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Análisis del colapso de la Autopista Elevada de Kobe, Japón, por el sismo de Hanshin-Awaji ocurrido el 17 de enero de 1995 Felipe Alvarez Candia Universidad de Santiago de Chile, Estudiante Ing. Civil en Obras Civiles [email protected] Ronald Alvarez Reyes Universidad de Santiago de Chile, Estudiante Ing. Civil en Obras Civiles [email protected] Felipe Gómez Maureira Universidad de Santiago de Chile, Estudiante Ing. Civil en Obras Civiles [email protected] Esteban Jamett Quezada Profesor Departamento de Ing. en Obras Civiles, Universidad de Santiago de Chile [email protected] Resumen En el presente documento se investigarán los mecanismos de falla de autopistas que se presentaron en las distintas localidades que conciernen a Kobe y sus alrededores, debido al terremoto ocurrido en 1995, y se presentará un detallado análisis de las fallas producto del superficial movimiento telúrico que terminó por arruinar las estructuras en Japón. Además resulta imprescindible conocer cuáles fueron los sistemas de diseño de hace aproximadamente 50 años donde no se contaba con un conocimiento acabado de los factores presentes en la modelación dinámica y en el comportamiento de los suelos de fundación debido a que no se tenían herramientas computaciones poderosas para el análisis de puentes. Introducción El 17 de enero de 1995, ocurrió un devastador terremoto conocido como “Great Hanshin Earthquake” o también como “The 1995 Hyogoken Nanbu Earthquake”. Su epicentro fue al sur de la Prefectura de Hyogo, al extremo norte de la isla Awaji, 20 km al sur de la Ciudad de Kobe (véase figuras A y B), y su hipocentro fue relativamente superficial, ubicado a 14 km bajo la superficie terrestre. Su magnitud fue de 6,8 en la escala de Magnitud de Momento1 y de VII Shindo en la escala de intensidad sísmica de la Japanese Metereological Agengy (equivalente a XI en la escala de Mercalli2). Debido al gran terremoto, ocurrieron enormes daños tanto en las estructuras como en los suelos, y producto de la mayor cercanía del epicentro a las áreas urbanizadas, en comparación con otros sismos con magnitudes similares que se desarrollaron en las cercanías de la misma 1 2

(United States Geological Survey), ver referencias. (Panza), ver referencias.

localidad, los daños fueron considerablemente mayores, tanto así que es la primera vez que la JMA declara un terremoto con una intensidad de VII Shindo. Se llevaron a cabo diversos estudios al respecto para analizar las múltiples causas que llevaron al colapso de las autopistas del sector sur de la prefectura de Hyogo, entre las que se encuentran principalmente las autopistas: Hanshin, Meishin, Chugoku y Nacional. En el presente documento se hace una selección de las fallas fundamentales en las autopistas para su investigación, tales como: el viaducto Fukae-Honcho, el viaducto Hamawaki-cho, el puente del puerto Nishinomiya, etc. Respecto a esto se abordarán temas como los mecanismos de colapso estructural de columnas, vigas, fundaciones y soportes, licuefacción de suelos, entre otros. Adicionalmente se especificarán antecedentes de diseño y se utilizarán con el objetivo de determinar el origen de los daños al correlacionarlos con los ensayos. También se hará hincapié en el análisis de la falla de las columnas de hormigón armado de los 635 metros de la autopista elevada de Kobe, en donde se hará referencia al diseño estructural y sus debilidades respecto de la norma utilizada en 1964 y los criterios de diseño adoptados. Otro aspecto que resulta ser muy relevante en el análisis de las fallas son los materiales utilizados, sus propiedades intrínsecas y el análisis mediante ensayos para reconocer los esfuerzos a los cuales fueron sometidos. Para ello se recogieron antecedentes de distintas fuentes con el objetivo de relacionar sus resistencias nominales de diseño y los valores obtenidos de los ensayos.

Figura A. Plano general del área afectada por el terremoto (Pararas-Carayannis), ver referencias.

Figura B. Plano de las localidades afectadas por el terremoto (Public Works Research Institute Ministry of Construction), ver referencias.

1. Antecedentes Geológicos Desde las montañas hacia el mar, el suelo en la ciudad de Kobe puede ser clasificado topográficamente como: accidentado (montañoso) y altiplánico, tierras costeras bajas y terrenos ganados al mar. El suelo cercano a la superficie en la zona costera baja es un estrato aluvial depositado entre los inicios del periodo Jomon (aproximadamente hace 6 mil a 5 mil años) y el presente. Como consecuencia de la acción combinada de depositación de grava debido a la meteorización de la superficie de la montaña Rokko y de las arenas desplazadas a causa de las mareas, este suelo es complejo, y generalmente consiste en una mezcla de capas de arenas y arcillas. A pesar de que la arcilla es predominante cerca del río Takahashi, al este de Kobe, y en Nagata, Hyogo e Itayado en la parte oeste de la ciudad, se presentan suelos arrastrados desde las montañas y arcillas marinas, donde existen pequeñas continuidades entre los estratos de suelo. Como se muestra en la figura 1.1, el terreno costero en ambos lados del límite de Kobe y Nishinomiya está formado por una capa diluvial en la parte superior, depositada bajo el mar durante un periodo que excede 100.000 años. Este estrato está depositado a una profundidad que varía entre 40 m a 80 m. El estrato a menos de 20 m de profundidad, por otra parte, es un estrato de arcilla aluvial marina depositado durante un periodo que excede al Jomon por menos de 15.000 años en el pasado. Los estratos que los separan son capas alternas de arcilla y arena los cuales varían bruscamente de lugar en lugar. Esto se atribuye al resultado de cambios extremadamente frecuentes en los cursos de

pequeños ríos los cuales trasportan los suelos que se acumulan para formar estos estratos alternos. Consecuentemente un estudio de testigos revela la existencia de muchos estratos delgados en forma de lentes. Considerando estas condiciones geológicas y topográficas complejas, es altamente probable que los movimientos de tierra producto del terremoto varíen enormemente de zona en zona.

