la resistencia de los suelos.
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Los daiios sfsmicos se agravan considerablemente cuando ocurren fallas de estabilidad
de taludes porque estas comprometen masivarnente a gran des extensiones de terrenos,
causando la destrucci6n de las obras fundadas en elias, o provocando avalanchas de
suelos que sepultan valles y poblaciones, represan nos e inutilizan tierras de cultivo.
ANALISIS TEORICOS DE EFECTOS SISMICOS EN TALUDES
La propagaci6n de las ondas sfsmicas en una masa de suelos no confinada, como lo es
la limitada por uno o mas taludes, causa arnplificaciones de aceleraciones, concentraciones de tensiones y deformaciones de fuerte magnitud. Tales efectos pueden
analizarse te6ricarnente sometiendo un modela matematico de un talud amovimientos
de su base y calculando desplazarnientos, aceleraciones, deformaciones y tensiones en
diferentes puntos de la masa de suelos representada.
Los modelos mas versatiles y aptos para representar una masa de suelos de grandes
dimensiones, con multiples grados de libertad, y con com posicion muy heterogenea,
son los basados en mallas de elementos finitos. Un ejemplo tfpico de tal tipo de modelo
se m uestra en la figura 5.1 que corresponde ala masa adyacente al talud de aguas abajo
de un deposito de relaves.
75
Las condiciones tensionales estaticas existentes, previas ala ocorrencia de un sismo,
son importantes ya que determinan los esfuerzos de corte y normales que solicitan a
cada elemento del conjunto, en forma permanente y dependiente solo de la altura e
inclinaci6n del talud y del peso propio del suclo. Si la resistencia del suelo disminuyera,
por cualquier causa, a valores inferiores a las tensiones solicitantes permanentes, se
provocarian desplazamientos continuos de lo suelos, basta que las deformaciones del
talud hicieran disminuir las solicitaciones a valores menores que la resistencia
modificada. Tales el caso de las fallas de flujo definidas por Castro (1987) y que han
causado varias catastrofes en Chile (Barahona, 1928; El Cobre, 1965) y otros pai'ses
(Anchorage, 1964; San Fernando, 197 1).
Para el ejemplo de la figura 5.1 se han calculado las distribuciones de tensiones usando
el programa de computaci6n ISBILD para un talud de 40 m de altura y 4.5(H): 1(V) de
Coronamiento
Deposito de limos
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MODELO DE ELEMENTOS FI NITOS PARA UNA TIPICA PRESA DE RELAVES
DE RELLENO HIDRAULICO CONSTRUIDO POR EL METODO DE AGUAS ABAJO .
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Fig ura 5.2
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DISTRIBUC ION DE RAZON DE TENSIONES PRI NCIPALES ESTATICAS a,Ja3 EN PRESAS DE RELAVES
76
COM PORTAMIENTO S/SMICO
DE TALUDES
pendiente, y los resultados se muestran como razones de tensiones princjpales ( cr J!cr )
3
y tensiones deviatoricas ( <1 1-<13) en las figuras 5.2 y 5 .3. En este caso existen tres masas
de suelos diferentes: fundacion, dique resistente y deposito de suelos embalsados, con
una superficie inclinadaseparando estas dos ultimas unidades. Los suelos de fundaci6n
son mas rfgidos que los suelos del dique resistente y estos son, a su vez, mas rigidos
que los suelos embalsados. Como consecuencia, se obtienen concentraciones de
tensiones deviatorias altas en la base de la cufia del dique resistente ubicada bajo Ia
superficie inclinada anterior, o «talon» del dique.
65
'--
'-
Dimensiones en metros
Max imo esfuerzo de cortl' : ~ ~.
= o;- G"312
I
(Kg/cm2)
Figura 5.3
DISTRIBUCION DE TENSIONES DEVIATORICAS ESTATICAS, a 1- a3. EN PRESAS DE RELAVES
Las tensiones deviatoricas altas en el talon de un dique resistente, constituyen un riesgo
de falla local, especialmente si esa zona se encuentra saturada, ya que las presiones de
poros senin tambien altas puesto que:
'-
'-
~ud = A ~(crl - cr3)
(5.1)
en que A es uno de los coeficientes de presion de poros de Skempton. Presiones de
poros altas significan disminucion de resistencia y mayor potencial de licuefaccion, y
por lo tanto, pueden representar un riesgo latente de una falla de flujo.
as,
'-
La distribucion de tensiones estaticas es importante, adem porque ella determina los
valores de los modulos de rigidez de los suelos de un deposito. En efecto, el modulo
de corte, G, es proporcional ala tension media normal efectiva, cr0 segun:
'
G =k cr0 112
(5.2)
0"1
cro
=
+ 0'2 + 0"3
(5.3)
3
'--
Esta dependencia de la deformabilidad del suelo con las tensiones efectivas, explica
el deterioro progresivo que experimenta un suelo saturado en un proceso dimimico de
77
I
CAPITULO 5
aumento de las presiones de poros, debido a las correspondientes disminuciones de las
tensiones efectivas y de los m6dulos, y que pueden llevar a que una zona del talud se
debilite considerablemente o se licue pudiendo iniciarse asf, una falla general de
estabilidad del talud.
"
I
I
'
I
' I
La respuesta de un talud a movimientos sismicos se puede analizar sometiendo un
modelo, similar al mostrado en la figura 5.1, a desplazamientos de los nodes ubicados
a nivel de la base, de acuerdo a una historia de aceleraciones representativa de uneven to
sismico determinado. Esta metodologia se ha utilizado para efectuar amilisis del
comportamiento sismico de taludes durante el terremoto del 3 de Marzo de 1985
(Troncoso, 1989). En una de las etapas de estos estudios, se ha analizado la respuesta
de los diques resistentes de presas de relaves de diferentes alturas a movimientos
sfsmicos diferentes, con el objeto de comprobar la relaci6n entre las caracterfsticas de
los movimientos solicitantes y las caracterfsticas dinamicas de los taludes afectados.
Los rnovimientos seleccionados fueron los acelerogramas del sismo del 3 de marzo
de 1985 registrados en cuatro estaciones ubicadas en Llo-Lleo, Almendral, Vifia del·
Mary Universidad Tecnica Federico Santa Marfa (UTFSM), cuyas caracterfsticas
principales se detallan en la tabla 5 .1.
Tabla 5.1
11
Movimientos S'ISmicos Registrados Durante el Terremoto del 03.03.1985
(Ref. Troncoso. 1988; Saragoni et al. 1986)
I
ESTAC/ON
l.ONGITUD LAillUD DISTANCIA CARACTERISTICAS ACELERACION DIRECCION PERIODO
SISMOGRAFICA
HIPOCENmAL
GEOTECNICAS
MAXIMA
PREOOMINANTE
(km)
YRIGIDEZ
(gaO
(segundos)
DEL srno
Llo-Lieo
Almendral
71°36'
71 °38'
Vlria del Mar 71 °35'
U.T.F.S.M.
78
71 °38'
33°41 '
33"01'
33"02'
33"01'
426
S80E
0.53
40 m(?) de arenas 669
con capas de limos 852
y arcillas
NlOE
Vert.
0.42
81 Blando a Muy Blando: 293
NSOE
0.93
57 m de arenas
medias a densas
163
S40E
0.82
Medlo a Blando:
228
N70W
0.75
30 m(?) de arenas
356
S20W
0.69
171
Vert.
Rigldo:
164
S20E
0.49
Roca superficial
179
N70E
0.15
125
Vert.
45
84
81
Blando:
COMPORTAMIENTO SISMICO
DE TAlUDES
Como se informa en la tabla 5.1 los depositos geotecnicos de fundaci6n en los sitios
de las Estaciones Sismognificas, tienen distintas composiciones, profundidades y
rigideces, lo que las hace muy interesantes como ftltros de diferentes caracterfsticas.
Las consecuencias son diferentes acelerogramas con diferentes valores mrudmos y
distintos periodos predominantes.
La Estaci6n UTFSM esta emplazada en un afloramiento de roca meteorizada y sus
registros tienen los periodos predominantes mascortos, mientras la Estaci6n Almendral
esti fundada sabre dep6sitos muy profundos de suelos compresibles y sus registros
tienen los periodos predominantes mas largos. Llo-Lleo y Viiia del Mar presentan
condiciones intermedias.
Los efectos de dos diferentes movimientos sfsmicos en taludesde diferentes alturas son
muy distintos. Para ilustrar este punto se muestran, en las figuras 5.4 y 5.5, las cmvas
de distribuci6n de tensiones de corte sfsmico maximo, obtenidas para taludes de
pendiente 4.5(H):l(V) y de 20,40 y 80 m de altura, para los registros de Llo-Lleo y
Almendral. Se aprecia que el movimiento de Llo-Lleo S80E provoca tensiones
mayores que Almendral S40E y que las diferencias son distintas en diferentes puntos
de la masa analizada.
Tabla 5.2
An61isis Sismicos de Presos de Relaves
Tensiones de Corte M6ximo
lnducidas por Terremoto del 03.03.85
(Ref.: Troncoso, 1988).
TensiOn de Corte nn6x (kg/cm2)
HISTORIA 0£
ACELERAOONES
Rlpz del
SiHo:
Perlodo
Bow de
Predomin<l'lle Ia Presa
(segllldos)
de Mlra:
H=80m H=20m
'ta0/'t20
Centro de
Ia Presa
't80/'t20
,I
I
deAikra:
H=80m H=20m
I
Blmdo:
Llo-Lieo NlOE
Uo-Lieo S80E
0.53
OA2
Blando a
~
13
6
Almendral NSOE
llklldo:
0.93
6
Almandral S40E
0.82
4,5
2,5
125
1.0
0,6.
52
9
4,8
4
1.3
0,95
6
3,5
0,55
7,5
3
0.35
6.9
42
6A
8,6
tMclo a BICI'ldo:
Vina del Mar N70N
I
Vit'Kl del Mar S20N
I
UTFSM N70E
UTFSM S20E
l
~
I
0.75
0,69
5
4.5
0.85
1.10
5.9
4.1
3.5
OA5
7,8
3
0,6
5
OA9
0,15
3.5
0.65
0.60
5A
3,3
2.5
1.5
0.35
0,35
7.1
4.3
~:
I
I
,I
2
(
79
I
i
V/ll
J
IV LV
\)
T {kg/cm2)
·I
H
=80m.
-I
~
:3
z·
,
5
H =40m.
, I
Ia<>
'.7s
I
-
H =20m.
-""-
.
.
I
I'
I-I
'I
Figura 5 .4
MAXIMOS ESFUERZOS DE CORTE SISMICOS EN TALUDES DE PRESAS DE RELAVES DE DIFERENTES ALTURAS.
TERREMOTO CHILENO DEL 3 DE MARZO DE 1985. REGISTRO LLO-LLEO S80E .
80
Figu
MA;
TERr.
REG
COMPORTAMitNTO SISMICO
Dt TALUDES
T (ko/cmZ)
t.s
0.5
'-
1
.
5
5
•
'
Js
l.$
,
l
H = 80m
~
'--
''---
'-
'---'
'--Jl
I
'-
'---'
i
'---
I
I
'--
'--
'---
Figura 5.5
MAXIMOS ESFUERZOS DE CORTE SISMICOS EN TALUDES DE PRESAS DE RELAVES DE DIFERENTES ALTURAS,
TERREMOTO CHILENO DEL 3 DE MARZO DE 1985.
REGISTRO EL ALMENDRAL S40E.
81
CAPITULO 5
a) Oiferentes elevoc iones
b I Difer entes elevociones bajo el
bojo el coronomi ento
N
centro del tolud de oguas abojo
E 120
u
' 01 110
~
'10.0
:; 9.0
E 8.0
""
H:BO m
H : 20m
H =80m
- - - - - H = 20m
7.0
6.0
5.0
4.0
3.0
base-
20
'
'
media altura
base
0
I
•
I
I
I
I
C
~
C
-1
U £::?
l.!.NlOE Atl-J50E VNSZJW UTNi'CE
ll58JE '-"'NlOW Atst.a:: UTS20E
Sismo
•
0
medio~IILro
LLN10E: ALNSC£ VNS20W UTNIOE
l.LS8:€ Vt#J(J.N ALS40E UT520E
Sismo
II
I~
I''
I\'
I!
I
I,
I
I
I
! I
I
Figura 5.6
ESFUERZOS DE CORTE MAXIMO. A DIFERENTES ALTURAS DENTRO DE UNA PRESA DE RELA VES. GENERADO
POR DIFERENTES SISMOS.
En la figura 5.6 yen la tabla 5.2 se comparan las tensiones de corte maximo generadas
en los diques de 20 y 80 m de altura, por los ocho registros empleados en el estudio,
en elementos de suelos ubicados a elevaciones variables bajo el coronamiento y bajo
el centro del talud. Se observaque, a nivel basal, los taludes de 80 m sufren tensiones
de 13 (kg/cm 2) ode 2 (kg/cm 2) cuando son solicitados por los acelerogramas de LloLleo NlOE o UTFSM S20E, respectivamente. Los taludes bajos, de 20 m, sufren
tensiones menores y son menos sensibles que los altos, a las diferencias entre los
movimientos solicitantes.
En cuanto a las aceleraciones, estos analisis te6ricos han demostrado la ocorrencia de
fen6menos notables de amplificaci6n. En la tabla 5.3 se resumen resultados obtenidos
para tres movimientos en los taludes de 20, 40 y 80 m de altura, considerando las
aceleraciones maximas, promedio y a nivel de coronamiento, divididas por la
aceleraci6n maxima basal. Se comprueba, nuevamente, que diferentes movimientos
provocan amplificaciones diferentes, siendo las razones de amplificaci6n mayores en
los taludes mas altos y que en estos taludes mas altos se destacan, en mayor medida,
ias diferencias entre las caracterfsticas de los movimientos.
82
COMPORTAMJI;NTO SISMICO
DE TALUDES
Tabla 5.3
''--
'-
Amplificoci6n de Acelerociones
Raz6n de Aceleraciones M6ximas (A)
Relacionodos con kJs Acelerociones de Bose (Ab)
Terremoto Chieno, 3 de Marzo, 1985
'-
Altura de Ia Presa, H(m)
'-.
Coronamiento Promedio
Vina del Mar. N7Q\N 2.51
Alrnendral. S4Cf
1.91
Uo-Lieo, S8Cf
1.54
'-
40
80
Movimiento
Sismico
Coronamiento Promedio Coronamiento Promedio
1.47
1.20
1.19
1.15
1.23
1.73
20
1.CR
1' ll
1.08
l. 11
1.01
1.07
1.04
1.03
1.03
En tenninos generales, los amilisis teoricos revelan la ocurrencia de fen6menos de
resonancia que explican las diferentes respuesta.s de los distintos taludes, a los
movimientos sfsmicos solicitantes. Puesto que las caracteristicas de estos movimientos a nivel de base de los taludes son los resultados del flltrado del sismo a traves de
los depositos de suelos de fundacion, se concluye que el comportamiento sfsmico de
un talud, depende tanto de las caracterfsticas dinamicas de los depositos de suelos de
fundacion como de las propias caracterfsticas.
I I
~
I
''-
'----
'--
PREDICCION DE FENOMENOS DE AMPLIFICACION
GEOMORFOLOGICA
I I
El comportamiento sfsmico de un talud puede ser analizado en detalle usando la
metodologfa descrita en el articulo anterior. En particular, los amilisis dinamicos
penniten predecir las amplificaciones de aceleraciones que se producen en elementos
de suelos, ubicados en la superficie de un talud o de una meseta adyacente, y esto
posibilita cuantificar el riesgo sfsmico para estructuras que se emplacen en sitios de tal
morfologfa.
En la figura 5.7 se muestran las amplificaciones calculadas para una meseta limitada
por taludes libres de pendiente l.5(H): 1(V), de 140 m de altura y un ancho de
coronamiento de 100m. Se obtiene que, para el registro UTFSM N70E, la aceleracion
maxima en el coronamiento es igual al doble de la aceleracion basal. El modulo de corte
de los suelos de esta meseta se estim6 entre 360 y 120 (kg/cm 2) para deformaciones
unitarias entre 10·1 y 1 (% ). La amplificacion de las aceleraciones producidas en los
hordes de la meseta, explica los dafios ocasionados por el sismo del 3.3.85 a los
edificios del Conjunto Residencial Canal Beagle de Vifia del Mar. Este conjunto,
83
:I.
I
CAPITULO 5
Amplilicocim de areleraciones Meseta Canal Beag le
Re gistro Univeosidad Tecn ica Federico Santa Marla UT N 70 E (03-03- 89)
MATERI Al HOMOGENE O
d=2.1
A CELERACION BA SAL MAXIMA
lon/m3
= 0.176 g.
PERIOOO PROP() ( 2 itrraa:ionl!s QUAD i,) =1.20 seg.
FRECUENC IA t¥.T\.R.OL : 5.22 (rod
100
is.og 1
f
Columna central
Columna
0
..,z
.-
'
Figura 5.7a
MO DELO DE M ESETA PARA ANALISIS DE AM PLIFICACION SISMICA.
·..___
I
,-·
I
Amp ti ficac io'n d e Aceleracion es
'
E
-c:
~2
u
0
>
"'
w
Mese ta Conal Beagle
Ace lercgromo UTN 70E
14 0
0.37g:
130
120
/
110
:0.39g
/.~fa =00 ~5
/
/
cl'c =0.0 44
100
90
eo
70
60
:' --· I
I
so
40
-. 30
"
columna extrema
- - - - columna cenlrol
20
10
0
00
0 .1
0.2
0.3
Acelerocion
0.4
( g )
Figura 5.7b
AMPLIFICACION DE ACE LERAC IONES EN MESETA LIMIT ADA POR TALUD .
'-
(%
l
COMPORTAMIENTO SISMICO
DE TAlUDES
',
form ado por 84 edificios de 4 y 5 pisos, se construy6 principalmente sobre una meseta
similar ala analizada en la figura 5. 7, y sobre el valle relativamente plano ubicado a1
pie. De acuerdo a Liiders y Cruz (1986) la mayorla de los edificios ubicados en Ia
meseta alta, cercanos a los hordes, sufrieron extensos dafios y debieron ser demolidos,
mientras los mismos tipos de estructuras ubicadas en el valle confinado, sufrieron
solamente efectos men ores. Este diferente comportamiento se ilustraen las figuras 5.8
y 5.9. La causa principal de los fuertes dafios estructurales de los edificios de la meseta,
fue el sobretensionamiento de los muros de hormigon armado en el primer y segundo
piso y de los muros de albafiilerfa de todos los pisos. El sobretensionamiento fue
estimado en 40(%) mayor que el correspondiente al sismo de disefio y esta estimaci6n,
basada en la observaci6n de los daiios reales, se.explica par la arnplificaci6n que se
puede predecir con los modelos te6ricos.
En consecuencia, la ocurrencia de daiios s:fsmicos mayores, dcbidos a efectos de
arnplificacion provocados por condiciones geomorfologicas puede ser predicha, y par
lo tanto evitada, con un adecuado refuerzo de los elementos que resultanin
sobretensionados. La prediccion puede hacerse usando amilisis teoricos para calcular
la respuesta dinamica de los depositos de los sue los de fundaci6n. El grado de precision
de las predicciones depended de la correcci6n en la evaluaci6n de las propiedades
dinamicas de los suelos y del movimiento sfsmico basal.
PREDICCION DE FALLAS SISMICAS DE TALUDES
Las fuerzas de inercia sfsmicas pueden provocar deslizamientos de taludes. La
ocurrencia de estas fallas puede ser predicha mediante calculos de estabilidad basados
en la distribuci6n de aceleraciones y tensiones, detenninadas en modelos como los
expuestos en los artfculos anteriores.
Los taludes de tres depositos de suelos afectados por el terremoto del 3 de Marzo de
1985 se muestran en la figura 5.10. Estos depositos son las presas de relaves El Cobre
N> 4, Veta del Agua N> 1 y Cerro NegroN> 4, ubicadas, respectivarnente, a 118, 130
y 140 km del epicentro.
Con el proposito de investigar la sensibilidad de la respuesta de estas presas a las
caracterfsticas del movimiento sfsmico del suelo de fundaci6n se han sometido
modelos de elementos finitos de cada una de elias a dos historias de aceleraciones
diferentes, como Llo-Lleo (LLNIOE) y Almendral (ALS40E), registradas en suelos
blandos y muy blandos, respectivamente. Las historias de aceleraciones fueron
escaladas de modo que la maxima correspondiera a 0,24 g, valor unico de nonnalizacion, que se estimo razonable en relacion con los infonnes disponibles de atenuaci6n
y de distribucion de intensidades en la zona afectada.
Los resultados se resumen en la siguiente tabla 5.4 en que se comparan las tensiones
de corte maximo, 't max, y las razones de tension de corte maximo a tension normal
de confinamiento (1:maxlcr0 ) inducidas en carla presa por los dos movimientos
seleccionados.
85
CAPITULO 5
Figura 5.8
Figura 5.9a
EDIFICIOS FUNDADOS AL PIE
m: LA MESt:TA SIN DANOS IMPORTANTES.
DANOS POR EFECTOS DE AMPLIFICACION SUFRIDOS
POR EDIFICIOS FUNDADOS CERCA DEL BORDE DE
UN A M ESETA.
-::.;o-
-
Figura 5.9b
EDIFICIOS EM PLAZADOS EN LA PARTE SUPERIOR DE LA MESETA.
COM PORTAM IENTO SISM!CO
Dt TALUDES
A. I PRESA DE RELAVES EL COBRE N° '
eo
60]
"-
B.
E
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c
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Ois to nc io (m )
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I
C. I PR ESA DE REL AVES CE RRO NEGRO N° 1.
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Figura 5.10
ESQUEMAS REPRESENTATIVOS DE PRESASDE RELA VES AFECTADASPORTERREMOTO DEL 3 DE MARZO DE
1985.
87
CAPITUlO 5
Tabla5.4
SolicHaciones Sismieas lnducidas en Presas de Reloves
por Sismoc del 3 de Mcno de 1985 e$(;cJados a: am6x =0,24 9
El Cobre f\f2 4
C. Negro NQ 4
V. Agua NQ 1
O.CO
0.57
0.64
0.46
0.70
1.00
1.32
1.79
1.91
1:m6x(kg/cm 2)
LLNlOE
ALNSOE
'tmOX/ a0(kg/ cm 2)
LLN10E
ALNSOE
0.83
0.45
0.57
Las tensiones maximas calculadas para la.;; presas de Cerro Negro y Veta del Agua, que
tenfan 32 y 25m de altura, respectivamente, a Ia fecha del sismo, son menores que los
valores indicados en la tabla 5.2 para la presa de 20m de altura. Esto se debe a las
men ores aceleraciones basales de los sismos escalados a 0.24 g. Por otra parte,la presa
de El Cobre, de 50 m de altura, muestra tensiones maximas mucho menores que las
indicadas en la tabla 5.2 para la presa de 80 m; esta diferencia se debe a1 factor de
escalamiento mas la notable amplificaci6n de aceleraciones que se produce en las
presas altas.
Las diferencias entre las tensiones maximas inducidas por los dos movimientos
alcanzan a 12% en Cerro Negro, a 38% en El Cobre y a 52% en Veta del Agua. Estas
diferencias son muy importantes si se considera que las aceleraciones de ambos
movimientos estill escalados a1 mismo valor maximo de 0.24 g. Debe destacarse
tam bien que la mayor diferencia se obtiene para la presa mas baja, Veta del Agua, raz6n
por la cual es necesario analizar la relaci6n entre los periodos predominantes de cada
sismo y el periodo natural de la presa.
Los periodos naturales de las presas y los periodos predominantes de los espectros de
Fourier de los movimientos sfsmicos se detallan en la tabla 5.5.
88
COMPORTAMifNTO SISMICO
DE TALUDES
Tabla 5.5
Periodo Natura de las Presas y Periodo Predominante de los Sismos
Presa
Periodo Natura (segundos)
El Cobre f\.124
Cerro Negro N2 4
Veta del Agua N2 1
1.91
1.68
0.97
Movimiento Sismico
Periodo Natural (segundos)
LLN10E
ALNSOE
(Espectro de Fourier)
Ref.: Saragoni et. al, 1986)
0.53
0.93
Se aprecia que el perfodo predorninante del rnovirniento ALN50E pnicticarnente
coincide con el perfodo natural de la presa de Veta del Agua ~ 1. Por lo tanto, la
irnportante arnplificaci6n de las tensiones maxim as de Veta del Agua podrfa explicarse
por un fen6rneno de resonancia. En todos los otros casos el perfodo natural de la
estructura es mayor que el perfodo predorninante del rnovirniento sfsrnico y, en
consecuencia, es 16gico esperar tensiones relativarnente menores.
-
En cuanto a las razones de tensi6n de corte a tensi6n normal, que son pani.metros
irnportantes para analizar el potencial de licuefacci6n de un deposito de suelos, se
observa en la tabla 5.4 que en Veta del Agua N' 1 se produce la relaci6n mas
desfavorable yqueestaocurre parael rnovirniento de ALNSOE. Este alto valor de razon
de tensiones se debe a que las tensiones de corte que han sido arnplificadas por la
resonancia, se dividen por tensiones normales que son relativarnente menores que las
de las otras presas, dada la men or altura de Veta del Agua. En Cerro Negro las razones
de tensiones son tarnbien altas aunque menotes que las de Veta del Agua.
En consecuencia, en rerminos de solicitaciones se podrfa predecir una mayor probabilidad de falla por licuefacci6nen la presade Veta del Agua, en primer lugar, yCerro Negro
en segundo Iugar. La probabilidad de una falla de este tipo es baja en El Cobre ~ 4.
Por otra parte, si se consideran diferentes mecanismos de falla de estabilidad de los
taludes y se supone un aumento de la presion de poros de los suelos saturados, de
acuerdo a resultados obtenidos en investigaciones en ensayos triaxiales no drenados,
ejecutados en muestras no perturbadas de cada presa, se obtienen los resultados que se
resumen en la tabla 5.6 para calculos de desplazarnientos en bloque provocados por las
diferentes historias de aceleraciones. Se observa que usando la historia de Almendral
se calculan desplazarnientos de hasta 87,5 ern para Veta del Agua y de 66,5 ern para
89
CAPITULO 5
Cerro Negro. Los desplazamientos correspondientes al acelerograma de Llo-Lleo son
del orden de 70% de los de Almendral. Ninguna de estas historias provoca desplazamientos residuales en El Cobre.
Tabla 5.6
Modos de Falla con Desplazcmiento Residual del Taud de Aguas Abajo
Bases de Caculo:
1. Metodo de Mc:Xdisi &Seed (1978)
2. Sismo del 03.03.85 escalade a 0,24 g
Desplazamiento Residual (em)
Pres a
H~toria
ALN50E
El Cobre f\f1 4
Veta del Agua N2 l
Cerro Negro f\f1 4
de Aceleraciones:
LLN80E
0
0
87.5
66.5
62.7
40.9
Estos resultados confirman que se podrfan tambien predecir altas probabilidades de
falla sfsmica por desplazamientos de los taludes de las presas de Veta del Agua No 1
y de Cerro Negro ~ 4. La presa El Cobre No 4 deberfa tener un comportamiento
satisfactorio para un sismo con las caracterfsticas del terremoto del3 de marzo de 1985.
<I
II
(,
En efecto, e13 de Marzo de 1985 fallaron las presas de relaves Veta del Agua N' 1 y
Cerro Negro N' 4 con consecuencias del vaciamiento de los relaves almacenados y
destrucci6n de los muros perimetrales. En contraste, la presa El Cobre ~ 4, ubicada
a similar distancia epicentral que Veta del Agua, mostr6 un comportamiento satisfactorio.
De acuerdo a los an:ilisis anteriores, los modos de falla posibles en las presas dafiadas,
habrfan sido licuefacci6n de las arenas de los muros o desplazamientos residuales
excesivos del talud de aguas abajo. La hip6tesis de licuefacci6n involucra desplazamientos de magnitud indefinida, como fallas de flujo, los cuales claramente posibilitan
el escurrimiento de los suelos embalsados. Los desplazarnientos residuales limitados
causados por deslizamientos de taludes, no conducen necesariamente al vaciamiento
a menos que la brecha conecte ala cubeta con el talud de aguas abajo.
Cabe destacar que el bue1. 0omportamiento de El Cobre N° 4 se cumpli6 a pesar de que
el Factor de Seguridad S!smico de algunos mecanismos pudo haber sido inferior a uno
en algunos instantes durante la ocurrencia del sismo. De hecho, tanto esta presa, como
otras quesoportaron losefectos del terremoto, sufti6 agrietamientos pordeslizarnientos
de relaves recien colocados, sobre el talud de aguas abajo, o por deslizarnientos del
talud de aguas arriba, debidas a la licuefacci6n de los suelos embalsados en contacto
COMPORTAMIENTO SISMICO
DE TALUDES
con este talud. Estos tipos de comportamiento se estiman como inevitables en una pres a
de relaves en operaci6n y refuerzan la conclusion, referente a que el disefio sfsmico de
las presas de relaves debe basarse en caJ.culos de deformaciones mas bien que en
factores de seguridad. Las deformaciones tolerables se deben defmir en funcion del
riesgo de vaciamiento.
Las presas de Cerro Negro y de Veta del Agua fallaron de manera pre visible para las
solicitaciones del sismo del 3 de marzo de 1985, porque los desplazamientos fueron
excesivamente gran des para las dimensiones de los diques de que elias disponfan. Esto
es valido tanto para el modo de falla de flujo, que con mayorprobabilidad afecto a Veta
del Agua, como para el modo de desplazamiento del talud de aguas abajo que podrfa
haber ocurrido con mayor probabilidad en Cerro Negro.
Las inclinaciones de los taludes, que ciertamente eran muy empinados en Cerro Negro
y Veta del Agua, tuvieron naturalmente una influencia en las grandes magnitudes de
las aceleraciones, tensiones de cm-te y deforrnaciones calculadas para estas dos presas.
En conclusion, el anruisis de tres casos hist6ricos de comportamiento sfsmico de
taludes, confirrna los riesgos de falla que presentan estas estmcturas de suelos. Se
confirrna ademas la capacidad de los metodos analfticos descritos para predecir la
ocurrencia de las fallas.
POTENCIAl Y CONSECUENCIAS DE FALLAS DE TALUDES
Las consecuencias de la mptura de un talud dependen de la naturaleza del mecanismo
de falla, de las propiedades de los suelos involucrados y de la funci6n estructural que
cumple el talud. Se deben distinguir los siguientes casos:
Corrimientosd~ Laderas de Suelos No Cohesivos
,_
El factor de seguridad sfsmico, que es el valor recfproco del Potencial de Falla de un
talud, en suelos no cohesivos, se puede estimar en primera aproximaci6n, como:
tg0(1 - atg~)
FS = -- -
(5.3)
a+tg ~
en que:
a : es el coeficiente de aceleraci6n sfsmica horizontal
0 : es el angulo de roce intemo del suelo
~ : es el angulo de inclinaci6n del talud
Laaceleraci6n crftica, que es la aceleraci6n mfnima requerida para veneer la resistencia
remanente del balance de fuerzas estaticas, es:
acrft = tg (0- ~)
(5.4)
91
Las superficies de falla son paralelas ala superticie del talud y los conimientos traen
como consecuencias la destruccion de edificios fundados superficialmente, el
agrietamiento de pavimentos y el desplome de muros de contenci6n, como ocunio
tfpicamente en las arenas de dunas de Refiaca y Santo Domingo, en 1985.
Deslaves de Laderas de Suelos Saturados
La ocorrencia de un sismo posterior a un periodo de intensas precipitaciones, provoca
el deslizamiento superficial de masas de suelos saturadas, con caracteristicas de
corrientes de barro o avalanchas. Estos deslaves tienen un gran poder destructivo
debido a la baja resistencia del suelo, que puede estar incluso licuado, y a la energfa
potencial correspondiente a grandes masas desprendidas de taludes muy altos, la que
puede ser capaz de arrastrar bloques de roca, arboles y escombros, a grandes
velocidades.