Figura 1.1. Cortes transversales. En los extremos de la figura se encuentran las cotas (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

2. Características de las Estructuras, Colapso y Causas La tabla 2.1 muestra los daños que se produjeron en las autopistas (Hanshin, Meishin, Chugoku y Nacional), y a su vez, la figura 2.1 muestra su ubicación. De estas fallas, se hace una selección de las más significativas para su estudio en este documento, las cuales corresponden a las destacadas en la tabla 2.1. No. 1

Ruta Autopista Nacional Ruta 171 Autopista Nacional Ruta 43 Autopista Nacional Ruta 2

Puente o Distrito Viaducto Mondo

4

Autopista Meishin

Viaducto Onishi

5

Autopista Meishin

Viaducto Moribe

6

Autopista Meishin

Puente Mukogawa

7

Autopista Chugoku

Viaducto Kawaragi-nishi

8

Autopista Hanshin, N°3 (Línea de Kobe) Autopista Hanshin, N°3 (Línea de Kobe) Autopista Hanshin, N°3 (Línea de Kobe) Autopista Hanshin, N°3 (Línea de Kobe) Autopista Hanshin, N°3 (Línea de Kobe) Autopista Hanshin, N°3 (Línea de Kobe) Autopista Hanshin, N°3 (Línea de Kobe)

Viaducto Takarazuka

Autopista Hanshin, N°3 (Línea de Kobe) Autopista Hanshin, N°3 (Línea de Kobe)

2 3

9

10

11

12

13

14

15

16

Viaducto Iwaya Bypass Hamate

Daños Caída de una viga simple sobre una vía férrea Daños en el hormigón armado y columnas de acero Desviación de la superestructura desde el soporte, daño a pilares rígidos de acero Daño en columnas tipo pared de hormigón armado, descenso de vigas Daño en columnas tipo pared de hormigón armado, descenso de vigas Daño en columnas de hormigón armado, desnivel de vigas debido al daño de un soporte Colapso de losa inclinada con columnas rotuladas Daños en columnas de hormigón armado, descenso de vigas

Koshien Takashio-Cho, Nishinomiya

Daños en columnas de hormigón armado, descenso de vigas

Imazu Futaba-cho, Nishinomiya

Daños en las columnas de acero

Fudaba, Hamawaki-cho Nishinomiya

Caída de dos luces de vigas simples

Cruce Tateishi, Ichiniwa-cho, Nishinomiya

Daños en columna de acero, descenso de vigas

Frente del santuario Ebisu, Ichiniwa-cho Nishinomiya

Daños de pilares de hormigón armado

Fukaehonmachi, Higashinada-ku, Kobe

Colapso de pilares de hormigón armado provocando volcamiento de 18 luces

Oeste de Fukaehonmachi, Higashi-nada-ku, Kobe

Daños en columnas de hormigón armado, descenso de vigas

Hatoba-cho, Chuo-ku, Kobe

Daños en columnas de hormigón armado, descenso de vigas

17

Autopista Hanshin, Paso sobre nivel de línea Daños en columnas de acero N°3 (Línea de Kobe) ferroviaria Wadamisaki 18 Autopista Hanshin, Rampa Minatogawa Daños en columnas de hormigón N°3 (Línea de Kobe) armado, caída de una rampa 19 Autopista Hanshin Puente del puerto Caída de una luz de puente de acero tipo N°5 (Línea de Bay Nishinomiya cajón, daños en los soportes de un Shore) puente tipo Lohse 20 Autopista Hanshin Puente Shin Shuku-gawa Daños en los soportes, desnivel de la N°5 (Línea de Bay Bridge vigas Shore) 21 Autopista Hanshin Puente Shin Shuku-gawa Daños en columnas de acero rígidas N°5 (Línea de Bay Bridge Shore) 22 Autopista Hanshin Puente Higashi-Kobe Daños en soportes en los extremos de N°5 (Línea de Bay un puente atirantado Shore) 23 Autopista Hanshin Puente de la isla ROKKO Daños en los soportes de puente Lohse, N°5 (Línea de Bay inclinación y desnivel de la estructura Shore) principal Tabla 2.1. Principales viaductos dañados por el terremoto (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias

Figura 2.1. Plano de ubicación de fallas en las autopistas (Public Works Research Institute Ministry of Construction) ver referencias.

2.1. Viaducto de Fukae-Honcho Características de la Estructura Este tramo de análisis ubicado en Fukae-Honcho, Higashi-nada-ku, Ciudad de Kobe, Ruta 3 de la Autopista Hanshin, consta de un viaducto que posee una longitud de 635 m, construido sobre la Ruta 43 de la Autopista Nacional. Posee 18 luces y está compuesto por losas de hormigón pretensado con vigas tipo Gerber en medio de cada luz, que se conectan a los pilares y a la estructura de losa. Esta última y las vigas se conectaron por barras de acero en dirección longitudinal y por juntas de expansión en la dirección transversal. Especificaciones del puente3: 1.- Año de término: 1969 2.- Especificaciones de diseño: 1964 Design Specifications for Steel Highway bridges 3.- Coeficiente de diseño sísmico: Coeficiente de diseño sísmico horizontal 𝐾ℎ = 0,20 Coeficiente de diseño sísmico vertical 𝐾𝑣 = ±0,10 4.- Superestructura: Dos vigas tipo Gerber abatibles 5.- Pilares: Estructura de losa: Kobe P126 (Dirección a Osaka) a Kobe P142 (Dirección a Kobe) columna simple con sección circular (Diámetros: 3,1 m; 3,3 m) Altura de columna: 9,9 m (Dirección a Kobe) a 12,4 m. (Dirección a Osaka) 6.- Fundación: Fundaciones de pilotes de hormigón realizadas in situ. (Diámetro 1 m, longitud de 10 a 15 m). 7.- Condiciones de suelo: Suelo tipo II compuesto de arena y arena gravosa 8.- Condiciones de materiales en el diseño: Hormigón de resistencia estándar: 270 kgf/cm2 Refuerzo: SD30 Características del Colapso y Causas de la Falla Análisis de Pilares La falla ocurrida en los pilares se produjo a mediana altura debido a que parte de los refuerzos longitudinales terminaban ahí (véase figura 2.1.1). Los daños no solo se debieron al desprendimiento de la capa de hormigón, sino que también a la rotura del núcleo del pilar y un pandeo en el refuerzo longitudinal. En el costado sur, la cobertura de hormigón falló en conjunto con los refuerzos. La cantidad de pilares que fallaron fue de 17, desde el pilar Kobe P126 a P142, provocando el volcamiento de toda la superestructura en dirección a las montañas. 3

(Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Se evidenció falla de las columnas de hormigón armado debido a falta de refuerzo transversal adecuado para resistir el corte, confinar el hormigón y restringir el pandeo del acero longitudinal de refuerzo, ya que había presente una pequeña cantidad de acero de zuncho. Esto significa que una gran fuerza de corte tuvo que ser resistida por los mecanismos de trabazón, agregados del hormigón (material chancado), lo cual resultó inadecuado para resistir los efectos del sismo. Los estribos ejercieron una baja capacidad de anclaje en la estructura, la cual se habrá perdido cuando el hormigón se agrietó. Además se debe señalar que estaban superpuestos, sin gancho o soldadura. Otro factor que produjo fallas en las columnas de hormigón fue el bajo desempeño del refuerzo longitudinal de 35 mm de diámetro que se debió básicamente a que en muchos casos la soldadura a tope del refuerzo se fracturó de una manera frágil. La terminación de la armadura longitudinal en 2,5 m por encima de la zapata es un punto aparentemente crítico que dio lugar a un severo agrietamiento debido a la fluencia del acero en ese punto (véase figura 2.1.1) Las fallas de las columnas probablemente habrían presentado, en primer lugar, flexión y agrietamiento debido a tensión diagonal ocurrida por las ondas de aceleración en ambas direcciones que condujeron al aplastamiento y al desprendimiento de la cubierta de hormigón (véase fotografía 2.1.1). Luego se produjo ensanchamiento de la grieta por tensión diagonal debido a una inadecuada resistencia al corte de los zunchos. Finalmente se produjo una falla frágil en corte.

Figura 2.1.1. Especificaciones de refuerzos en las columnas de la sección de colapso de la Autopista Hanshin (Park, 1996), ver referencias.

Fotografía 2.1.1. Falla por corte debido a la flexión (Park, 1996), ver referencias.

Análisis de Fundaciones Las características de daños en los pilotes de los 17 pilares colapsados se investigaron usando un sistema de televisión de pozo y excavando el suelo alrededor de las fundaciones para inspeccionar visualmente su condición. Los pilotes del pilar Kobe P126 presentaron los daños más severos, ya que tuvieron una grieta con un ancho de aproximadamente 2 mm encontrada cerca de la sección superior. Además no se encontró evidencia de aplastamiento del hormigón ni pandeo del refuerzo longitudinal. Para estudiar los daños en los pilotes, se llevaron a cabo ensayos de carga en la fundación del pilar Kobe P126. Consistió en tres pruebas: Pandeo de los pilotes, carga vertical y carga horizontal. Tres de los 19 pilotes que conforman este pilar se cortaron para usarse en el ensayo. Las muestras fueron tomadas para usarse en pruebas de resistencia a la compresión de los núcleos de hormigón y para la prueba de resistencia a la tracción de la armadura de refuerzo. El valor promedio de la resistencia de las pilotes de hormigón fue 1.8 veces la resistencia de diseño de 240 kgf/cm2, que representa una resistencia considerable. El punto de fluencia de tres de las cinco barras de refuerzo en estudio no es claro lo que significa que fueron sometidas a un esfuerzo que excede el punto de fluencia. Una observación del ordenamiento del refuerzo en el pilote mostró que estaban instaladas como en el diseño. Para realizar el ensayo de pandeo de los pilotes se preparó cortando el pilote 2,8 m bajo de la zapata, entonces la carga se efectuó 2,5 m bajo esta, utilizando los pilotes adyacentes como reacción. La carga ejercida alcanzó un valor del 60% del momento de fluencia en el pilote. El análisis entre las cargas horizontales y sus desplazamientos respectivos cuando la parte superior del pilar se asume intacta se comparó con los resultados del ensayo. De acuerdo al ensayo, la tensión de fluencia de los refuerzos del pilote fue de 3750 kgf/cm2 y la resistencia a la compresión del hormigón de 425 kgf/cm2.

Finalmente, considerando los resultados de los desplazamientos se concluyó que la rigidez había disminuido (véase figura 2.1.2).

Figura 2.1.2. Ensayo de Pandeo de los Pilotes. (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995). Ver referencias

Para realizar el ensayo de cargas verticales y horizontales dos pilotes se cortaron a una profundidad de 1,2 m bajo la zapata y la parte inferior del pilote se utilizó para realizar los ensayos. Una carga vertical fue aplicada en uno los pilotes, mientras que una carga horizontal fue aplicada en el otro. Se obtuvo una capacidad de carga vertical de 450 tf que excedió a la carga última de diseño que tenía un valor de 436 tf. Además se cumplió con el asentamiento máximo admisible (10% del diámetro del pilote). Asumiendo que los desplazamientos horizontales son de un 1% del diámetro del pilar, se logra obtener el coeficiente de rigidez horizontal del suelo igual a 1,9 kgf/cm3, que es similar al valor obtenido por el ensayo SPT realizado en el suelo igual a 2,3 kgf/cm3 . Para evaluar los daños en los pilotes del pilar Kobe P126 se utilizó un método no lineal de fundaciones4. En la figura 2.1.3 se muestra el sistema de modelación del suelo de fundación y cómo trabaja en conjunto a los pilotes. Se delimita el terreno en varias capas debido no solo al cambio de ángulo de fricción interna, sino que a la variación del coeficiente de resistencia horizontal del suelo (balasto). Los gráficos adjuntos muestran valores aproximados del ensayo, la resistencia vertical máxima otorgada por el suelo en compresión y en tracción, es decir, la resistencia a la inserción y extracción respectivamente, la resistencia horizontal, y para concluir, las resistencias al giro de los pilotes.

4

Descrito en “Reference for Applying the Guide Specifications For Reconstruction and Repair of Highway Bridge Which Sufferd Damage Due To the Hyogo-Ken Nanbu Earthquake (Draft)”

En la parte inferior de la zapata los resortes diagonales representan las resistencias verticales que otorga el suelo. Son diagonales porque poseen una componente horizontal. Los coeficientes elásticos horizontales se obtuvieron de los ensayos anteriormente descritos. Se obtuvo la resistencia del suelo y la rigidez a la flexión de los pilotes de los ensayos de carga y de materiales. Los resultados de este análisis muestran que el desplazamiento horizontal de un pilote no dañado en relación a un pilote con su parte superior dañada, es ligeramente menor, pero la capacidad máxima de soporte horizontal apenas disminuye, por lo que el daño en el pilote tiene un efecto ligero en las fundaciones.