Las consecuencias son destrucci6n masiva de edificios y obras ubicadas al paso,
represamiento de cauces, destrucci6n de puentes y vfas vi tales. Fallas catastr6ficas de
este tipo ocurrieron en la Amazonia Ecuatoriana, en el sismo del 5 de marzo de 1987,
incluyendo la destrucci6n de 40 km de la Carretera de Quito a Lago Agrio y del
Oleoducto Transecuatoriano, aislando los yacimientos petroliferas de Lago Agrio de
las Refinerias y centros de consumo.
DesiilamientO$ ~n
~loque
El factor de seguridad de taludes que pueden fallar por deslizamientos de bloques o
prismas, se puede calcular por aplicaci6n de teorias de equilibria plastico. En estos
casas se determinan los mecanismos de falla criticos y se les aplican metodos de
equilibria de fuerzas en condici6n de ruptura, como las desarrolladas por Bishop,
Morgenstern-Price, Lowe-Taylor, entre otros.
Los mismos procedimientos sirven para calcular la aceleraci6n critica que es la
aceleraci6n necesaria paraequilibrar las fuerzas solicitantes con las fuerzas resistentes.
Durante los intervalos de tiempo en que las aceleraciones s1smicas exceden la
aceleracion crftica, el factor de seguridad es inferior a uno y se produce un desplazamiento. Lamagnitud del desplazamiento total es igual a lasumade los desplazan1ientos
calculados por doble integraci6n de la funci6n de aceleraci6n sismica menos aceleraci6n crftica versus tiempo (Newmark, 1965; Makdisi y Seed, 1978).
La variable mas importante es la presion de poros que se genera en las potenciales
superficies de falla. Dn1sticas reducciones de las resistencias a1 corte, asociadas a
aumentos de las presiones de poros, provocaron los deslizamientos masivos de taludes
del valle del rio San Pedro, desagtie del lago Rifiihue, en Chile (1960) y de los
acantilados de Turnagain Heights, en Alaska (1964) cuyas similitudes se aprecian en
las figuras 5.11 y 5.12.
I
COMPORTAM/tNTO S/SM/co
DE TALUDtS
Folios de Flujo
La disminuci6n de resistencia a1 corte de la estructura de un suelo, debido a aumcntos
de presiones de poros y de deforrnaciones, hasta ellimite de resistencia residual, ha sido
la causa de fallas de flujo en que los suelos de taludes han escurrido como fluidos
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Esco lo n
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PERFIL DEL SUELO DE5PUE5 DEL TERREMOTO
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-
Fig ura 5. 11a
DESLIZAMIENTO SISMICO DE TURNAGAN HEIGHTS. ANCHORAGE. ALASKA. 1964. MECANISMO DE
FALLA (SEEDY WILSON. 1967).
Eta pas dt
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Figura 5. 11 b
DESLIZAMIENTO RINIH UE N2 3. CHI LE. 1960. MECANISMO DE FALLA (DAVISY KARZULOVIC. 1961).
Figura 5.11
FALLAS DE DESLIZAMIENTOS MASIVOS DE TALU DES NATU RA LES POR DISMINUCION DE RESISTENCIA EN
SUELOS COMPRESIBLES.
93
CAPITULO 5
Rifiihue
Turnagain Heights
(Ch71e)
t
(Alaska , USA)
Profundidad
ProfundiOod
(m)
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Figura 5.12
PERFILES ESTRATIGRAFICOS DEL SUBSUELO. DESLIZAMIENTOS DE
RINIHUE. CHILE (1960) Y TURNAGAIN HEIGHTS, ALASKA (1964). ·
viscosos deformandose en
forma continua, a volumen
constante. Las consecuencias
de estas fallas sonIa destrucci6n total de las estructuras
formadas por estos suelos,
fundados sobre ellos o contenidas por ellos, como en el
caso de taludes de presas y
embalses; Ia inundaci6n de
terrenos adyacentes y los dafios de las obras emplazadas
dentro del area inundada.
La velocidad deescurrimiento
de los suelos licuados, Ia altura
de la ola, el tiempo de llegada
y la extensi6n de las areas
inundadas, se pueden calcular usando programas tipo
DAMBREAK (Tschantz,
1988; Troncoso y Lobos,
1991). De este modo se puede
predecir el riesgo asociado al
potencial de falla de flujo de
un talud a distintas distancias
aguas abajo de el.
CaQftulo6
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I D/.SENO SISMORRESI'S'TENTE i
[ D (-~ ( -~ N· D A ~ "/. 0 .N E' S I
DANOS SISMICOS DE FUNDACIONES
Los dafios que afectan a las fundaciones de edificios y de obras civiles como
consecuencia de movimientos sfsmicos, se deben, en general, a comportamientos
desfavorables de los suelos con que interactuan. En el capftulo 4 se estableci6 que estos
comportamientos desfavorables se relacionan con densificaci6n, debilitamiento por
aumento de presi6n de poros, licuefacci6n y ebullici6n de los suelos.
Las fundaciones superticiales aisladas, tipo zapatas, son las que experimentan mayores
dafios sfsmicos, debido a los asentamientos diferenciales que se producen como
consecuencia de la respuesta diferente de elementos de suelos de diferentes propiedades. Dado que la heterogeneidad es una caracterfstica natural de los dep6sitos de suelos,
es inevitable que las deformaciones permanentes, causadas por las solicitaciones
sfsmicas, sean diferentes y de distribuci6n emitica dentro del area de replanteo de una
obra. La ocurrencia de descensos diferenciales provoca distorsiones que pueden ser
intolerablemente altas y ,eventualmente, causarel colapso de las estructurassoportadas.
Las fundaciones profundas, tipo pilotes o tablestacados, resultan severamente daiiados
cuando los suelos en que se encuentran hincados sufren perdidas importantes de su
resistencia a1 corte, disminuyendo por lo tanto, la capacidad de soporte por race lateral
y por punta. Las consecuencias comunes son hundimientos, desplazamientos laterales,
pandeo y arrancamiento de los pilotes o las tablestacas afectadas.
La ebullici6n o efecto de arena movediza se presenta cuando un suelo es sometido a
fuertes gradientes de escurrimiento, debido a aumentos de presiones de poros
generadas en un estrato subyacente. En estos casas la mezcla de agua y suelos a presion,
provenientes del estrato inferior, percola a traves de la estructura del estrato superior
y, si el gradiente llega a ser crftico, arrastra partfculas s6lidas, forma chimeneas y
sedimenta en la forma de conos alrededor de pequefios cniteres sabre la superficie del
terreno. Las fundaciones apoyadas sabre el estrato superficial pueden ser leva11tadas,
giradas o hundidas dependiendo de su ubicaci6n respecto a los volumenes de suelos
afectados y de las cargas que soporten. Estas fallas pueden ocurrir aun cuando el estrato
de fundaci6n sea denso y firme.
95
I
II
.._," I I V L V
V
Se analizanm a continuacion las medidas que se pueden adoptar en e1 disefio de
fundaciones para prevenir y mitigar las consecuencias de terremotos de fuerte
magnitud.
FUNDACIONES SUPERFICIALES EN DEPOSITOS DE SUELOS QUE
PUEDEN DENSIFICARSE
Si la prospecci6n del subsuelo revela la existencia de un estrato ode un bols6n de suelo
grueso cuya densidades menor que la correspondiente ala lfnea de estado crftico que
relaciona densidad relativa y presion de contmamiento (Castro, 1969), dentro de la
zona de influencia de la planta de fundaciones de una obra, significa que este suelo se
densificara al ser sometido a esfuerzos de corte capaces de provocar deformaciones
mayores que un cierto limite propio del suelo.
Para prevenir o mitigar los dafios por densificaci6n sfsmica se pueden adoptar medidas
como las siguientes:
F
s
Sl
p
d
T
F
de
Ul
L
di
fiJ
m
m
E1
ex
Compactaci6n Dinamica
Consiste en generar ondas, por impacto de una masa de varias toneladas, en cafda libre
sobre el suelo, que se propaguen a niveles de deformaci6n may ores de 1Q- 1 por ciento,
de manera de obligar a las partfculas de suelos a desplazarse a posiciones mas estables.
En el punto de impacto se forma un crater que es subsecuentemente rellenado con
suelos compactados. En suma se consigue un deposito mejorado de mayor densidad.
Para alcanzar una densidad relativa mayor que la crftica, puede ser necesario efectuar
la compactaci6n dinamica en dos o tres etapas complementarias. La profundidad del
mejoramiento y la efectividad del metodo dependen de la granulometrfa, grado de
saturaci6n y permeabilidad de los suelos y, por lo tanto, debe ser comprobada
experimentalmente mediante monitoreo durante la constmcci6n. Como ejemplo, el
aumento de la densidad relativa de un estrato de arena gmesa, seca, desde 50 hasta 75
(%),en un espesor de 3 a 5 m, puede requerir 3 etapas de impactos aplicados con un
peso de 2.5 ton, en cafda libre de 8 m, cada 6 m de distancia horizontal.
Vi
0
en
FU
Lo
un
OCI
de
sol
yp
ger
res
Las comprobaciones mas simples se pueden realizar con ensayos geoffsicos de
propagaci6n de ondas, correlacionando la velocidad de onda generada por impactos de
una masa, con la densidad del suelo.
aur:
Compactaci6n con Explosives
cc
Consiste en generar ondas por detonaci6n de cargas de explosivos para lograr efectos
similares ala compactaci6n dinamica. Mitchell (1988) ha reportado la obtenci6n de
beneficios adicionales de mejoramiento de la resistencia de arenas, densificadas por
explosiones, atribuibles a reacciones qufmicas entre los gases liberados por las
explosiones y las partfculas de suelos.
ASl
96
Me
El ~
me'
mru
sec
DISENO SJSMORR~SISTtNTE
DE FUNDACIONES
'--
Pilotes de Compactaci6n
Son pilotes destinados a densifica.r los suelos por desplazamiento del volumen de
suelos equivalente al volumen de cada pilote y por las vibraciones de la hinca. Los
economicos son de madera, si no hay riesgos de
pilotes de compactacion
degradacion, o de hormigon.
mas
'-
'-'-
Tam bien se pueden hacer pilotes de grava o arena formados in-situ por sistemas tipo
Franki. En este ultimo caso se hinca un tuba de acero de alta resistencia, de unos 60 ern
de diametro con su extremo inferior tapado por un taco de hormigon, impactando con
un martinete sobre este taco, hasta alcanza.r la profundidad requerida de mejoramiento.
Luego de alcanza.r la profundidad requerida se procede a desfondar el tubo desprendiendo el taco de hormigon con impactos de mayor altura, rnientras se sujeta
firmemente el tubo en posicion con cables. En seguida se retira gradualmente el tuba,
mientras sim ultanea.mente se vacfa grava o arena gmesa que se com pacta con el mismo
martinete, hasta formar una columna continua de suelo denso y, ala vez, permeable.
Estas columnas pueden servir, ademas, de drenes verticales para disipar eventuales
excesos de presiones de poros.
Vibroflotaci6n
'-
Consiste en densificar una arena por vibraciones aplicadas por una sonda que penetra
en el suelo e inyectar simultanearnente arena de emprestito en suspension.
FUNDACIONES EN SUELOS COMPRESIBLES SATURADOS
''-
Los suelos compresibles saturados disminuyen de volumen, cuando son vibrados por
un sismo, solo cua.ndo su permeabilidad es suficientemente alta para que los fluidos que
ocupan los espacios interparticulares puedan escuni.r y pe1mitir el reacomodarniento
de las partfculas solidas, en los cortos intervalos de tiempo que caracterizan a estas
solicitaciones dinamicas. Siesta condicion nose cumple, sea porque el suelo es fino
y poco permeable, o porque las condiciones de borde impiden el drenaje nipido, se
generan presiones de poros positivas en los fluidos confinados en los poros y la
resistencia y capacidad soportante del suelo disminuyen.
Medidas recomendadas, para prevenir la ocurrencia de fallas de fundaciones por
aumento de presiones de poros, son las siguientes:
\.__
Calculo Realista de Ia Capacidad Soportante de Fundaciones y
Asentamientos
El aumento de las presiones de poros se produce en fmma gradual y progresiva, a
medida que transcurren los ciclos de carga y desca.rga de un sismo, y alcanza un valor
maximo al termino del even to. Por lo tanto, para calcular el factor de seguridad sfsmico
se deben considerar diferentes instantes de tiempo, durante y al fmal del sismo,
97
I,
CAPITULO 6
tom an do en consideraci6n la historia de aceleraciones, definida por el sismo de disefio
y la historia de presiones de poros, definida por ensayos cfclicos no drenados, de
manera de combinar las solicitaciones sfsmicas con las presiones de poros correspondientes al mismo tiempo. Noes realista considerar las solicitaciones calculada.<; para
las maximas aceleraciones que ocurren en un cierto intervale acotado de tiempo, con
las resistencias mfnimas calculadas para las maxim as presiones de paras a que se llega,
generalmente, a1 final del evento.
Una vez definido el valor realista de las presiones de paras se debe calcular la capacidad
soportante en rerminos de tensiones efectivas. En fundaciones profundas se debe
calcular la resistencia de fuste y la resistencia de punta disminuidas par los aumentos
de presiones de poros.
Un ensayo util, que aporta antecedentes realistas para la prediccion de estas variables,
considerando las condiciones naturales in-situ, es el de Piezo-Cono-Penetr6metrq, en
que se registran simult:lneamente la resistencia lateral, fs, la resistencia de punta, qc,
y la presion de poros, ud, en ensayos rapidos no drenados.
Los aumentos de presiones de poros ocasionan tam bien disminuciones del modulo de
compresibilidad y esto significa mayores asentamientos durante la ocun·encia de
sismos. Esta condici6n afecta a toda fundacion cuyo ancho basal sea hasta 2 veces la
profundidad del estrato compresible, por lo tanto es especialmente importante en el
caso de grandes obras, como las presas, que comprometen por su extension hasta
estratos muy profundos.
Drene$
Los excesos de presiones de poros pueden liberarse mediante la construcci6n de drenes
que penetren en los estratos compresibles y posibiliten el flujo nipido del agua,
impidiendo asf las disminuciones drastic as de las resistencias. Naturalmente este flujo
significara asentamientos que deberan ser considerados en el ca.lculo de fundaciones
a partir de determinaciones de reducciones de volumen hechas en ensayos de corte
drenados.
I'
La construccion de estos drenes se puede hacer como pilotes de gravas o arenas segun
se explic6 en el Art. 6.2.
li
I,
I
La vida util de los drenes depende del cuidado que se ejerza en el disefio y en la
construccion. En particular, en el caso de drenes verticales, el procedimiento de
perforacion debe evitar la formacion de una costra perimetral impermeable por
remoldeo. Ademas, el material de relleno del dren debe cumplir criterios de filtro, o
debe estar rodeado por una capa de filtro o para membranas geotextiles para evitar la
colmatacion.
Excavaci6n y Reemplazo
En el caso de estratos superficiales en los que la presion de poros puede provocar
98
DISENO SISM ORRESIST~NTt
DE F UNDAC ION~S
~
licuefaccion, la solucion mas economica sueJe ser excavar el suelo y reemplazarlo por
rellenos artificiales compactados.
En Chile existen excelentes ejemplos de rellenos compactados que han soportado
sismos de fuerte magnitud sin sufrir asentamientos detlimentales ni licuefacci6n. Para
la construcci6n de estos rellenos se ha especificado nonna1mente densidades relativas
mayores de 75 por ciento. La justificacion de este valor se encuentra en la figura 6.1
en que se resumen experiencias de casos reales tanto de licuefaccion como de
comportamiento satisfactorio, en sismos ocurridos en diversos pafses, en los cuales se
ha verificado que no ha habido licuefaccion en depositos de densidad relativa mayor
de 75 por ciento.
Mejo~amientoo
por lny~cioo
Dado que los suelos mas vulnerables a sufrir efectos dettimentales por aumentos de
presion de poros son los suelos no cohesivos, que de pen den totalmente de la resistencia
por roce, proporcional ala tension efectiva, para desarrollar su capacidad soportante, una soluci6n conveniente es inyectar productos qufmicos que creen vfnculos de
cohesion interparticulares.