Figura 2.1.3. Esquema de la modelación de la fundación de pilotes del pilar Kobe P126 (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Propiedades de Materiales Para analizar el estado de los daños fue necesario verificar la resistencia de los materiales. Se tomaron tres muestras del núcleo del hormigón de cada pilar, con la precaución de que dichos núcleos no hubieran estado sometidos a grandes esfuerzos. Los resultados de estos ensayos señalaron que los pilares tenían 1,6 veces la resistencia de diseño con un módulo de elasticidad de 2,38 ∙ 105 kgf/cm2 en promedio, sin embargo este valor fue menor en las muestras tomadas de zonas de fallas que en zonas donde la columna no se dañó, lo que significa que estuvieron sometidas a grandes esfuerzos. El refuerzo longitudinal usado fue D35 de SD30, y los zunchos fueron D16 de SD30 y su disposición estaba de acuerdo a los planos de diseño.

Tanto los valores de resistencia de la armadura transversal como longitudinal superaban la resistencia admisible. El punto de fluencia de dichas armaduras fue de 3500 kgf/cm2. En cinco de las 32 muestras ensayadas se obtuvo una falla con tensiones menores a la admisible. En casi la mitad de los ensayos se produjo falla en las soldaduras. Además fue posible deducir que existieron grandes ciclos de carga-descarga en la armadura. De acuerdo a todas las investigaciones, se concluyó que los materiales cumplían con los valores estándar de diseño para pilares. Mecanismos de Falla En base a la investigación de daño y el análisis de respuesta no lineal que se efectuó, la fluencia de las barras longitudinales se desarrolló en donde terminaban los refuerzos interiores, como se muestra en la figura 2.1.4 (a) y (b), luego se desarrollaron grietas de corte a partir de grietas de flexión debido a que la fuerza sísmica aplicada era más grande que la de diseño. Ya que es difícil analizar el posterior mecanismo de daño, se estima que se desarrollaron grietas diagonales en las secciones de termino de acero longitudinal y desprendimiento del recubrimiento de hormigón, como se muestra en la figura 2.1.4 (c) a (e), y entonces el puente se volcó gradualmente por el progreso de daño con la sacudida horizontal y el efecto P-δ (momento adicional generado por el desplazamiento). La fotografía 2.1.2 muestra una vista general del colapso.

Figura 2.1.4. Esquema del progreso de las fallas en las columnas de la sección de colapso de la Autopista Hanshin (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Fotografía 2.1.2. Vista general de la falla en Fukae-Honcho, Ciudad de Kobe, Autopista Hanshin (Public Works Research Institute Ministry of Construction), ver referencia.

2.2. Viaducto de Koshien-Takashi-cho Características de la Estructura El viaducto en Koshien-Takashi-cho se encuentra en la ciudad de Nishinomiya, pertenece a la Ruta 3 de Kobe, Autopista Hanshin. Sus especificaciones de diseño se muestran a continuación5: 1.- Año de término: 1979 2.- Especificaciones de diseño: 1972 Design Specifications for Highway Bridge 1964 Design Guidelines for Substructures, Design of Pile foundation 1968 Design Guidelines for Substructures, Design of Abutment and Pier 3.- Coeficiente de diseño sísmico: Coeficiente de diseño sísmico horizontal 𝐾ℎ = 0,23 Coeficiente de diseño sísmico vertical 𝐾𝑣 = ± 0,11

5

(Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

4.- Superestructura:

Nishinomiya P166 a P167: Viga de acero simple de placas, con una luz de 30 m. Nishinomiya P167 a P168: Viga de Acero simple de placas, con una luz de 40 m. 5.- Pilares: Nishinomiya P167: Hormigón armado tipo Cantiléver Columna simple con sección circular (Diámetro: 2.8 m, altura de columna: 11.713) 6.- Fundación: Nishinomiya P167: Fundación de pilotes de Hormigón armado (Diámetro 1 m, Longitud 14 m) 7.- Condiciones de suelo: Suelo Tipo II: compuesto principalmente de gravas mezcladas con arena y limo mezclado con arena 8.- Condiciones de materiales en el diseño: Resistencia estándar del hormigón para las columnas en el diseño: 270 kgf/cm2 Acero de refuerzo: SD30 Características del Colapso y Causas de la Falla Como se muestra en la figura 2.2.1, el pilar Nishinomiya P167 se destruyó a la mitad y en su base en la dirección longitudinal, y cayó al suelo dividiéndose en tres partes como muestra la figura 2.2.2 (véase también fotografía 2.2.1). Esto provocó la caída de dos luces de vigas sobre el pilar. Además se instalaron dispositivos de conexión entre las vigas de ambos lados, pero se destruyeron. Y se encontraron grietas de curvatura residuales en dirección horizontal de la superficie lateral del medio de la columna que cayó en dirección a Osaka.

Figura 2.2.1. Descripción visual de la falla producida en el pilar P167 debido de la fuerza inducida por el sismo (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Figura 2.2.2. Muestra las tres secciones en que se dividió la columna (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Fotografía 2.2.1. Vista del colapso desde el lado de Osaka (Public Works Research Institute Ministry of Construction), ver referencias.