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Figura 6.1
POTENCIAL DE LICUEFACCION.
99
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Para e.stos efectos se usan lechadas de cemento, morteros y de resinas que pueden
escumr a traves de los poros del suelo y alcanzar desde un sondaje de inye<.:d6n hasta
una distancia de algunos metros, mejorando efectivamente un volumen significativo
del deposito.
Los suelos mas fmos son mas diffciles de inyectar y requieren cementos finos
especiales. Por otra parte, siendo la penneabilidad una de las propiedades mas
dependientes de los detalles geologicos como vfas preferenciales de escunimiento, es
necesario monitorear la efectividad y el avance del mejoramiento, pudiendo usarse
para estos efectos los ensayos de propagacion de ondas.
La presion de inyeccion debe controlarse de manera que no exceda ellfmite que cause
fractura hidniulica.
EMPUJES SISMICOS
Las fundaciones de muros y tablestacados de contencion deben dimensionarse para
resistir los empujes adicionales de los suelos contenidos, desanollados durante la
ocurrencia de sismos, y los empujes equivalentes a los excesos de presion de poros
generados por las fuerzas de inercia. Los empujes sfsmicos de suelos pueden calcularse
por las f6nnulas derivadas por Mononobe-Okabe a partir de la teori'a de Coulomb. Al
respecto debe considerarse que el incremento de las presiones sfsmicas, sobre las
presiones estaticas, tiene una distribucion creciente con la altura, lo que conesponde
a una tendencia inversa a las presiones estaticas.
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E V A L U· A C 1· O· N
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ETAPA DE EVALUACION
La complejidad de los problemas de estabilidad que involucran a masas de suelos, ha
hecho necesario desarrollar metodologfas de disefio y construcci6n integrados para
optimizar los proyectos de fundaciones, presas, dep6sitos de relaves, puertos y otras
obras mayores. Estas metodologfas se basan en la incorporaci6n al proyecto de
observaciones del comportamiento de los suelos, recogidas en unaetapadeevaluaci6n,
durante y despues de la construcci6n. Los antecedentes deiivados de la evaluaci6n son
retroalimentados en los modelos de disefio con el prop6sito de perfeccionar estos
modelos.
Los instrumentos de evaluaci6n son sensores que miden la evoluci6n de las variables
influyentes en las ubicaciones
crfticas.
mas
mas
En el capitulo octavo se describini en detalle la metodologfa de disefio y construcci6n
integrados, aplicada al disefio antisfsmico de dep6sitos de residuos minerales, y se
ilustrara el rol de la etapa de evaluaci6n dentro del proyecto. Se ha elegido este tipo de
estructuras como ejemplo debido a su gran complejidad y ala alta vulnerabilidad a
fallas ocasionadas por comportamientos sfsmicos desfavorables de los suelos.
En los siguientes artfculos se analizaran las necesidades de evaluaci6n en proyectos de
ingenieria geotecnica antisfsmica y los medias de que actualmente se dispone para
satis facer estas necesidades.
IDENTIFICACION DE VARIASI!S A MONITOREA~
El primer paso en un proyecto de instrumentaci6n consiste en identificar con certeza
las variables que mas influyen en el comportamiento de los suelos. En los problemas
de estabilidad sismica estas variables son:
a.
Presion de Poros: Esta variable esta relacionada con Ia tensi6n deviat6rica
mediante un coeficiente (Skempton 1958) que representa Ia compresibilidad de la
estructura. Este coeficiente es muy variable, dentro de la extensi6n de una masa
de suelos, como funci6n del estado tensional y de detalles de la composici6n
estructural.
101
CA PITULO 7
En primer lugar los panimetros de presi6n de poros son diffciles dedeterminar en
~llab~r~t?rio debido a las_posibilidades de penurbaci6n de las muestras y ala
Imposibi1tdad de com)Cer ctertos estados tensionales naturales. Por estos motivos
el disefio debe basarse inicialmente en una aproximaci6n a los valores reales_
En segundo Iugar, las condiciones de drenaje que permiten la disipacion de las
presiones de poros, dependen de detalles hidrogeologicos menores, muy diffciles
de detectar en las prospecciones de depositos naturales e imposibles de prever
antes de laconstruccion de depositos artificiales. Como ejemplo, basta mencionar
la formaci on de los pequefios lentes de biles saturados («wet seams») que se
descubrieron despues de la catastrofe de Teton Dam (Leonards, 1987).
b.
Tensiones: Las presiones de poros, resistencia y compresibilidad de pen den de las
tensiones que afectan al material. La distribucion de tensiones en un media
inelastico, como es el suelo, depende de los niveles de deformacion que se generen
por las sobrecargas aplicadas y de la interaccion entre masas de diferente rigidez.
Ejemplos tfpicos de distribuciones de tensiones diffciles de predecir son los que
se presentan por interaccion suelo-estructura en muros de contencion y en
fundaciones.
c.
Cornpresibilidad: Los modulos de compresibilidad y de corte son funciones de
la composicion estructural y del estado tensional del suelo, que como se ha
explicado, son variables diffciles de reproducir en ellaboratorio. Por esta razon es
indispensable retrocalcular los valores de los modulos en base a mediciones de
asentamientos durante la construccion de presas de tien·a.
d!.
ResisteHilcia aJ Corte: La teo ria de Coulomb relaciona la resistencia al corte de un
suelo con la tension efectiva, con ei angulo de rozamiento intemo interparticular
y con la cohesion. Par lo tanto, la resistencia depende de la rapidez de aplicaci6n
de las cargas, de las condiciones de drenaje y de la evolucion de la estructura en
el tiempo. Todas estas condiciones requieren de verificaciones in-situ. El ejemplo
tfpico es la fundacion de pilotes, que necesita de pruebas de carga para ratificar la
capacidad soporiante, predicha por teorias de equilibria plastico y porecuacion de
propagacion de ondas aplicada a la hinca, y para precisar los valores de los
coeficientes de reaccion del suelo.
l
,l i
MONITOREO DE PRESIONES DE POROS
Las mediciones de presiones de poros se hacen con piezometros tipo sondaje o celdas
con diafragmas de presion.
I'
Los piezometros tipo sondaje se denominan tam bien piezometros Casagrande y son
pozos en que se puede medir directamente el nivel libre del agua. Este nivel se
denomina nivel freatico, profundidad de napa de agua subten·anea o nivel de superficie
libre deescurrimiento. El diametro del sondajeesel mfnimo suficiente para colocaruna
tuberfa de proteccion, que normalmente es una cafieria de fierro gal vanizado ode PVC,
102
EVALUACION DEL COMPORTAMIENTO
S/SMICO DE SUELOS y FUNDACIONES
de una pulgada de diametro que tennina
.
por un tubo cilfndrico cer~ico o p
en una punta ptezo~etrica filtrante, formada
pro~gida con malia geotextil, rodea~~ ~~ :gmento de la misma t~Ix;ria petforada y
medici6n del nivel que alcanza el agua de:~! qduel cumdpl.e los hcnt.enos de fi1tro. La
ltc .
.
e son aJe se al:e con una sonda
C . mea SU]etada par Ufl cable marcado en centfmetros; la sonda emite una seiial de
somdo oluz a1 cerrarse un circuito electrico por contacto con el agua.
La vida util de los piez6inetros Casagrande depende de la instalaci6n, la que debe ser
cuidadosa para evitar la colmataci6n de los filtros. El sondaje debe petforarse sin usar
lodo bentonftico a fm de evitar la formaci on de una costra impermeable en los suelos
naturales.
La principallimitacion de los piez6metros Casagrande es el tiempo requerido para
ajustarse a los cam bios de presion, lo que es particularmente inconveniente en suelos
de baja permeabilidad y paradetectarcambiosde presiones inducidas pormovimientos
sfsmicos. Las principales ventajas son el bajo costo y la simplicidad en la operaci6n.
Los piez6metros con diafragma pueden ser neumaticos, de cuerda vibrante o de
resistencia electrica (Dunnicliff, 1988).
Los piez6metros neumaticos operan igualando la presi6n que ejerce el agua sobre una
cara de un diafragma con la presion de un gas aplicada desde un compresor sobre la
caraopuesta, en formacontrolada, como se muestraen la figura 7.1. El diafragmaesta
provisto de un strain-gage que registra sus defonnaciones de tal manera que cuando la
deformaci6n es nul a se sabe que la presi6n del agua de poroses la misma que se lee en
el manometro del compresor.
Los piezometros de cuerda vibrante tienen un alambre tensado sujeto al centro del
diafragma que recibe la presi6n de poros. La frecuencia de esta cuerda cambia con la
tension y, por lo tanto, se mide el cambio de frecuencia y por calibraci6n, se detennina
la presion que causa este cambio.
Los piez6metros de resistencia electrica se basan en el ptincipio que la resistencia de
un filamento conductor varia proporcionalmente con su longitud. Por lo tanto, la
presi6n del agua sobre el diafragma del piez6metro se determina midiendo la
resistencia de un filamento adosado, con un puente de Wheastone, y multiplicando esta
resistencia por el factor de calibraci6n del sensor.
Las ventajas de los piez6metros electricos son su rapidez de respuesta a los cam bios
de presi6n, facilidad de lectura y posibilidad de leer presiones menores que la
atrnosferica. Las desventajas de algunos modelos son: deterioro por corrosion y bajo
nivel de voltaje de salida. Los piezometros neumaticos tam bien son de respuesta rapida
pero de mayor complejidad en la lectura que los electricos.
La instalaci6n de los sensores piezometricos es simple cuando se implantan en un
relleno artificial, y algo mas diffcil cuando se implantan en sondajes. En todos loscasos,
se requiere que esten saturados y que queden rodeados por materiales de filtro. Los
cables o tuberias deben quedar protegidos de esfuerzos de tracci6n, juntandolos en
103
Sum inistro de gas
Figura 7.1a
I
Figura 7.1b
PIEZOMETRO DE CASAGRANDE.
PIEZOMETRO NEUMATICO.
Cable
elect rico
~ffc~~1co
f
Contador
d e frecuencio
~I
Uniclad de
lecture
r----o
Sella esp~ciol
o relteno
Sella d e
Bentonitg
Arena
Cuerda Vibrcnte
Sensor
Transdu ctor de
·presion strain gage
Pulsador
Diafrogma
Fi ltro
Figura 7.1c
Figura 7.1d
PIEZOMETRO DE CUERDA VIBRANTE.
PIEZOMETRO DE RESISTENCIA ELECTRICA.
Figura 7.1
104
DIFERENTES 11POS DE PIEZOMETROS CDUNNICLIFF. 1988).
EYALUACION DEL COMPORTAMIENTO
SISMICO DE SUELOS Y FUNDACIONES
tuberias y d:fudoles una longitud extra de un cinco por ciento, como minimo en un
trazado sinusoidal, para evitar cortes.
MONITOREO DE DEFORMACIONES
L os desplazamientos horizon tales se miden con hitos topograficos a nivel de superficie
y con inclin6metros a diferentes profundidades.
El inclin6metro es un torpedo que contiene dos aceler6grafos que miden, en dos pianos
verticales, las inclinaciones del eje a medida que viaja por el interior de un sondaje
habilitado con una tuberia pro vista de ranuras de gu:fa. La curva deformada de la tuberia
se determina por trigonometria. En la figura 7.2 se muestran detalles del instrumento.
Los desplazamientos verticales se miden con hitos topognificos en superficie y con
asentimetros o extens6metros en profundidad (figura 7.3).
El asentimetro es un implemento que de tecta la profundidad de las cop las telesc6picas
de una tuberia, como se muestra en la figura 7 .4, o de anillos sensores de inducci6n
electrica (figura 7.5).
INflUENCIA DEL MONITOREO EN ~L DISENO ANTISISMICO
El objetivo de la etapa de evaluaci6n es reducir los costos de la construcci6n de una
obra. El monitoreo del comportamiento real de las variables mas relevantes, permite
cumplir este objetivo al perfeccionar el conocimiento de las propiedades de los suelos
involucrados, como se comprobara en los siguientes ejemplos:
Figura 7.2a
SISTEMA DEL INC LINOM ETRO .
Figura 7.2b
PRINCIPIO DE LA O PERA C ION DEL
INCLINOMETRO.
Figura 7.2 MEDICION DE DESPLAZAMIENTOS HORIZONTALES CON INCLINOMETRO (CORTESIA
SLOPE INDICATOR COMPANY) .
105
CAPITULO 7
_,...-Cobe-zal de
ref e rencia
.,
Tube-ria
de
3a.ce~~
-~'
)
-·\
..
/Suelo
I
(
IUI!IUII~·
llJ
ll
/
Mang)Je> ro
Jlllftllll~ If
hidraul1co~
Tubo PVC con
barra interio r
de> 1/l,"
.r Sondaje 3"
..
·;
f·'
An~lqje .
hidraLJI1co"-
•
Figura 7.3a
EXfENSOMETRO MECANICO.
~~~
Figura 7.3b
INSTALACION DEL EXfENSOMETRO
MECANICO CON ANCLAJES
HIDRAULICOS.
Figura 7.3
EXfENSOMETRO MECANICO. (CORTESIA SLOPE INDICATOR COMPANY)
106
I·}
EVALUACION DEL COMPORTAMIENTO
SISMICO DE SUELOS Y FUNDACIONES
\_
"--
Huincho
graduada
"-'\_
PC
'--
'-
'-----'
lmplemento
'-
exr-:and ida
en
borde inferior
de tuberia
"--
~Coplas telescopicas
'-
de
'-----'
12"
'--'
'--'
"-'-----'
-t
Figura 7.4
TORPEDO DE ASENTAMIENTO.
'-
f:~y,t-r
Mangue.ra f lexible corrugado
~<~·-.·
..
con onillos sensores
Secci6n corrugada
con cmi llo sensor
.
en tuberia de incli--~,/
nometro
"'"""•··"(,,
Bo'o do
.
'
(
J
"'- ·-·~·~=;~u;;:".~u~
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J-Ccplo SONDEX
on~l~~~'fnsores
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~I
I
ani los sensores-......._
Coplo de .t u.berlo
de 1ncl1nometro-......_
Tubecio de
'nol,nomotco do 2
~Rolleno de
75"~
inoxidable pare
· .
. .
rI
Sen,oc SON OEX
a nillos se nsores
vatv1 u~g~~~~rrcu:>n
--.. . . .__
Peso de ace ro
a ) Partes componentes
'-
Figura 7.5
'-
SISTEMA PARA MEDIR LOS ASENTAMIENTOS
(SONDEX) .
b)
Esquema de Ia !nstalactOn
107
'---
CAPITU lO 7
Coso I. Fundacion de un edificio sobre suefos de alto
potencial de licuefaccion
Considerese el proyecto de un edificio de varios pisos que se debe consuuir sabre un
deposito estratificado de arenas saturadas de densidad media. Los calculos del
potencial de licuefacci6n, ejecutados con ensayos triaxiales c1clicos, indican que estos
suelos podrfan licuarse si ocurriese un terremoto de magnitud 8.4; sin embargo, existen
dudas respecto ala representatividad de los ensayos triaxiales, debido ala inevitable
perturbaci6n de las muestras y a las diferentes condiciones de drenaje del terreno
respecto allaboratorio.
Dada la altura y peso de la estructura, la soluci6n altemativa serfa fundaciones de
pilotes, lo que significarfa quintuplicar el costa de las obras de fundaci6n, para un
evento de probabilidad de ocurrencia de un diez por ciento dentro de la vida util del
edificio.
La soluci6n con monitoreo es una fundaci6n de losa rfgida superficial, con
recompactacion del sellae instalacion de piezometros y extenso metros de multinivel
para verificar, durante la construcci6n yen los prim eros afios de vida util del edificio:
• el asentamiento de diferentes estratos
e
la presion de poros a diferentes niveles
Con estas mediciones se puede calcular el modulo de com presibilidad de cad a estrato,
y el coeficiente de presion de poros de Skempton, analizando los datos de la
construccion como una prueba de carga a escala real. El potencial verdadero de
licuefaccion de cada estrato se puede calcular por retroalimentaci6n de los datos,
obtenidos en los modelos mecanicos perfeccionados del suelo.