Propiedades de los Materiales Se realizaron ensayos de resistencia para tres muestras del núcleo de hormigón del pilar P167 como se muestra en la tabla 2.2.1. Resistencia a la compresión (Kgf/cm^2) Valores medidos Promedio Desviación Estandar 485 485 18 507 462

Modulo de Elasticidad ( x 10^5 kgf/cm^2) Valores medidos Promedio Disviación Estandar 3.45 3.46 0.08 3.56 3.36

Tabla 2.2.1. Indica los valores entregados por la resistencia a compresión y módulo de elasticidad de los núcleos de hormigón (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

De los resultados obtenidos podemos concluir que el promedio de la resistencia a la compresión del hormigón es 485 kgf/cm^2, lo que está muy por encima de la resistencia de diseño indicada anteriormente. Y el módulo elástico promedio tiene una desviación estándar baja, la cual nos indica que la sección resulta tener un comportamiento homogéneo. Por otra parte, en relación al acero se utilizó D35 (SD30) como refuerzo longitudinal, y D16 (SD30) para los zunchos. Y en base a los planos originales, se identificó que el acero usado corresponde a los especificados por el diseño. Se realizaron ensayos de tracción para el refuerzo longitudinal usando tres probetas tomadas del pilar P167, como se indica en la tabla 2.2.2. Diámetro

Punto de Fluencia (kgf/cm^2)

Resistencia a la traccion (kgf/cm^2)

Valores medidos Valor promedio Desviación estándar Valores medidos Valor promedio Desviacion estándar 3.700

Refuerzo longitudinal

D35

3.750

5.940 3.680

71

3.580 Refuerzo transversal Valores estándar

D16

3.650

5.950

5.820

177

5.740

100

5.570 3.650 >3.650

-

5.840 5.640

4.900-6.300

Tabla: 2.2.2. Indica los valores del ensayo de resistencia a la tracción para los aceros utilizados en la columna P167 (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Como podemos observar de la tabla, los valores del punto de fluencia obtenidos por el ensayo son mayores al punto de fluencia especificado por el fabricante, obteniendo un valor promedio de 3.680 kgf/cm2 y una resistencia a la tracción promedio de 5.820 kgf/cm2. Adicionalmente, los resultados de las pruebas de tracción en dos probetas de acero de refuerzo transversal indican que los zunchos tuvieron un punto de fluencia de 3.650 kgf/cm2 y una de las probetas resultó no indicarlo, atribuyendo este fenómeno al exceso de tensiones al cual estuvo sometido. Con esto podemos concluir que los materiales de diseño cumplieron con los estándares de resistencia, teniendo un comportamiento satisfactorio.

Mecanismos de Falla Un análisis no lineal de los pilares arrojó que el puente estuvo sometido a fuerzas sísmicas que exceden la de diseño. Se iniciaron fallas por flexión en la base de la columna y en su sección media. El agrietamiento por flexión en el hormigón se transformó en una grieta de corte como se muestra en la figura 2.2.3

Figura 2.2.3. Muestra el mecanismo de colapso que presentó el viaducto (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Resulta difícil rastrear analíticamente los mecanismos de falla que se produjeron después de la grieta, pero a juzgar por los daños, la parte superior de la columna se deslizó hacia abajo en dirección a Kobe a lo largo de la superficie de falla de corte desarrollada en la mitad de la columna, posteriormente las vigas cayeron. Luego la viga en el costado de Osaka cayó sobre parte del pilar y los dispositivos de conexión de vigas se fracturaron al mismo tiempo. También se estimó que la base de la columna se aplastó debido a la caída de las plataformas.

2.3. Viaducto de Ichiniwa-cho (Cruce Tateishi) Características de la Estructura Este tramo de análisis, ubicado en Ichiniwa-cho (Cruce Tateishi), en la ciudad de Nishinomiya, Ruta 3 de Kobe en la Autopista Hanshin, consta de un viaducto que abarca el Cruce Tateishi en la Autopista Nacional Ruta 43. Como se muestra en la figura 2.3.1, el pilar dañado, Kobe P55, tenía una forma especial que consiste en una columna de acero tipo T apoyada en columnas de hormigón armado a través de conexiones apernadas en los extremos de las vigas laterales. Debido a que este pilar fue construido en un punto de ramificación de rampas, está diseñado para soportar la vía principal de la autopista (cuatro pistas) y las rampas (dos pistas). Especificaciones del puente6: 1.- Año de término: 1969 2.- Especificaciones de diseño: 1964 Design Specifications for Steel Highway Bridge 1964 Design Guidelines for Substructures, Design of Pile Foundation 3.- Coeficiente de diseño sísmico: Coeficiente de diseño sísmico horizontal 𝐾ℎ = 0,20 Coeficiente de diseño sísmico vertical 𝐾𝑣 = ± 0,10 4.- Superestructura: Viga de acero compuesta simple tipo cajón (Luz: 70 m) Viga de acero compuesta simple tipo placa (Luz: 45 m) 5.- Pilares: Tipo especial de pilar rígido 6.- Fundación: Fundación de pilotes 7.- Condiciones de suelo: Tipo II, suelo de estratos de arena y arena gravosa 8.- Condiciones de materiales en el diseño: Acero (SM50)

6

(Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Figura 2.3.1. Diagrama de la estructura del Puente (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias

Características del Colapso y Causas de la Falla Análisis de la Estructura Los daños de esta sección se centraron en el pilar central de acero que colapsó por completo debido a las fuerzas verticales, provocando un descenso de la viga transversal de aproximadamente 6 m, llegando a la base de hormigón. Con respecto a las otras columnas, no se registraron daños, pero los soportes se dañaron. Luego de haber fallado todas las soldaduras entre las placas que conformaban el pilar, éstas se aplastaron a lo largo de toda su longitud. El hormigón en la base estalló en todas las direcciones dejando al descubierto el refuerzo (véase fotografía 2.3.1) La viga transversal se pandeó en los puntos de separación de la vía principal con las rampas laterales, desplazándose horizontalmente desde la parte superior del pilar de hormigón en dirección al mar aproximadamente 36 cm.

Fotografía 2.3.1. Vista del pilar colapsado. Se aprecian los restos de hormigón en el suelo (Public Works Research Institute Ministry of Construction), ver referencias.

Mecanismos de Falla El diseño del pilar de acero fue calculado para soportar la vía principal, mientras que ambos pilares de hormigón, utilizados para rigidizar la estructura en el sentido transversal, soportarían las pistas de entrada. La sección central fue diseñada con una combinación de carga muerta y de terremoto en dirección longitudinal y con una combinación de carga viva más carga muerta en el sentido transversal. Cabe destacar que debido al sismo el pilar central soportó tanto la vía principal como las rampas de entrada provocando que las cargas muertas aumentaran el valor de las tensiones en dirección longitudinal y transversal. En la tabla 2.3.1 se muestra un resumen de la toma de cargas en los pilares.

Pilar de acero Pilar de hormigón armado

Carga por peso de viga Carga vertical 78% 22%

Cargas debido al sismo Carga Longitudinal Carga transversal 66% 84% 34% 16%

Tabla 2.3.1. Porcentaje de toma de cargas de los pilares de acero y hormigón armado (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Las dimensiones obtenidas de los restos del pilar de acero demostraron que cumplía con las especificaciones del diseño. Y una revisión de la soldadura remanente en las placas demostró que tenía el tamaño suficiente y no presentaba ningún defecto. Análisis de Falla La carga necesaria para que el pilar de acero fallara por fluencia o pandeos locales, es de 6640 tf. Por otra parte, las cargas verticales solicitantes eran de 1519 tf, lo que implica que para que ocurriera daño, debía inducirse una carga sísmica vertical de 3,3 veces el peso en el pilar. De esto se deduce que el mayor daño fue producido por la fuerza sísmica horizontal. En base a las investigaciones, se deduce que la fuerza sísmica excedió a la considerada en el diseño. Los daños del pilar se iniciaron con un pandeo local en la base de la columna de acero y con un leve descenso de la viga transversal sobre esta (véase figura 2.3.2 (2)). Luego debido a un desplazamiento lateral de la viga sobre los pilares de hormigón, sufrió un pandeo en las zonas de cambio de sección de la pista, provocando que todas las cargas muertas fueran soportadas por el pilar central de acero (véase figura 2.3.2 (3)), provocando un aumento en el pandeo del pilar y por ende un aumento en el descenso de la viga transversal, ocasionando el colapso total de la estructura (véase figura 2.3.2 (4)).

Figura 2.3.2. Fases del colapso (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

2.4. Viaducto de Hamawaki-cho (Fudaba) Características de la Estructura El viaducto pertenece a la autopista Hanshin de Kobe, ubicado cerca del este de Nishinomiya Ebisu Shrine. Los principales daños que se analizaron corresponden a dos luces compuestas de dos vigas de acero tipo cajón ubicadas en el puente. El extremo, en dirección a Osaka está conectado al puente con una viga Gerber tipo cajón y en el extremo oeste en dirección a Akashi está conectado a un puente de vigas de acero tipo cajón (véase figura 2.4.1 y 2.4.2). Especificaciones del Puente7: 1.- Año de término: 1969 2.- Especificaciones de diseño: 1964 Design Specifications for Highway Bridges 1964 Design Guidelines for Subestructures, Design of Pile Foundations 1968 Design Guidelines for Subestructures, Design of Abutment and Pier 3.- Coeficiente de diseño sísmico: Coeficiente de diseño sísmico horizontal 𝐾ℎ = 0,2 Coeficiente de diseño sísmico vertical 𝐾𝑣 = ± 0,1 4.- Superestructura: Puente de vigas de acero simples tipo cajón (Luz=52 m) 5.- Pilares: Kobe P39: Pilar de Hormigón Armado con Vigas Laterales Empotradas Columna simple con Sección Rectangular Kobe P40 a P43: Pilar de Hormigón Armado con Vigas Laterales Empotradas Columna simple con Sección Circular 6.- Fundación: Fundación de pilotes de hormigón confeccionadas in-situ. (Diámetro: 1 m, longitud: 16,4 m) 7.- Condiciones de suelo: Tipo II, suelo consistente de estratos de arena o gravas. 8.- Condiciones de materiales en el diseño: Acero: SM50, SS41 Hormigón de resistencia estándar en diseño: 270 kgf/cm2 Refuerzo: SD30 Características del Colapso y Causas de la Falla Análisis de la Estructura Dos de las luces centrales del puente, compuestas por vigas de acero tipo cajón cayeron desde la parte superior de los pilares. En los extremos de la viga se sostenían los soportes móviles de los pilares Kobe P40 a P41 (véase figura 2.4.1 y fotografía 2.4.1). De los análisis se concluyó que el extremo del puente en dirección a Osaka impactó la viga de acero en el pilar P39, el impacto fue transmitido a través de las vigas en dirección a

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(Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Akashi, impactando el extremo del puente de vigas continuas adyacentes al pilar P43 dañando dos luces como se aprecia en la fotografía 2.4.1.

Figura 2.4.1. Vista general del viaducto Hamawaki-cho. En el extremo en direcciona a Osaka se encuentra la conexión con la Viga Gerber, y en extremo en dirección a Akashi se conecta con un puente de vigas de acero tipo cajón (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Figura 2.4.2. Vista frontal y lateral de un pilar y la sección de las vigas tipo cajón (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Fotografía 2.4.1. Muestras el colapso de los paños del viaducto (Public Works Research Institute Ministry of Construction), ver referencias.

Mecanismos de Falla La figura 2.4.3 muestra una vista en planta del desplazamiento relativo entre la subestructura y la superestructura las cuales no se desprendieron en la totalidad de los pilares. En la parte superior del pilar Kobe P39, el puente con viga tipo Gerber impactó la viga S39, y la zona adyacente a la viga impactó el pilar (véase fotografía 2.4.2). Bajo el efecto del impacto, la viga S39 se desplazó en dirección a las montañas y hacia Akashi. En la parte superior del pilar P40, el soporte fijo de la viga S39 falló y la viga fue empujada en dirección a Akashi y hacia el océano. En la parte superior del pilar P42, la viga S42 fue empujada por la viga S41 en dirección a Akashi y hacia las montañas. En la parte superior del pilar P43, el apoyo fijo de la viga S42 falló y la viga fue empujada en dirección a Akashi. Y en el apoyo móvil del extremo de la viga S43 (dirección a Osaka), los pernos de los soportes fallaron y la viga fue empujada en dirección a Akashi.

Figura 2.4.3. Muestra el desplazamiento debido al impacto de la viga Gerber sobre las vigas tipo cajón. Vista en planta (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Fotografía 2.4.2. Muestra el impactó en el extremo de las vigas en el pilar P39 (Park, 1996), ver referencias.

Análisis de Soportes La parte superior del apoyo cayó casi en todos los soportes, excepto en los soportes fijos del pilar P43, el cual fue empujado por la vigas debido a la falla del set de pernos de los apoyos adyacentes. Los soportes apernados y rotulados eran de acero como se muestran en la figura 2.4.4.