El resultado mas probable de la evaluaci6n sera que la fundaci6n superficial es
satisfactoria. Por otra parte, en la eventualidad de baja probabilidad que se compruebe
el riesgo de licuefaccion en algun estrato, este se puede mejorar por inyecciones
limitadas.
Coso II. Fundacion de un edificio sobre terrenos
de alta amplificacion
Se presenta el problema de resonancia por coincidencia del pe1iodo predominante del
suelo, con el perfodo propio del edificio, pero se tienen dudas respecto ala estimacion
del modulo de corte dinamico del subsuelo.
Las soluciones disponibles son, refuerzo de la superestructura en un treinta par ciento
para tamar las fuerzas arnplificadas o aislacion de la base, ambas de alto costa y con
posiblidades de requerir cam bios mayores de arquitectura.
La alternativa con monitoreo consiste en fun dar en forma convencional y verificar los
valores reales de los modulos de compresibilidad y co1te, mediante control de
asentamientos y presiones de poros durante la consuucci6n.
108
EVA LUAC/ON DEL COMPOR TAM IENTO
SISM ICO Dt SUtlOS Y FUNDACIONES
En el caso eventual que fuese necesario modificar el periodo predominante del suelo,
esto se puede lograr por inyecciones o drenajes de los estratos debiles, de manera que
los m6dulos aumenten o no disminuyan durante Ia ocmTencia de un sismo de fuerte
magnitud.
~
Coso Ill. Presa sobre suelos compresibles heterogeneos
Las soluciones de alto costo son excavar y reemplazar los suelos compresibles o
proyectar taludes muy tendidos, para aumentar los facto res de seguridad sfsmicos. Se
presentan dudas con respecto a la representatividad de las prospecciones.
'-
La solucion altemativa es hacer una apreciacion realista de Ia probable extension e
influencia de las unidades debiles, en Iugar de permitirque las hipotesis mas pesimistas
controlen el disefio, dimensionar de acuerdo con dicha apreciacion y monitorear
aceleraciones sfsmicas, deformaciones y presiones de poros durante la construccion y
primeros afios de vida de Ia presa. En el caso de baja probabilidad de ocurrencia, que
se verifique una tendencia de inestabilidad, se puede mejorar la fundacion con drenajes
de disipacion de los eventuales excesos detrimentales de las presiones de poros.
Coso IV. Presa de Relaves
'-
"-
Se necesita construir una presa de relaves por el metodo del eje central sobre un
deposito natural de arcillas normalmente consolidadas. Debido a Ia baja resistencia no
drenada de las arcillas, al alto potencial de licuefaccion de los suelos de relaves y a las
altas tensiones de corte del talud de aguas abajo de Ia presa, la solucion trivial es retirar
y reemplazar la arcilla por suelos de rellenos compactados. Sin embargo, el volumen
de rellenos que habrfa que ejecutar en la fundacion, es igual a un treinta por ciento del
volumen de Ia presa y el costo de ejecuci6n es muy alto debido a que el nivel freatico
es superficial. La altemativa es hacer solo un escarpe superficial y pro veer drenes para
acelerar la consolidacion de las fundaciones y de Ia presa.
'--
~
"-
'
La metodologfa de disefio y construcci6n integrados es pmticularmente util en este
caso, debido a que los depositos de relaves se constmyen en forma lenta a lo largo de
muchos afios. Mediante monitoreo de presiones de poros con piezometros, en las
fundaciones yen Ia presa, y de mediciones periodicas de resistencia al corte, con piezocono-penetrometro, se puedeevaluarel avance de laconsolidacion y el correspondiente
aumento de la resistencia, as! como el posible efecto de envejecimiento. Ademas, un
sistema de instrumentacion sfsmica, compuesto por un aceler6grafo interconectado
con piezometroselectricos, permite registrar simult:aneamente aceleraciones solicitantes y presiones de poros sfsmicas resultantes y proporciona Ia evaluacion mas directa
del potencial de ocurrencia de una falla de flujo ode licuefaccion. Las tendencias se
pueden defmir con el registro de eventos de baja magnitud que ocurran durante las
primeras etapas de construccion.
En el caso hipotetico que se compruebe un comportamiento mas desfavorable que lo
anticipado, esta comprobacion tendra Iugar cliando el deposito sea aun bajo y
109
represente un riesgo menor, pudiendo adoptarse medidas corTectivas para evitar una
·
falla a futuro, reforzando el pie o aumentando los drenajes.
La complejidad de los depositos de relaves y la necesidad de optimizar su disefio
antisismicqjustifican trat:aren mayor detalle estas obras como ejemplos de aplicaci6n
de metodologfas de disefio y construcci6n integrados, como se han! en el capitulo
siguiente.
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I
·COQ1tulo 8
I
'I
INTROD UCCiON
Los depositos de residuos minerales son estructuras importantes formadas por suelos
resultantes como desechos de faenas metalurgicas de molienda y concentracion, que
pueden alcanzar dimensiones maximas entre las obras construidas por el hombre. La
construccion de estos depositos se hizo en el pasado por metodos rudimentarios,
considerando que se trataba de acopios de residuos sin valor comercial. Esta pnktica
ocasiono multiples fallas de estabilidad, algunas de las cuales tuvieron desastrosas
consecuencias de perdidas de vidas y contaminacion. La ocurrencia de estas fallas provoco, como natural reaccion, la dictacion de norm as legales estrictas para su construccion
y operaci6n, y la incorporaci6n de elementos de disefio cada vez mas sof"lsticados, que
terminaron por encarecer notablemente las operaciones de disposicion de residuos.
Los p~oblemas de estabilidad son mas complicados en los pafses sfsmicos debido a que
muchos de los suelos que forman los residuos son vulnerables a fenomenos como la
licuefaccion y la erosion. De hecho, las fallas mas catastroficas han ocunido como
consecuencias de terremotos. En esta materia Chile reune condiciones especiales en
que se combinan las necesidades de sus empresas mineras que deben disponer grandes
volumenes de residuos, estimados actualmente en 400.000 ton/dfa, con las limitaciones geograticas caracterizadas por valles estrechos, entre cordilleras altas y el oceano,
intensas precipitaciones, cercanfa de las plantas procesadoras de minerales a centros
urbanos, tierras agrfcolas o cursos de agua, e intensa sisrnicidad. Sumado a estos
facto res debe considerarse la dependencia de la economfa nacional de las utilidades de
la minerfa y, en consecuencia, la necesidad permanente de reducir los costas en los
procesos productivos.
,
Los depositos mas tradicionales se denominan presas de relaves («tailings dams») por
la semejanza entre algunos acopios y las presas de embalse de agua; sin embargo, esta
comun denominacion no debe llevar al error de aplicar a los proyectos de depositos de
residuos, la misma metodologfa o una muy similar ala desarrollada para las grandes
presas. Lo que corresponde es desarrollar estos proyectos en base a conocimientos
avanzados de Ingenierfa Georecnica y a experiencia en la construccion y operacion de
depositos de residuos, integrando, como en todo estudio de estructuras de suelos, la
geologia y la hidraulica. Segun estos principios, se presenta en este capftulo una
metodologfa de disefio y construcci6n integrados para el proyecto de depositos de
residuos minerales, o presas de relaves, en zonas de alto riesgo sfsmico.
111
'-" I l l
II V L V
U
METODOLOGIA DE DISENO Y CONSTRUCCION INTEGRADOS
La metodologfa de disefio y construccion integrados, que a continuacion se propane
para el disefio sismorresistente de una presa de relaves, se refiere al desarrollo de un
proyecto en cuatro etapas: exploracion, disefio, construccion y evaluacion, a ejecutar
en forma continua e integrada, con el prop6sito de optimizar la operacion del deposito
minimizando los costas. Esta metodologfa permite retroalimentar antecedentes utiles,
a obtener durante la operacion, en el disefio, perfeccionando asf la obra en funci6n de
aproximaciones convergentes hacia el conocimiento del comportamiento real de los
suelos involucrados. Una presa de relaves es una estructura muy adecuada para la
aplicacion de esta metodologfa debido a que la construccion de ellase puede desarrollar
en conjunto o como parte de la operacion, a una velocidad de a vance suficientemente
lenta como para permitir aprovechar las experiencias de las primeras fases en el
crecimiento gradual del deposito. Estas aproximaciones permiten evitar la ejecuci6n
de obras demasiado conservadoras y diferir algunas de las inversiones para materializarlas a lo largo de la operacion segun resulten ser estrictamente necesarias.
En este sentido, las solicitaciones sfsmicas presentan condiciones crfticas para la
estabilidad de una presa y generalmente controlan el dimensionamiento de elementos
importantes de disefio, como son las obras de drenaje y evacuaci6n y los requisitos de
construccion de las obras.
La necesidad de minimizar racionalmente los costas de construccion de los sistemas
de disposici6n de relaves, se deben tanto al gran volumen de residuos que deben
acumularse como al alto costo que pueden alcanzar las obras destinadas a mitigar los
graves dafios que puede ocasionar la falla de una presa de relaves. Estas condiciones
adversas de riesgo sismica y las exigencias crecicntes de protecci6n del medio
ambiente, junto con la vulnerabilidad de los relaves a reducir dnisticamente su
resistencia dinamica, o aun a sufrir licuefacci6n, pueden combinarse para encarecer
enormemente un disefio que se base en metodos de calculo originalmente desarrollados para otros tipos de obras, o en correlaciones empfricas de propiedades obtenidas
en suelos diferentes de los relaves mismos. En el hecho, se ha demostrado que los suelos
de residuos minerales pueden exhibir comportamientos mecanicos y dinamicos
bastante distintos de aquellos reconocidos en suelos de depositos geol6gicos naturales
y, ademas, se han encontrado diferencias notables entre propiedades de relaves de
distinta procedencia. Por estas razones se incluye, en este capftulo, una seccion
destinada a revisar las propiedades mas relevantes de los suelos de relaves, incluyendo
especialmente el potencial de licuefaccion de ellos.
Por otra parte, la necesidad de disminuir los costos de las presas se justifica por la
consideracion de que estas estructuras son acopios de residuos generalmente sin valor
comercial ni utilidad para el propietario de elias.
Una vez defmida la metodologfa general de disefio antisfsmico de una presa de relaves,
se describiran, en las secciones siguientes, metodos de an:ilisis y procedirnientos de
c:ilculo adecuados para la resolucion por etapas del problema de estabilidad. El
An:ilisis por Etapas tiene por objetivos:
112
DISENO ANTISISMICO DE DEPOSITOS
D~ R~SIDUOS MINERALES
•
Posibilitar un <J?a.Iisis ~implificado para la generalidad de las presas de altura y
volumen reduc1dos, ub1cadas en zonas en que los dafios de una eventual fall a sean
de menor importancia.
•
Acceder gradualmente a niveles de mayores exigencias de disefio en proporci6n
a la magnitud de la presa, a las consecuencias de una eventual falla y a las
necesidades de reducir el costo de las obras.
•
Posibilitar la realizaci6n de un an:ilisis del mas alto nivel, de acuerdo al estado
actual del conocimiento en ingenierfa antisfsmica y en dinarnica de suelos, para
aquellas presas en que sea necesario predecir con precision el comportarniento
sismico, prevenir una falla catastrofica o adoptar decisiones de alto costo respecto
a los metodos constructivos.
•
Posibilitar la verificacion de la seguridad, la prevencion del riesgo de fallas y,
eventualmente, el refuerzo o la rehabilitacion de presas existentes o en condicion
de abandono.
COMPORTAMIENYO SISMICO DE DEPOSITOS DE RELAVES:
PRESION~S DE POROS Y DEFORMACIONES
Variaciones d~ IOJS Presiones de Poros
El comportamicnto sismico del conjunto estructural, que es la presa de relaves,
depende en gran medida de las variaciones que experimente la presion del agua de
poros, tanto en los suelos de los muros resistentes como en el prism a embalsado. Estas
variaciones son muy importantes debido a que la resistencia de los suelos de relaves
es, salvo excepciones, puramente friccional, vale decir:
-r = a· tg 0
(8.1)
a = a - 11
(8.2)
,_
y:
en que:
't :
resistencia al corte
a : tension normal total
tension normal efectiva
0:
angulo de rozamiento interno
11 : presion de poros
a:
En condiciones estaticas normales la presion de poros queda determinada por la red de
flujo correspondiente ala solucion del a ecuaci6n de Laplace, que regulae! escurrimiento
del agua dentro del medio poroso que forman los prismas de relaves, con las
condiciones de borde correspondientes:
113
CAPITULO 8
(J2h
(J2h
k x · - +kz·-=0
ox2
dz 2
(8.3)
en que:
kx
h
=coeficiente de permeabilidad del suelo en la direccion x.
= potencial hidniulico
Ademas, todo cambio en el estado tensional del suelo involucra un cambio, ~u, en la
presion de poros, dado por:
~u = A·~
(crrcr3) + B · ~ cr3
(8.4)
en que:
A y B = coeficiente de presion de poros
cr 1,cr3 = tensiones principales
Durante la ocurrencia de un sismo, el estado tensional de los suelos varia en proporci6n
a las variaciones de las fuerzas de inercia inducidas por la propagacion de aceleraciones
sfsmicas, provenientes de la roca basal y transmitidas a los suelos de la presa a traves
de los suelos de fundacion. En el proceso de propagacion de las ondas sfsmicas, a traves
de los prismas de la presa, se generan desplazamientos, velocidades y aceleraciones
determinadas, de acuerdo a la teoria propagacio.n de ondas, por la ecuacion:
(J2u
V2 . - ()x2
(J2u
=
--
(8.5)
ae
:j
en que:
u
=
v
=
=
t
=
X
desplazamiento o perturbacion
direccion de propagacion
velocidad de propagacion
tiempo
Esta propagacion de desplazamientos provoca, entre otros efectos, la generaci6n
de distorsiones, de todos los elementos de suelos, y de correspondientes tensiones
tangenciales, relacionadas por:
't=G ·"(
114
(8.6)
DISENO ANTISISMIC O DE DEPOSITOS
.
D£ R£S1DUOS MINERALES
en que:
=
't
=
y
=
G
p
vs
tension tangencial o de corte
dis torsion
modulo de corte del suelo = p(V s) 2
densidad de masa
velocidad de onda de corte
(8.7)
La ocurrencia de estas distorsiones genera incrementos de presiones de poros, cuya
magnitud y cuyo signo dependen de la estructura interna del suelo como se explico en
el capitulo 4. En el caso de arenas o limos, saturados y poco densos, la repeticion de
esfuerzos reversibles, tfpicos de un movimiento sfsmico, provoca incrementos positivos de la presi6n de poros que no alcanzan a disiparse, en el curso de la ocurrencia de
un temblor, si la permeabilidad de los suelos es relativamente baja. En consecuencia,
la tension efectiva normal disminuye, de acuerdo ala ecuacion 8.2, lo que acarrea una
reducci6n del m6dulo de corte, G, ya que:
G
-
= K cr0
j_
2
(8.8)
cr
en que 0 es tension efectiva media, normal. Lareduccion del modulo implica, a su vez,
una mayor deformabilidad de la estructura y, por lo tanto, mayores presiones de poros,
genenindose asf un proceso deempeoramiento progresivo. En ellfmite, se puede llegar
a:
lim
a= 0
(8.9)
U --7 0"
Esta condici6n lfmite se denomina condici6n de licuefacci6n y, en tal estado, un suelo
se com porta como un fluido denso, dan do origen a presiones hidrostaticas y a fallas de
flujo, dentro de los prismas dela presa. Si un sismo es suficientemente largo en duraci6n
y suficientemente fuerte en las tensiones tangenciales generadas, el fenomeno de
licuefacci6n debe ocunir dentro de una presa de relaves, ya que los suelos de relaves
son altamente susceptibles a sufrir el proceso descrito, por su granulometrfa y por su
falta de cohesion. Si en un evento menos intenso, las tensiones o el numero de ciclos
de repetici6n de elias no son suficientemente grandes, la consecuencia puede ser s6lo
un aumento moderado de las presiones de poros y una disminucion proporcional de la
resistencia de los suelos y, por lo tanto, una disminuci6n temporal del factor de
seguridad.
Una vez que el sismo termina, las presiones de poros disminuyen lentamente a medida
que se produce escurrimiento, basta que se restablecen las condiciones de equilibria
estatico previas al inicio del temblor.
115
CAf' II ULU
il
Deformaciones y Desplazamientos lnducidos por
Movimientos Sismicos
Durante la ocurrencia de un sismo, todo punto de la presa de relaves sufre desplazamientos y todo elemento de suelos sufre deformaciones y tensiones de corte. Los
desplazamientos se amplifican o se atenuan dependiendo de la ubicaci6n de los puntas
que se consideren dentro de la presa.
La magnitud de las deformaciones ocasionadas por un sismo determinado, de pen den
de dos propiedades dimimicas fundamentales que son: el m6dulo de corte y la raz6n
de amortiguamiento. Estas propiedades, cuyas definiciones se ilustran en la figura 3.1,
permiten definir las relaciones de tensi6n-deformaci6n de un suelo y calcular la
respuesta de un sistema formado por elementos que posean estas propiedades, a una
excitaci6n dinamica.
Si las tensiones de corte exceden la resistencia del suelo en un punto, se produce una
ruptura en ese punto. Un conjunto de puntas que se encuentra en condici6n de ruptura,
genera una superficie de falla y un volumen de suelos limitado por una superficie de
falla desliza en una pequefia distancia durante cada intervalo en que su factor de
seguridad, definido como el cuociente entre la resultante de fuerzas resistentes y la
resultante de fuerzas solicitantes, disminuye a valores inferiores a uno. Una sucesi6n
de peaks de aceleraci6n que excedan el margen de la resistencia residual, que queda
luego de agotar la resistencia que es justa necesaria para equilibrar las solicitaciones
estaticas, provocara un desplazamiento acumulado neto que sera Ia consecuencia final
del sismo.
El desplazamiento sfsmico de una parte de una presa de relaves puedeser: muy pequefio
y, por lo tanto, despreciable, en cuanto a que la presa no sufrira otras consecuencias que
algunas fisuras; mediano, es decir de algunos centimetros, que significara grietas que
requerinin ser rellenadas para restablecer la continuidad de los prismas y no dejar
iniciadas superficies preferenciales de falla para futuros eventos sfsmicos; mayor, que
puede alcanzar decenas de centfmetros, y cuya consecuencia puede ser de menor a
grave dependiendo del lugar en que ocurra y de las consecuencias adicionales que
puedan generar; y muy grave, no aceptable para disefio, en caso que envuelva la
posibilidad de una brecha que permita el vaciamiento de los relaves embalsados.
Estas diferentes modalidades de comportamiento sfsmico son las que se necesita poder
predecir, a fin deestablecer loscriterios deestabilidad que controlen el dimensionamiento
de una presa de relaves determinada.
PROPIEDADES D!NAMICAS DE LOS SUELOS DE RELAVES
Consideraciones Generales
Habiendo establecido los modos de comportamiento sfsmico posibles de una presa de
relaves, se podra enfrentar con exito las etapas de analisis de estabilidad, siempre que
se conozcan las propiedades dinamicas de los suelos que controlan tales comporta-
116
DISENO ANTISISMICO DE DEPOSITOS
DE RES/DUOS MINERALES
'-
mientos. Estas propiedades de ben detenninarse con la precision que sea necesaria para
asegurar la validez de los resultados de los ana.Iisis te6ricos. En este senti do, mientras
mayor sea la sofisticacion de los modelos matematicos que se propongan para el
amilisis, mayor debeni ser la acuciosidad en la determinacion de las propiedades de los
.suelos. Si esta condici6n nose cumple, los esfuerzos gastados en computaci6n seran
desproporcionados y sus resultados seran de diffcil interpretacion o conducentes a
conclusiones erroneas.
MOdulo de Corte Dinamico
Los suelos son materiales de comportamiento no lineal e histeretico; asf, el modulo de
corte de un suelo disminuye cuando el nivel de deformaciones aumenta, durante un
proceso cfclico de carga y descarga, como se aprecia en la figura 3.2. Esto es especialmente importante en el analisis del comportamiento sfsmico de una presa de relaves
en la que se pueden inducir deformaciones unitarias de 10·3 y 1Q·1 (% ), ya que requiere
considerarqueelementos ubicadosen diferentes posiciones, responderan con diferentes
modulos segun sea la magnitud de las deformaciones a que se les someta durante la
ocorrencia del temblor. Deben, por lo tanto, defrnirse con precision las funciones:
G
~
=G (y)
(8.10)
para los diferentes suelos involucrados en el anal isis. Como se muestra en la figura 8.1,
arenas de relaves de diferente composici6n, compactadas a igual densidad, poseen
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Figura 8.1
MODULO DE CORTE NORMALIZADO PARA UNA DEFORMACION DE l 0 2 % VERSUS DEFORMACION EN
ARENAS DE RELAVES CHILENOS.
117
CAPITULO 8
diferentes curvas de variacion del modulo de corte con la defonnacion. Esto es asi
debido a que el porcentaje de finos influye significativamente en el comportamiento
de la estructura de las arenas.
Ademas, se debe considerar que el modulo de corte varia tam bien a medida que un
suelo evoluciona de acuerdo a Ia historia de tensiones a que es sometido. Esta variaci6n,
que ha sido comprobada en depositos naturales, al comparar curvas de modulo de corte
versus defonnaci6n obtenidas por propagaci6n de ondas in-situ (froncoso, 1975),
debe ser incluida en el amllisis avanzado de estabilidad de una presa, mediante la
obtenci6n de muestras no perturbadas y mediante ensayos de propagaci6n de ondas,
en presas existentes de similar com posicion, y en los suelos de fundaci6n.
Los resultados de ensayos de laboratorio en muestras recompactadas son adecuadas
para predecirel comportamiento de una presa en las etapas iniciales de su construcci6n.
Tales resultados de ben ser modificados para to mar en cuenta los efectos de consolidaci6n y envejecimiento en los analisis de estabilidad de presas existentes, asf como
tam bien, para efectuar un analisis de predicci6n del comportamiento en condici6n de
abandono.
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Ral6n de Amoriiguamiento
La capacidad de amortiguamiento de una estructura de suelos es tam bien funci6n del
nivel de defmmacion, como se muestra en la figura 3.3.
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Figura 8.2
AMORTIGUAMIENTO VERSUS DEFORMACION EN ARENAS DE RELAVES CHILE NOS.
118
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1"'· 1
DISENO ANTISISMICO DE DEPOSITOS
DE RESIDUOS MINERALES
En suelos de relaves chilenos Ia raz6n de amortiguamiento podria variar en rangos
bastante amplios, como se aprecia en la figura 8.2 aumentando entre 2 y 10 (% ), o hasta
25 (%),para deformaciones de 10·3 a 1 (%),de acuerdo a mediciones informadas par
diferentes autores.
'-
Las mismas conclusiones generales obtenidas para el m6dulo de corte, son aplicables
para el amortiguamiento en cuanto a la necesidad de considerar factores importantes,
que pueden ocasionar cambios estructurales en los suelos a fin de obtener curvas
realmente representativas de la variaci6n del amortiguamiento con el nivel de
deformaci6n en un an:ilisis de estabil.idad.
Resistencia Ciclica y Potencial de Licuefacci6n
·-
Las arenas y los limos de relaves son materiales de un alto potencial de licuefacci6n.
Asf se comprueba al comparar las propiedades de fndice de estos suelos con las de los
suelos de mayor susceptibilidad a esta perdida de la resistencia al corte debida a cargas
cfclicas y al revisar las experiencias obtenidas en fallas catastr6ficas de presas de
relaves.
La variaci6n de la resistencia al corte de estos suelos, deb ida al aumento de las presiones
de poros, queda bien resumida par las curvas de resistencia dclica de arenas de relaves
chilenos que se compendian en la figura 8.3. La comparaci6n de estas curvas,
informadas par diversos autores, indica lo siguiente:
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OE: . CICLOS
Figura 8.3
LICUEFACCION DE ARENAS DE RELAVES CHILENOS.
119
l-Af'/ I ULU l:l
a.
La resistencia de las arenas disminuye drasticamente a medida que aumenta el
numero de ciclos representativo de la duraci6n de la etapa de rnovimiento fuerte
de un terremoto.
b. Existen diferencias notables en los resultados obtenidos para diferentes arenas; asf,
las resistencias inforrnadas por Obilinovic y Barrera (1982), para arenas con 70%
de densidad relativa, son muy superiores a las de arenas bastante mas densas, de
80% a 95%, inforrnadas por otros autores (Troncoso, 1979; Ishihara et al, 1980;
Perez, 1982).
Las diferencias anotadas demuestran que noes facil asignar valores de caracter general
a los suelos de relaves. Ademas, es importante analizar en detalle, en cada caso, las
condiciones en que se efecruan los ensayos y la influencia de estas condiciones en los
resultados.
F
En particular, el porcentaje de limos es una variable significativa, como se aprecia en
la figura 8.4, ya que, a mayor contenido de limos menor es la resistencia cfclica. La
impmtancia de obtener una buena compactaci6n se muestra en la figura 8.5 en que se
aprecia un aumento considerable de la resistencia ciclica al disminuir el fndice de
huecos. Por otra patie, la plasticidad de los suelos fmos puedecambiarsignificativamente
la resistencia, como se muestra en la figura 8.6, en que se comprueba que lamas de alta
plasticidad (IP = 12-28) tienen resistencias bastantemasaltasque las de baja plasticidad
(IP == 1- 11) a pesar de tener fndices de huecos el doble mas altos .
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NUME RO DE CICLOS N
Figura 8.4
RESISTENCIA CICLICA Y CONTENIDO DE LIMOS (TRONCOSO Y VERDUGO, 1985).
120
DISENO ANTISISMICO D~ DtPOSITOS
DE RESIDU OS MINERALES
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NUI~ERO
DE CICL OS , N
Figura 8.5
RESISTENCIA CICLICA DE ARENAS DE RELAVES (ISHIH ARA. TRONCOSO. KAVVASE & TAKAHASHi. 1980) .
Los amilisis de licuefacci6n deben sercomplementados con una verificaci6n del estado
critico de los suelos analizados en aquellos casos en que los ca.lculos indican la
posibilidad de una falla de flujo (flow slide). Para definir la frontera entre comportamientos susceptibles de fallade flujo y comportamientos mas favorables dilatacionales,
se deben realizar ensayos triaxiales monot6nicos con control de deformaci6n. Como
resultados de estos amilisis se obtienen curvas de estado critico o «steady state lines»
(Castro, 1985) como las que se muestran en la figura 4.12 (Troncoso, 1986). Estas
ultimas curvas indican, nuevamente, la importancia del contenido de finos en el
comportamiento sfsmico de las arenas de relaves, una arena lim pia tiene una densidad
critica del orden de 20 a 30 (%),para el rango de tensiones efectivas correspondientes
al interior de una presa, mientras una arena con 15 (%) de limos tiene una densidad
critica de 50 a 60 (% ).
121
CAPITULO fJ
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Figura 8.6
IN FLUE NCIA DE PLASTIC IDAD EN RESISTENCIA C ICLICA DE RELA V ESFINOS(LAMAS) (ISHIHARA, TRONCOSO .
KAWASE & TAKAHASHI . 1980) .
METODOSDECONSTRUCCION V COMPORTAMIENTO SISMICO DE
DEPOSITOSDE RESIDUOSMINERALES
Generalidades
Los depositos de rcsiduos se construyen de acuerdo a diferentes metodos o procedimientos de depositacion. El metodo mas tradicional de disposicion es por transporte
como suspension en agua (slurry, relave) y depositacion como relleno hidniulico.
Metodos mas modemos son los deespesamiento y depositacion subaerea y filtrado con
depositacion mecanica. Cada uno de estos esquemas presenta diferentes riesgos de
falla y, por lo tanto, requiere de distintos procedimientos de calculo de estabilidad.
Las estruduras tradicionales de relleno hidniulico han probado ser muy vulnerables a
fenomenos de licuefaccion y es asf como se han registrado las fallas de las presas de
Barahona (1928), El Cobre (1965), Mochikochi (1978), Sastava (1985) y muchas otras
conocidas por las perdidas de vidas y por los desastres ecologicos queellas provocaron.
122
DISENO ANTISISMICO DE DEPOSITOS
DE RESIDUOS MINERA LES
DWerentes Esquemas de Depositaci6n
a.
Ffesas de Relaves
Las presas de relaves son depositos compuestos por dos estructuras principales: los
muros resistentes o estructuras de contenci6n, perimetrales, formados por los suelos
mas gruesos de los residuos disponibles y el prisma embalsado formado por los
residuos mas fmos. En el interior de la cubeta de embalse, que es el volumen delimitado
por los muros resistentes y por las laderas y el fonda de la cuenca de emplazamiento
del deposito, se produce la sedimentacion de los solidos y la separacion del agua clara
que puede ser entonces evacuada, tratada o reciclada. La separaci6n de los suelos
gruesos, utiles para el peralte del muro, y de los fmos, se hace por cicloneo o por
vaciamiento segregado.
'--'-
'-
El crecimiento de una presa de relaves se puede lograr, distribuyendo los gruesos de
manera de formar prismas cuyos ejes se trasladan paralelamente: hacia arriba y bacia
el interior de la cubeta, como se muestra en la figura 8.7a, hacia arriba siguiendo un
mismo plano central (figura 8. 7b) o hacia arriba y hacia el exterior de la cubeta (figura
8. 7c). Estos metodos de construccion se denominan, respectivamente, «aguas arriba»,
«por eje central» y «aguas abajo». Es evidente, segun los esquemas tfpicos, que para
un rriismo volumen de frnos embalsados, el crecimiento aguas arriba es el que requiere
la menor proporci6n de suelos gruesos mientras el crecimiento aguas abajo es el que
necesita la mayor proporci6n. Estas diferencias son muy importantes para el costo de
las operaciones de dis posicion, ya que las mayores necesidades de gruesos implican
mayores gastos en cicloneo. En casos en que la molienda es muy fina y no produce los
volumenes de gruesos requeridos para peraltar los diques perimetrales, es necesario
suplementar la produccion, recurriendo a suelos de emprestito lo que obviamente
complica y encarece las faenas de disposici6n. En estas condiciones seria muy
conveniente poder recurrir al metoda de construccion aguas arriba. Sin embargo, las
presas construidas hacia aguas arriba son las mas vulnerables a fallas por inestabilidad
de los taludes ya que cada prisma de peralte va quedando fun dado sabre suelos finos
de baja resistencia y, en consecuencia, la mayor parte de las fallas registradas han
ocurrido en presas de este tipo.
A pesar de las experiencias desfavorables debe considerarse que, actualmente es
posible construir presas seguras por el metoda de aguas arriba como de hecho se hace
en pafses como Japon, Estados Unidos y Bulgaria.
'--
b.
'---
Presas de Tierra
Los residuos minerales pueden ser embalsados en cubetas formadas con presas de
tierra convencionales, en casos en que la topografi'a de un sitio y las disponibilidades
de suelos de emprestitos, permitan un disefio econ6mico por la vi'a de cerrar gargantas
angostas y crear un embalse de gran volumen. Naturalmente que esta solucion es mas
segura frente a problemas de sismos ode fuertes crecidas ya que el o los muros de
contencion pueden construirse de manera de satisfacer plenamente las condiciones de
123
CAPITULO 8
Oiquts dQ Ar t na
a)
METOO O AGUAS ARR I BA
O i qu~s d~
Artna
L o mas
b)
METOOO LINE A CENTRAL
Oi q u~s de ArGno
lamas
Su~lo de
fundacio'n
c)
ME TOOO AGUAS A~AJO
Figura 8.7
METODOS CONSTRUCTIVOS PARA PRESAS DE RELAVES .
124
DISENO AN TISISMICO DE DEPOSITOS
DE RES/DUOS M/NERAlES
estabilidad, ID;permeabilidad y resistencia ala erosion en forma mas simple que si se
construyera solo con arenas de relaves.
Por otra parte, en un valle ancho o en los casas en que los dep6sitos de residues deben
adosarse a una ladera de cerro, la contencion con muros de tierra es siempre mas
onerosa y demanda una mayor inversion inicial.