Figura 2.4.4. Muestras los dos tipos de apoyos presentes en la estructura. A la derecha se encuentra el apoyo rotulado y a la izquierda el apoyo apernado (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Los soportes fueron diseñados en conformidad con los criterios de diseño de esos tiempos, pero fueron empujados fuera de su posición por las fuerzas sísmicas y el movimiento en la dirección longitudinal. Análisis de las Vigas Los daños en los extremos de la viga S42 en la parte superior del pilar P42 se muestran en la fotografía 2.4.3 en donde se puede apreciar el daño causado cuando el ala de la viga colapsada S41 impactó en el alma de la viga S42 y se asume como una de las causas del colapso en la viga S41. Adicionalmente el extremo de la viga caída S40 y el borde superior del pilar P40 se dañaron, mientras que la viga se deslizó hasta el nivel de terreno.

Fotografía 2.4.3. Muestra el daño producido en la viga S42 (Park, 1996), ver referencias.

En resumen, se estima de investigaciones detalladas de los daños ocurridos y de los resultados de análisis, que el puente fue sometido a un movimiento sísmico que excedió las consideraciones de diseño, causando que dos luces entre los pilares P40 y P42 cayeran de la cima de estos. También se evaluó que el evento que comenzó este proceso fue la falla de los soportes en la viga Gerber en la parte superior de los pilares, provocando que la viga golpeara la sección adyacente y así se transmitiera el golpe de viga en viga y así esta reacción en cadena incrementara el movimiento de la vigas (Véase figura 2.4.5).

Figura 2.4.5. Muestra el mecanismo de colapso debido a la transmisión del golpe de viga en viga (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

2.5. Puente del Puerto de Nishinomiya Características de la Estructura Este puente está ubicado en la ciudad Nishinomiya, Ruta 5 Bay Shore Line en la Autopista Hanshin, y conecta las playas Koshien y Nishinomiya. Especificaciones del puente8: 1.- Año de término: 1993 2.- Especificaciones de diseño: 1990 Design Specifications for Highway Bridges (Superestructura y Pilares de Acero) 1980 Design Specifications for Highway Bridges (Fundaciones) 3.- Coeficiente de diseño sísmico: Coeficiente de diseño sísmico horizontal Kh= 0,3 4.- Superestructura: Luz principal: Viga tipo Nielsen Lohse (luz: 252 m) Luces laterales: Vigas de Acero tipo Cajón (luz: 52 m) 5.- Pilares: Pilar Ocean P99 (Pilar de Acero de Marco Rígido) Altura de Pilar: 24,7 m, Sección de Columna: 4,0 x 4,0 m 6.- Fundación: Pilar Ocean P100 (Fundación Caisson), 42 x 22 m, profundidad 23 m Pilar Ocean P99 (Fundación Caisson), 40 x 13 m, profundidad 23 7.- Condiciones de suelo: Suelo tipo III, relleno de suelo adyacente al revestimiento, estrato con grava diluvial 8.- Condiciones de materiales en el diseño: Acero (SS400,SM490Y,SM520,SM570) Concreto (fundación): losa inferior de Cassion: σck= 300 kgf/cm2 Cuerpo Caission: σck= 240 kgf/cm2 Losa superior de Caisson: σck=240 kgf/cm2 Sobre el pilar Ocean P99 (véase figura 2.5.1), las vigas de acero tipo Cajón se apoyaban 110 cm y a su vez, la viga tipo Nielsen Lohse se apoyaba 420 cm. Estas vigas se encontraban unidas a través de seis barras de enlace (véase figura 2.5.1). La viga de acero tipo Cajón pesaba aproximadamente 1900 tf y la viga Nielsen Lohse 12000 tf y sus longitudes corresponden a 52 m y 252 m respectivamente.

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(Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Figura 2.5.1. Se muestran las seis barras de enlaces de las vigas (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Características del Colapso y Causas de la Falla Los daños principales asociados a este puente ocurrieron en la conexión de la viga unida al puente Nishinomiya por el lado de Osaka sobre el pilar Ocean P99 (véase fotografía 2.5.1 y figura 2.5.2). Los apoyos fijos también se dañaron. Se produjo licuefacción en el suelo bajo el puente ocasionando un flujo del suelo de aproximadamente 1 a 2 m cerca del relleno de ambas playas en dirección del canal, provocando grietas. También se identificaron desplazamientos en la parte superior de las fundaciones (tipo Cassion) de 1 a 5 cm en la playa Nishinomiya y 1 a 9 cm en la playa Koshien. Con respecto a los daños sufridos en la viga Nielsen Lohse, los apoyos fijos sobre el pilar Ocean P100 se partieron en dos en dirección hacia el océano, mientras que el apoyo móvil del pilar Ocean P99 sufrió un desplazamiento aproximado de 30 cm, el cual es su límite admisible. Con respecto a la viga tipo cajón, soportada por los pilares Ocean P99 y P98, los apoyos fijos sobre el pilar Ocean P99 fallaron, ocasionando que las barras de enlace también fallaran, resultando en el colapso de la viga. En el pilar Ocean P98, como muestra la fotografía 3.5.1, la viga no cayó pero fue empujada por la viga sostenida por los pilares Ocean P98 y P97.

Fotografía 2.5.1. Vista general del colapso (Public Works Research Institute Ministry of Construction), ver referencias.

Figura 2.5.2. Esquema del puente y de la falla (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Análisis de Fundaciones Para el estudio de estos daños, se realizó un análisis dinámico, el cual considera simultáneamente al puente y el suelo que lo rodea. Este suelo se formó colocando un estrato de relleno de aproximadamente 11 m sobre un estrato viscoso aluvial. En la figura 2.5.3, se muestra que el puente fue modelado como un sistema lineal asumiendo que el suelo alrededor de la fundación se comporta elásticamente. La constante elástica se calculó de acuerdo a las especificaciones de diseño para puentes elevados estimando la velocidad de onda de corte elástica desde un ensayo SPT. No se tomaron en cuenta las fuerzas de fricción que actúan en los apoyos móviles transmitidas por las conexiones de las vigas.