'-
Las principales ventajas de los depositos de residuos contenidos por presas de tierra se
refieren: al menor riesgo de vaciamiento, ya que alin en el caso de que la totalidad de
los relaves sufra licuefaccion, los muros de tierra pueden ser dimensionados para soportar los mayores empujes de esta condicion extrema; ala mayor fle:xibilidad enla
descarga de los relaves, que puede hacerse desde la cola del embalse sin importar que
la laguna de decantacion se forme junto al muro, y, por consiguiente, ala mayor facilidad para Ia ubicaci6n de los vertederos y de las torres de captacion de aguas claras.
Dep6~tos
c.
de Relaves Espesados
En este tipo de depositos los relaves son espesados, aumentando su concentracion de
solidos en agua, mediante sedimentacion en Estanques Espesadores y/o reduciendo
drasticamente su contenido de humedad mediante filtrado en Equipos Mecanicos de
Filtros, Prensa o de Banda.
Un deposito de relaves espesados tfpico, es el de Kid Creek, Ontario, Canada
(Robinsky, 1979) en que la concentracion de los relaves llega a 60 (%) y esto permite
acopiar como relleno hidraulico y formar un deposito con taludes libres de 10 (%)de
pendiente (figura 8.8). No hay experiencias sobre el comportamiento sfsmico de este
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125
CA PITULO 8
tipo de depositos; sin embargo, las bajas pendientes de los taludes garantizan tensiones
de corte reducidas y, por lo tanto, factores de seguridad altos contra licuefaccion, fallas
de flujo o desplazamientos.
~
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Los depositos de relaves filtrados se forman acopiando los residuos despues de
disminuir su contenido de humedad, a porcentajes de 20 a 30 (%)de los solidos en peso,
formando tortas por capas que se compactan con los equipos de trans porte (camiones
o trm1las) y rodillos. De este modo se pueden conseguir depositos con bajos grados de
saturacion y altos grados de com pactacion y, por lo tanto, seguros contra solicitaciones
sfsmicas.
~
Comportamiento Sismico
~
~
El comportamiento sfsmico de las presas de relaves dentro de las areas afectadas por
el terremoto del 3 de Marzo de 1985, fue variado, entre falla total por licuefaccion,
deslizamiento y vaciamiento, desplazamientos menores, agrietamientos, fisuramientos
y sin efectos perceptibles.
~
,-~
Los comportarnientos que pueden calificarsecomo fallas rnayores, son aquellos en que
ocurrio una rotura del dique de contencion, y, a consecuencia de esta rotura, se produjo
vaciamiento de las lamas ernbalsadas. Otros tipos de cornportarniento, aunque hayan
involucrado la formacion de grietas, deben considerarse como fallas menores en
cuanto no hayan significado gastos irnportantes de reparacion, ni paralizacion de las
faenas de depositacion ni polucion de los terrenos adyacentes.
La ocorrencia del sisrno del 3 de Marzo, constituyo una buena posibilidad de
verificacion de los resultados obtenidos en diferentes proyectos de investigacion que
se han ejecutado recienternente (Troncoso, 1983; Troncoso y Verdugo, 1985) y, por
lo tanto, los aspectos mas relevantes se presentan a continuacion.
a.
Folios por Licuefacci6n
Laocurrencia del fenorneno delicuefaccion fue cornprobado, en divers as form as y con
diferentes consecuencias, en diez presas de relaves inspeccionadas por el au tor en las
sernanas siguientes al terrernoto del3 de Marzo de 1985.
En una de estas presas, Veta del Agua, ubicada a 130 km del epicentro, la licuefaccion
provoco1a destruccion total del muro central de un deposito en operacion (N' 1) y la
falla parcial de otro, y el flujo de re1aves licuados en una distancia de 8 km aguas abajo,
siguiendo el cauce del estero El Sauce. En la figura 8.9 se aprecian las formas y
disposicion general de los depositos, antes del sisrno, siendo el N° 1 el de forma
trapezoidal ubicado a la derecha.
Los depositos principales de relaves de Veta del Agua son tres, que se han formado
desde 1969. Enelsismo dellOdenoviembrede 1981 tam bien se produjounafallapor
Iicuefaccion y vaciamiento de dos de ellos, uno de los cuales se encontraba en
operacion. El sismo del 3 de rnarzo de 1985 causola falla de la presa N' 1, de 20 rn de
126
DISENO ANTISISMICO DE DEPOSITOS
DE RESIDUOS MINERALES
Figura 8.9
PRESAS DE RELAVES VETA DEL AGUA ANTES DEL SISM O (11 DE FEBRERO DE 1985) .
altura, y el vaciamiento de esta, provoco la erosion de parte de las antiguas presas No
2 y N' 3 que habfan quedado abandonadas despues del sismo de 1981 (figura 8.10).
Adicionalmente, el deposito de la presa N' 2 sufriolicuefaccjon de los materiales que
formaban parte del anti guo prism a embalsado de lamas y que como consecuencia de
las fallas de 1981 habfa quedado con escarpas de talud muy empinado, lo que provoc6
el desplazamiento de bloques superficiales sobre capas subyacentes licuadas.
Figura 8.10
PRESA DE RELAVES VETA DEL AGUA DESPUES DEL SISMO.
127
La ruptura del muro central del deposito W 1 ocuni6 mientras se desarrollab 1
terrei?oto. Uno de los operarios encargados de la dis posicion de relaves se encontr~:a
trabajandoen el muro cuando comenz6 el temblor; de acuerdo a su relato, se encontraba
a unos 150m del estribo derecho sobre el muro central, y al sentir el movimiento fuerte
huy6 bacia el cerro en la direcci6n del estribo derecho, debiendo sortear en el trayecto
las primeras grietas que se estaban generando en el prisma resistente. Luego, el muro
central se abri6 con una violenta explosion, dejando escurrir lamas y arenas Iicuadas
hacia el estero. La violencia de la explosion provoc6la proyecci6n de las arenas de la
parte superior del muro, por el aire, y su posterior redepositaci6n en dos cordones
laterales paralelos ala direcci6n del escurrimiento. Estos cordones, como se apreciaen
lafigura 8.11, muestran claramente una textura de arenas sueltas, esponjadas, sin trazas
de bloques intactos, lo que corrobora el relato en lo referente ala falla explosiva.
Las fallas observadas se pueden explicar como sigue: las presas de relaves Veta del
Agua se han construido por el metodo de eje central y, a lo menos en algunas etapas,
por el metoda de aguas arriba. El terreno de emplazamiento de los depositos
corresponde a laderas de cerro, con pendientes relativamente empinadas, del orden de
10 porciento, y de forma plana, que demanda una muy alta raz6n de volumen de muro
resistente a volumen de embalse. Los muros resistentes deben cubrir tres costados de
cada una y el sector central, en el costado de aguas abajo, debe ser muy alto para crear
un volumen de cubeta, que, a pesar de esto resulta comparativamente pequefio. Esta
condici6n topogratica desfavorable, genera, cr6nicamente, un deficit de arenas y como
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Figura 8.11
MURO DERECHO AGRIETADO LONGITUDINALMENTE Y CORDON DE SUELOS REDEPOSITADOS.
128
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'
DISENO AN TISISMICO DE DEPOSITOS
DE RES/DUOS MINERALES
consecuencia, provoca una tendencia a peraltar hacia aguas arriba y a dejar los muros
con una pendiente aguas abajo muy empinada ( 1.5(H): 1(V) en la presa N" 1). Adem as
el ~vel f~atico dentro _del muro debe haberse mantenido cercano a1 talud de aguas
abaJO debtdo ala carencta de drenes basales y a1 ancho reducido de la playa, provocado
esto ultimo par las restricciones de volumen del embalse. La densidad de las arenas de
los muros resistentes es baja. Como resultado de todas estas condiciones es altamente
probable que existiesen bolsones saturados de arenas muy sueltas o aun, de lamas
dentro de los muros resistentes.
Las em-vas de estado critico de arenas de relaves, como las que se muestran en la figura
4.12 revelan que la densidad relativa critica de arenas de similar composicion ala de
Veta del Agua, es del arden de 50 a 60 par ciento para 15 par ciento de contenido de
limos, con una tendencia a aumentar cuando el porcentaje de finos aumenta. Esto indica
que, en estas presas, habria sido necesario compactar mecanicamente como mfnimo
hasta 60 par ciento de densidad relativa, a fin de prevenir la ocorrencia de licuefaccion
en el muro, ya que asf lo indican las curvas de estado critico que separan el
comportarniento compresional del dilatacional en estos suelos de relaves. Este mismo
razonamiento indica que los limos de la cubeta deberian licuarse en los prim eros ciclos
del sismo. El mayor empuje creado por las lamas licuadas causa un simultaneo
aumento de las presiones de poros de las arenas del muro, las que constituyen una
condicion sfsmica inicial para el analisis del comportamiento dinamico siguiente. AI
ser la licuaci6n de las lamas muy rapida y muy tempnma dentro de la historia del
temblor, la condicion sfsmica inicial de presion de poroses muy desfavorable, y los
aumentos de presion en cada ciclo subsiguiente resultan exponencialmente crecientes.
Estecomportamiento de empeoramiento progresivo, ha sido observado experimentalmente en depositos de arenas de relaves, sometidas a diversas historias sfsmicas en
ensayos de mesa vibradora (froncoso, 1979). Este aumento violento de la presion de
poros, sin posibilidad de disipacion nipida para lentes profundos dentro de la presa,
habria causado la falla explosiva responsable de la destruccion total del muro centraL
La falla de la presa N" 2 es particularmente interesante por cuanto se trata de una
estructura abandonada y, por lo tanto, seca en la superficie y consolidada en profundidad. Como se ha indicado anteriormente, esta presa fallo en el sismo de Noviembre
de 1981, oportunidad en que se destruyo el muro y se vacio parte de la cubeta. El
volumen que quedo despues de esa falla tenfa las caracteristicas tfpicas de mesetas
escalonadas con escarpas empinadas. La primera escarpa, de unos 6 m de altura
mostraba unainterestratificacion de arcillas varvadas y capas de limos, en todala altura,
tfpica formacion de deposito sedimentario lagunar, creado en la antigua cubeta del
embalse. El contenido de humedad de los estratos de suelos mas frnos se mantenfaentre
ellfmite plastico y ellfmite lfquido, aumentando con la profundidad. Cerca de la base
del talud se mantenfa un nivel freatico alimentado por aguas de filtraciones provenientes de las laderas de los cerros y, muy posiblemente, de la presa No 1. La fallase atribuye
a licuefaccion del estrato basal y desplazamiento de bloques sobre este estrato (figura
8.12).
CAPITULO 8
I
; : ul-~
~
Figura 8.12
FALLA DE ANTIG UA PRE SA DE RELAVES POR LICUEFACC ION DE SUELOS DE BASEY DESLIZAMIE NTO DE
BLOQUES.
b.
Ucuefacci6n de los Suelos Finos
La licuefacci6n de los suelos finos em balsados, ocurri6 en todo tipo de pres as de relaves
en un radio de 150 km del epicentro.
El autor de este texto pudo observar efectos de licuefacci6n en relaves de reciente
depositaci6n durante la replica del dfa 4 de marzo de 1985, a medio dfa, en una presa
de relaves ubicada a 120 km del epicentro. A pocos segundos de iniciarse el temblor,
caracterizado por desplazamientos amplios y por per:lodos del orden de 0,5 segundos,
se comenz6 a notar los efectos en los suelos embalsados depositados recientemente.
Cabe hacer notar que en esta zona, el sismo del 3 de Marzo habfa provocado
licuefacci6n de las lamas y un asentamiento estimado en 15 em, por lo que en las partes
bajas, cercanas al coronamiento, habfa agua libre superficial. Los efectos de la replica
se manifestaron como licuefacci6n de estratos mas profundos, erupci6n de pequefios
volcancitos y escurrimiento de agua hacia la superficie, y propagaci6n de ondas sobre
la supetficie de las lamas. El escurrimiento continuo, por unos 10 minutos, despues de
terminado el temblor, pudiendo apreciarse incluso, la salida de agua con suelos desde
una grieta. Adem as, se escuchaba el sonido de agua vertiendo a traves de lo que podrfa
haber sido una grieta dentro de la masa de los relaves y se observaban desplazamientos
de aguas en direcci6n horizontal hacia zonas mas bajas de la superficie de las lamas,
junto al coronamiento.
Evidencias de licuefacci6n con escurrimiento de aguas hacia la superficie y con
formaci6n de crateres de pocos centfmetros hasta un metro de longitud por 30 em de
130
DISE NO AN TISISMICO DE DEPOSITOS
DE R.ESIDUOS MINERALES
'-.-
'-
ancho, se observaron en presas que hab!an estado abandonadas durante mas de 10 0
30 afios, y cuya superficie se encontraba seca antes de ocurrir el terremoto.
En conclusion, la licuefaccion de un deposito de lamas puede ocurrir incluso en
depositos antiguos, debido ala baja densidad y al alto potencial de licuefacci6n de los
sue1os finos.
c.
'---'-
'---"
'-
Agrietamiento de Muros Resistentes
Grietas longitudinales, paralelas al coronamiento, desde algunos milfmetros hasta tres
em de espesor fueron apreciadas en forma casi general en las presas del area afectada.
Cabe destacar que este mismo tipo de fallas se observo en presas de tierra para el
embalse de agua yen terraplenes de caminos.
Estas grietas longitudinales pueden deberse a esfuerzos de traccion, asociadas con
pequefios desplazamientos residuales de mecanismos de cufias planas deslizantes, lo
que confinna muy bien las hipotesis que consideran este tipo de mecanismos como el
de mas alta probabilidad de ocurrencia en un sismo (en comparacion con cfrculos de
deslizamientos para cargas estiticas), o a deformaciones locales que exceden la
resistencia del suelo. En este ultimo razonamiento se toma en consideracion el hecho
de que, al estar la masa de suelos con menor confinamiento hacia el talud de aguas
abajo, iguales tensiones tangenciales provocanin mayores distorsiones, debido al
menor modulo de corte conespondiente a menores tensiones medias norm ales.
Grietas transversales se han observado tam bien con espaciamiento regular en diques
de peralte. Estas grietas pueden deberse a tracciones causadas por reflexiones de ondas
en discontinuidades.
'---
METODOLOGIA DE DISENO ANTISISMICO
'---
'--''---
'--
'-
Una presa de relaves es una obra especialmente apta para ser proyectada de acuerdo
a una metodolog1a de disefio, construccion y operacion integrados, debido a que la
construccion y elllenado son procesos lentos que dan tiempo para medir la evoluci6n
de los pararnetros representativos del comportamiento de la estmctura, retroalimentar
estos datos y optimizar el disefio. Como en todo proyecto de Ingenieria Geotecnica, las
tareas a cumplir pueden agmparse en las cuatro etapas cllisicas de: Exploracion,
Disefio, Construcci6n y Evaluacion.
La Exploraci6n envuelve las tareas de: definicion del sitio de emplazamiento,
incluyendo ejecucion de estudios de geologfa local, geomorfologfa, sismologfa,
topograffa, hidrologfa, hidrogeologfa; definicion de caracteristicas de la presa: capacidad delembalse, tipo deestructura, metodo constructivo, disponibilidad de materiales
de emprestitos, propiedades de los suelos de residuos que se necesita disponer;
investigacion de los materiales de fundacion.
En la etapa de Disefio se incluyen las actividades de amilisis, predicci6n de comportamiento, dimensionamiento y refuerzo de todas las estructuras componentes y
'---
.._
131
CAPITULO 8
auxiliares del deposito de relaves, vale decir: muros de contenci6n, a bras de captaci6n
de aguas claras, drenajes y filtros, desviaci6n de cursos de aguas naturales. Dentro de
estos trabajos se deben enfatizar los estudios de riesgo sismica y de precipitaciones,
para definir los maximos eventos crefbles y los maximos eventos de ocorrencia
frecuente. Parala prediccion del comportamiento sfsmico es indispensable conocer las
propiedades mecanicas y dinamicas de los suelos involucrados, en especial el modulo
de corte, la raz6n de amortiguamiento y el potencial de licuefacci6n, con la precision
necesaria y suficiente para validar los resultados de los calculos de estabilidad y los
anilisis de distribucion de tensiones y de deformaciones de las obras.