Figura 2.5.3. Modelo para el análisis dinámico. Se aprecian que el suelo se modela elástico (resortes) (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Se estimó que la resistencia última en dirección horizontal de los apoyos fijos entre el pilar Ocean P100 y la viga Nielsen Lohse era 11000 tf y debido a que las fuerzas inerciales actuando sobre la viga alcanzaron un valor de 12000 tf, la sección superior de uno de los apoyos se partió en dos, mientras que en el otro fallaron los pernos. Un análisis de los desplazamientos mostró que la viga Nielsen Lohse sobre el pilar Ocean P99 se desplazó 107 cm impactando la viga tipo cajón de los pilares Ocean P99 y P98. Los apoyos ubicados en el pilar Ocean P99 poseían una resistencia máxima de 1900 tf por el lado de la viga cajón y según el análisis realizado se estimó que las fuerzas inerciales alcanzaron valores de 2100 tf sobre los apoyos. Las barras de acero de conexión fallaron casi en el mismo instante que dichos apoyos. La figura 2.5.4 muestra la deformación previa a la falla.

Figura 2.5.4. Esquema del instante previo a la falla (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencia.

Después de la falla en los apoyos, tanto las vigas como los pilares empezaron a sufrir desplazamientos independientes, causados por el sismo. Provocando que en un momento se alcanzara una separación máxima (21 cm) de los pilares Ocean P99 y P98 que debido a los fallos mencionados anteriormente superaron el desplazamiento máximo que podía sufrir la viga entre dichos pilares. Por otra parte el desplazamiento de la viga Nielsen Lohse (que se limitaba a ±15cm) fue resistido por el apoyo móvil ocasionando una deformación excesiva del pilar P99, que en conjunto con las deformaciones anteriores produjo el colapso de la viga (véase figura 2.5.5).

Figura 2.5.5. Desplazamientos variables y colapso de la viga (Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake, 1995), ver referencias.

Comentarios En este capítulo a fin de aclarar los mecanismos de fallas presentados con anterioridad, causados por el ya conocido terremoto de Hyogo-ken Nanbu del 17 enero de 1995, se presentan algunas conclusiones de carácter importante. Basados en los datos recopilados y registros el efecto de desplazamiento horizontal inducido por el terremoto en las estructuras, éste fue más grande que cualquier otro terremoto experimentado previamente, no solo en Japón sino que alrededor del mundo. El nivel del movimiento del suelo excedió por mucho la fuerza sísmica considerada en la práctica para el diseño de puentes, viaductos y autopistas. En cuanto a los pilares de hormigón armado diseñados antes de los criterios de 1980, sufrieron severos daños caracterizados por el pandeo longitudinal del acero de refuerzo progresando a daños por corte. También se encontraron daños severos en algunas bases de los pilares. Un análisis de la relación entre el daño a los pilares de hormigón armado y los estándares de diseño aplicados indican que cerca del 15% de todos los pilares en la Ruta 3, Línea de Kobe, de la Autopista Hanshin, la cual fue construida en concordancia con las especificaciones de diseño de puentes de 1964 y 1971, sufrió daños severos incluido colapso completo, agrietamiento, pandeo, o fractura del refuerzo, mientras que este nivel de daño no se encontró en pilares de hormigón armado de la Ruta 5, Línea de Bay Shore, de la Autopista Hanshin, la cual fue construida en concordancia con las especificaciones de diseño para puentes publicadas en 1980 o después. Respecto los pilares de acero se observó que estos se caracterizaron porque las fuerzas sísmicas horizontales causaron pandeos locales en las almas y alas de columnas de acero de sección rectangular. Luego ocurrió la separación de la soldadura, llevando al aplastamiento de la columna, ocasionando que las losas se hundieran por la disminución de la resistencia vertical del perfil. En relación a los daños producidos en la superestructura se presentaron fracturas en los pernos y rotulas pertenecientes a los soportes. Por otra parte, en el suelo de fundación se observó licuefacción y flujo, tanto en materiales arcillosos como granulares, donde para estos últimos resulta ser un fenómeno bastante inesperado. En las fundaciones no se encontraron grandes daños como asentamientos, fracturas del refuerzo, agrietamiento del hormigón, entre otros daños los cuales afectan la estabilidad del puente durante el terremoto. Pero sí se encontraron desplazamientos residuales provocados por el flujo de suelo debido a la licuefacción en las fundaciones ubicadas cerca de las costas, pero incluso en estos casos, el daño en las fundaciones se limitó a grietas y no hubo colapso primario provocado por el flujo de suelo. Para terminar, cabe señalar la existencia de un museo en Japón, Kobe en donde se preservan las fallas provocadas por el terremoto, Llamado ¨Hanshin Expressway Earthquake Museum¨.9 9

Para más información acerca del museo, visitar: http://www.hanshin-exp.co.jp/english/aboutus/earthquake/museum.html

Agradecimientos Se presenta un especial agradecimiento al profesor Luis Muñoz, por su colaboración inicial en el desarrollo del presente documento; a la señorita Sandra Achurra por su buena disposición para contactar con JICA, a través de quienes se contactó a chilenos que tuvieron la oportunidad de realizar un seminario en Japón respecto al terremoto; ellos son: Raúl Oberreuter y Carlos Méndez a quienes agradecemos de igual manera por la información brindada; y especialmente al Dr. Shigeki UNJOH quien tuvo la disposición y amabilidad de brindar información privilegiada sin la cual no hubiera sido posible esta investigación. Referencias Committee on Highway Bridge Damage Caused by the Hyogo-ken Nanbu Eartquake. 1995. Report on Highway Bridge Damage Caused by The Hyogo-ken Nanbu Earthquake of 1995. Kobe : s.n., 1995. Panza, Guiliano Francesco. Ispra. [Online] [Cited: 11 27, 2014.] http://www.isprambiente.gov.it. Pararas-Carayannis, Dr. George. drgeorgepc. [Online] [Cited: 12 3, 2014.] http://www.drgeorgepc.com/. Park, R. 1996. An Analysis of the Failure of the Columns of a 600 Metre Length of the Hanshin Elevated Expressway During the Great Hanshin Earthquake of 17 January 1995. 1996. Public Works Research Institute Ministry of Construction. The 1995 Hyogoken Nanbu Earthquake. Tsukuba : s.n. United States Geological Survey. USGS. [Online] [Cited: Noviembre 27, 2014.] http://earthquake.usgs.gov/.