Las estructuras mas importantes del disefio son los prismas resistentes de los muros de
contencion, que deben con tar con taludes estables para cargas normales y eventuales,
sfsmicas y de escurrimiento y los drenes basales y sus filtros, destinados a deprimir el
nivel freatico, a disipar con rapidez los excesos de presiones de poros y a reducir la
extension de las zonas de alto potencial de licuefacci6n. Cada una de estas estructuras
debe ser analizaday sometidaacruculos deestabilidad y comportamiento sfsmico. Para
estos objetivos se emplean modelos matematicos que incluyen diferentes mecanismos
de falla, para calculos de equilibria lfmite de fuerzas, y modelos de elementos finitos
para calculos de deformaciones. Los am'ilisis deben ser hechos en etapas de menor a
mayor complejidad dependiendo de la importancia de la obra, del liesgo de falla y de
las consecuencias de una posible falla.
La etapa de Construcci6n envuelve la ejecuci6n de las obras, el crecimiento gradual o
peralte de los muros de contencion, el.llenado del embalse y la operacion general del
sistema de disposicion de los relaves. La operacion debe ser considerada como parte
de la etapa de construccl.on debido a que, el vaciamiento de los residuos y su
distribuci6n en distintas zonas determinan modos de crecimiento o modificaciones de
las estructuras.
La Evaluaci6n envuelve todas las tareas relacionadas con la observaci6n del comportamiento de una presa y de sus fundaciones, desde el inicio de la construccion, durante
el crecimiento, la operaci6n y despues del abandono. Las tareas de Evaluacion incluyen
la medicion de deformaciones, presiones de poros y tensiones, el retrocalculo de los
parametros estructurales y de las redes de flujo y la retroalimentaci6n de estos
antecedentes en los modelos iniciales del disefio, con elfin de optimizar el proyecto.
En particular, los analisis de estabilidad y de comportamiento sfsmico de un deposito
de relaves se de ben basar en los mejores antecedentes que la experiencia, la investigaci6n y el estado actual del conocimiento, pueden aportar al proyecto. Sin embargo, no
es posible con tar con todos los antecedentes antes de comenzar a construir ni tam poco
es posible predecir con certeza el comportamiento de algunos parametros geotecnicos
claves. En consecuencia, paraevitarel sobredimensionamiento es necesario monitorear,
durante y despues de la construcci6n, la respuesta de las estructuras a las diferentes
condiciones de carga y ajustar el disefio oiiginal, de acuerdo a las mediciones
obtenidas, agregando elementos de refuerzo ode drenaje solo si se comprueba que son
necesarios o economizando en otros que puedan simplificarse.
132
DIStNO ANTISISMICO DE DEPOSITOS
DE RES/DUOS MINERALES
La condicion de abandono debe
I
el ?emp?
·fi1
·
d~ 1~ propiedades d;~~s ~~fo~~~~~~~~~:S~1s%~~~~~:o~~ci~~ ~n
r~s1~tenc1a c1chca au~enta con e1 tiempo (Troncoso, Ishihara y Verdugo, 1989) ~ u:
sig~Ifica .que 1a segu?dad aumentarfa para eventos de igual intensidad. La resisten~ia
vana deb1do a un CODJUntD defactores queincluyen consolidacion, secamiento, historia
sismica y envejecimiento. Estos factores pueden provocar notables mejoramientos en
. las perspectivas del comportamiento s{smico de una presa de relaves, a medida que
transcurre el tiem po, y esto debe ser considerado para un disefio econ6mico ya que, por
otra parte, la probabilidad de ocurrencia de terremotos de mayor magnitud tam bien
aumenta con el tiempo. La complejidad de los factores que condicionan la evoluci6n
de la resistencia, hace necesario que ella sea monitoreada de manera de establecer una
funci6n de resistencia versus tiempo, mediante mediciones in-situ o en laboratorio.
ANALISIS DEL COMPORTAMIENTO SISMICO
La extension y el grado de detalle requeridos para el ana.Iisis de comportamiento
sismico de un Deposito de Residuos Minerales, debe ser proporcional al tamafio del
deposito, al riesgo que representa para las areas adyacentes y al valor de los residuos
embalsados. En consecuencia, los ana.Iisis deben efectuarse en fases, usando metodos
de menor a mayor complejidad, de acuerdo a los siguientes criterios:
Fase 1: Anaiisis Pseudo-Estaticos
Condiciones Especiales:
a.
Las resistencias maxima y residual de los suelos pueden detenninarse con ensayos
monot6nicos de com presion triaxial o correlaciones con ensayos in-situ establecidas en depositos de suelos de igual com posicion.
b.
Los limos de la cubeta pueden considerarse licuados y actuando sobre los muros
con presiones hidrostaticas de fluido de densidad igual a la densidad total del
material saturado.
Resultados:
a.
b.
c.
Si el factor de seguridad, FS, resulta ser menor que 1.2 se deben redisefiar las
secciones;
Si 1.2 : : :; FS < 1.6, se debe efectuar un ana.Iisis mas detallado en la Fase II;
Si FS ~ 1.6, fin del ana.Iisis o se puede estudiar una secci6n mas econ6mica.
CA PITULO 8
Fase II: An61isis Simplificado de Presion de Poros
Condiciones Especiales:
a. A las propiedades empleadas en la Fase Ise debe agregar la resistencia dclica y
los panimetros de presion de poros de Skempton. La resistencia cfclica se puede
determinar con ensayos cfclicos triaxiales o por correlaciones con ensayos de
Piezo-cono-penetr6metro.
b.
El Potencial de Licuefacci6n (P.L.) se puede estimar por:
P.L.
=
Solicitaci6n Sismica
(-r/cro'\
=
Resistencia Cfclica
(8. 11 )
Rcy
4
con:
('t/cro')s
=
a
-
3
crv
a v'
(1 -0.025 z)
(8.12)
en que:
crv, crv' : tension vertical total y efectiva
z
: profundidad
a
: coeficiente de aceleraci6n sismica
Resultados:
a.
Segun sea el valor del P.L. se puede estimar los excesos de presiones de poros
sfsmicas, ur , segun:
Si: 0 ~ P.L. <1.0, ur = (P.L.)5.64 crv '
Si: P.L. :2:: 1.0, ur =crv'
b. Segun sea el valor del Factor de Seguridad resultante:
· Si: FS < 1.2, se debe redisefiar Ia secci6n;
Si: 1.2 ::; FS < 1.4, se debe efectuar un amilisis mas detallado
en Fase III;
Si: FS ~ 1.6, fin del analisis.
134
I
DISENO ANTISISMICO DE DEPOSITOS
DE RESI DUOS MIN!;RALES
Fase Ill: Analisis Dinamico
Condiciones Especiales:
a. A las propiedades empleadas en la Fase II se debe agregarel modulo de corte y la
raz6n de amortiguamiento como funciones del nivel de deformacion G (y) y D (y),
para los suelos de relaves y para los suelos naturales de fundacion, y funciones de
aumento de la presion de poros versus la historia de tensiones sfsmicas.
b.
La distribucion de tensiones se debe determinar para todo el deposito por metodos
de amilisis con elementos finitos, usando programas del tipo:
ISBll..D, para condiciones est:aticas.
FLUSH, QUAD-4, TARA, para condiciones dimimicas.
c.
Los desplazamientos residuales y las deformaciones se pueden calcular por los
metodos de Makdisi y Seed (1978) o Kuwano e Ishihara (1988).
Resultados:
a.
Si FS 2:: 1.2: fin del amllisis;
b.
Si 0.9 :s; FS < 1.2: calcular desplazamientos residuales;
c.
Si FS < 0.9 o si los desplazamientos son mayores que los tolerables para no permitir
el vaciamiento del deposito: se debe redisefiar la seccion.
fase IV: An61isl$ para Condiciones de Abandono
Condiciones Especiales:
A las propiedades empleadas en la Fase III se debe agregarel efecto del envejecimiento
aplicado ala resistencia a1 corte de los suelos de relaves. Con respecto a esta Fase se
tienen dos tipos de aplicaciones que requieren de una aproximacion diferente, como
sigue:
a.
En el proyecto de un deposito de residuos minerales perteneciente a una Planta de
Concentracion, que cuenta con depositos antiguos, se puede definir la funcion de
resistencia versus edad por medio de ensayos de muestras no perturbadas, tomadas
a diferentes profundidades en depositos de diferente antigiiedad o por rnedio de
ensayos in-situ con Piezo-cono-penetrometro.
b.
En el proyecto de un deposito perteneciente a una Planta nueva, don de no existen
depositos antiguos, la funcion de resistencia versus edad se puede definir, en
135
primera aproximacion, porensayos ejecutados en depositos de residuos minerales
de similares propiedades: composici6n de solidos, composici6n de los fluidos,
contenidos de finos y ubicados en zonas de similar actividad sismica.
Los antecedentes de laboratorio y terreno, referentes ala edad, se de ben complementar
con mediciones periodicali directas que permitan evaluar los cambios que ocurran
durante la construccion y proyectar estos cambios a la condicion de abandono,
pudiendose asf perfeccionar el disefio.
Resultados:
Factores de seguridad mayores que uno o cualquier desplazamiento que no resulte en
vaciamiento del deposito, pueden ser considerados como condiciones de comporta·
miento aceptable en la Condicion de Abandono.
ETAPA DE EVALUACION
i
Las variables crfticas para el comportamiento sfsmico de una presa de relaves son la
presion de poros y la resistencia a1 corte.
Los instrumentos mas adecuados para verificar los valores de las presiones de poros,
y para monitorear sus variaciones con el tiempo, son los piezometros. Las incognitas
mas importantes, relacionadas con las verdaderas presiones de poros inducidas durante
la ocorrencia de un terremoto y con la relacion entre aceleraciones sfsmicas y excesos
de presion de poros, pueden ser respondidas con la instalacion de piezometros
dinarnicos conectados a una estacion sismografica como se ha hecho en la presa de,
relaves Veta del Agua N° 3, segun el detalle que se muestra en la figura 8.13 en que se
presenta esquematicamente este sistema de Instrumentacion Sismica. El registro
simultaneo de aceleraciones basales y de presiones de poros en diferentes puntos
seleccionados de la estructura de suelos, permiten evaluar el riesgo de licuefaccion
verdadera para cada evento sfsmico y, ademas, permiten apreciar los cambios de
respuesta de las presiones generadas versus excitacion, en funcion de la edad, y de los
cam bios de estado tensional, tanto durante la construccion como en la condicion de
abandono del deposito. De esta forma es posible: retroalimentar estos datos en las
hipotesis de disefio original, perfeccionar las predicciones y reforzar o modificar el
disefio segun sea necesario.
Con respecto ala resistencia al corte de los suelos, tanto maxima como limite o residual,
los mejores ensayos son los efectuados in-situ y, entre estos, las pruebas de penetracion
de cono (CPTIJ), porque estas miden, simultaneamente, resistencias no drenadas y
presiones de poros. Otra ventaja del CPTIJ es que las variables son medidas en forma
continua como funcion de la profundidad, permitiendo asf evaluar la influencia de las
capas mas debiles, aunque sean delgadas, en la estabilidad general, lo que es
especialmente importante en depositos tan estratificados como son las presas de
relaves.
136
DISENO AN TISISMICO DE DEPOSITOs
DE RtSIDU OS MINERALES
f
'---
ESTACION DEL
ACELERCGRAFO
SE NSORES
PIE20METRICCS
PZM t
PZM 2
LAGUNA DE AGUA
LI ~ PI A
Figura 8 .13
ESQ UEMA PROPUESTO DE INSTRU M ENTACION PARA V ERIFIC AC ION DE ESTA BILIDA D DE PRESA S DE
RELAV ES
El conjunto de mediciones proporcionadas por los sistemas propuestos de
instrumentaci6n sfsmica y piezo-cono-penetr6metro, penni ten definir la evoluci6n de
la resistencia y de la capacidad de generaci6n de presiones de poros con el tiem po y con
los cambios de rigidez de las estructuras de los suelos debidos a consolidaci6n,
secamiento, edad e his to ria sfsmica, y, en consecuencia, penniten predecir los posibles
cam bios en la seguridad del deposito.
'--
137
\._
ANEXO
'---
USTA DE SIMBOLOS
a
a
Ocrit
~
y
'-
Yr
Ymax
~u
~(O"J - 0"3)
0
£x,£y,£z
¢
A
ll
p
O"x,cry,O"z
cro
O"J, 0"3
crv, crv'
't
'txy,'txz,'tyz
'tmax
8
n
AL
AT
A,B
e
c
D
Dr
E
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
=
Deformacion par dilatacion o rotacion
Coeficiente de Aceleracion Sismica
Aceleracion critica
Angulo de inclinacion del talud
Deformacion unitaria de corte
Deformacion unitaria de corte «de referencia»
Deformacion unitaria de corte maxima
Incrementos de las presiones de poros
Magnitud de las tensiones deviatoricas
Desplazamiento horizontal
Deformaciones unitarias axiales en las direcciones x,y,z
Angulo de race intemo del suelo
Constante de Lame
Modulo de Poisson
Densidad de masa
Tensiones normales en las direcciones x, y, z
Tension octahedrica normal
Tensiones principales
Tension vertical total y efectiva
Tension de corte
Tensiones de corte en los pianos xy, xz, yz
Tension de corte maxima
Dilatacion cubica
3.1416
Area del ciclo de histeresis
Area de triangulo OAB
Coeficiente de presion de poros (Skempton)
Cohesion
Coeficiente sismico en Normas
Razon de amortiguamiento
Densidad relativa
Modulo de Young
139
"-
e
E1mix
tmin
enat
f
= Indice de huecos
= Indice de huecos maximo
= Indice de huecos minimo
= Indice de huecos natural
= Frecuencia de la excitaci6n
G
= Modulo de Corte
=
Modulo de corte inicial
Go
H
= Profundidad de un deposito de suelos homogeneos
h
= Potencial hidraulico
K1,K2, ... ,Kn
= Rigidez del estrato 1, 2, ... n
kz
= Coeficiente de permeabilidad del suelo en la direccion Z
1
= Longitud de onda
= Magnitud sfsmica de Richter
Ms
Ml,M2, ... ,Mn = Masa del estrato 1, 2, ... n
N
= Resistencia a la penetraci6n standard
P.L.
= Potencial de licuefacci6n
r
= radio de una esfera
Sy
= Velocidad espectral
t
= unidad de tiempo
= Perfodo predominante del suelo
To
u,v,w
= Desplazamientos en las direcciones x, y, z
= Presiones de poros sfsmica
Ur
Vp
= Velocidad de una onda primaria Po de Compresion
= Velocidad de una onda secundaria S o de Co1ie
Vs
v
= Velocidad de onda
ffix,roy,mz
= Deformaciones por rotaci6n respecto a direcciones x,y,z
x,y,z
= Coordenadas Cartesianas
z
= Profundidad
140
I
'
I
<
t
'-
/
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n este libra se compendian conceptos b6sicos de
din6mica de suelos y experiencias obtenidas de
investigaciones de sismos recientes, de manera de capacitor a alumnos y a profesionales de Ia lngenierfa y disciplinas afines para abordar problemas de diselio antisfsmico
de fundaciones yde obras de tierra. Se incluyen, por lotanto,
capltulos dedicados a teorra de propagacion de ondas,
respuesta sismica de depositos de suelos de diferentes caracterlsticas, definicion y metodos de medicion de propiedades din6micas de suelos, efectos de sismos en estructuras
de suelos, estabilidad sism ica de taludes, diseli o
sismorresistente de fundaciones, instrumentos para Ia evaluacion del comportamiento sismico de suelos y fundaciones.
El ultimo capitulo recoge Ia experiencia del autor en investigaciones de estabilidad de presas de relaves y sirve como
ejemplo de aplicacion de una metodologla propuesta, de
diselio y construccion integrados, a estructuras de suelos que
tienen gran importancia nacional yque, en varies casos, han
experimentado severos dalios sismicos.
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