VOLUMEN 2B (1)

MINISTERIO DE TRANSPORTE Y OBRAS

PÚBLICAS DEL ECUADOR

SUBSECRETARÍA DE INFRAESTRUCTURA DEL TRANSPORTE

VOLUMEN Nº 2 – LIBRO B NORMA PARA ESTUDIOS Y DISEÑO VIAL

NORMA ECUATORIANA VIAL NEVI-12 - MTOP

QUITO, 2013

Volumen 2 Libro B

Norma para Estudios y Diseño Vial

ADMINISTRACIÓN DE: Arq. María de los Ángeles Duarte Pesantez MINISTRA DE TRANSPORTE Y OBRAS PÚBLICAS Ing. Boris Córdova Gonzales VICEMINISTRO DE INFRAESTRUCTURA Y TRANSPORTE Ing. Milton Torres Espinoza SUBSECRETARIO DE INFRAESTRUCTURA DEL TRANSPORTE

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REVISIÓN ACTUALIZACIÓN Y COMPLEMENTACIÓN DE LAS NORMAS Y LAS ESPECIFICACIONES TÉCNICAS DEL SECTOR DEL TRANSPORTE (VIAL) DEL

MTOP

Ing. Milton Torres E. Ing. Manuel Aizaga Ing. Juan Carlos Espinel Ing. Mario González Ing. Gerardo Jiménez Ing. Washington Morán Ing. Carlos Caicedo A. Ing. Luis Fiallos Ing. Jorge Bustillos Lcda. Marcia Vizuete Ing. Luis Salvador

Subsecretario de Infraestructura del Transporte Administrador del Contrato Director de Construcciones Encargado Director de Conservación Encargado Coordinador del Administrador de Estudios Coordinador Técnico - Geotecnia Coordinador de Diseño Vial Coordinador de Estructuras Viales Coordinador de Hidrología – Hidráulica Coordinador de Factibilidad Coordinador de Impactos Ambientales Administrador - Técnico

INDEPRO& COA – CONSULTORES ASOCIADOS

Dr. Ing. Rafael Pezo Z. Ing. Gustavo Hidalgo Rivas. Ing. Mario Morán Proaño. CcD.

C.O.A Consultora INDEPRO Consultora Coordinador Técnico

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PREFACIO

La red vial del Ecuador es un pilar básico para el fomento de la productividad basada en los principios de equidad, equivalencia, excelencia, sostenibilidad ambiental y competitividad, que hace posible el cumplimiento del plan nacional de desarrollo y los principios del Buen Vivir o Sumak Kawsay. En este marco, el Gobierno Nacional del Econ. Rafael Correa, cumpliendo el mandato de la Constitución del 2008, a través del Ministerio de Transporte y Obras Públicas, ha desarrollado e implementado un plan estratégico para el mejoramiento y la excelencia en la planificación, diseño, construcción y mantenimiento de los proyectos viales, basado en la aplicabilidad en el Ecuador del conocimiento científico desarrollado en las mejores normativas internacionales y las experiencias tecnológicas ecuatorianas, a través de un proceso de generación de la Norma Ecuatoriana Vial NEVI-12, cuyo objetivo es la revisión, actualización y complementación de normas y especificaciones técnicas del sector del transporte vial, para factibilizar y garantizar el desarrollo nacional.

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INTRODUCCION NEVI-12 La infraestructura vial en el Ecuador, ha mantenido una historia de afectaciones constantes, como paralizaciones y colapso de puentes y caminos, generadas tanto por el riesgo sísmico cuanto por los factores climáticos a los que por décadas los Gobiernos han tenido que afrontar con soluciones inmediatistas y onerosas para el erario nacional, sin ningún soporte tecnológico que garantice una seguridad adecuada para el desarrollo. Las afectaciones de la red vial antes señaladas a su vez, de forma directa, han incidido negativamente al proceso de desarrollo económico y productivo del Ecuador, fomentando la pobreza y limitando el acceso a bienes, productos y servicios vitales garantizados por la Constitución. Las regulaciones técnicas del MTOP (MOP-001-F y MOP-001-E), generadas en 1974 han contribuido tibiamente en solucionar los aspectos antes mencionados, pues en 1993 fueron actualizadas con mínimos cambios por la Pontificia Universidad Católica del Ecuador. A través de Acuerdos Ministeriales se ha tratado de homologar y regular aspectos no contemplados en las regulaciones antes señaladas y la formulación de Normas Interinas de 1999 (Ex CORPECUADOR) ha llegado a constituir una guía técnica referencial para reducir las probabilidades de fallas de las obras de reconstrucción de la red vial. Actualmente, la globalización exige que la producción de bienes y prestación de servicios a través de la red vial, fomente el desarrollo productivo y la transformación de la matriz productiva basada en los principios de: equidad o trato nacional, equivalencia, participación, excelencia, información, sostenibilidad ambiental y competitividad sistémica. En este sentido, el Ecuador a partir de la Constitución del 2008, y el gobierno del Presidente Rafael Correa Delgado, ha generado e implementado el cumplimiento de las regulaciones necesarias para garantizar los derechos ciudadanos relacionados con la seguridad, protección de la vida y la salud humana, animal y vegetal, la preservación del medio ambiente y la protección del consumidor contra prácticas engañosas, entre ellas la Ley del Sistema Ecuatoriano de la Calidad, (publicada en el Registro Oficial No. 26 el 22 de febrero de 2007). Este nuevo marco regulatorio hace indispensable armonizar el ordenamiento jurídico con los convenios internacionales de los cuales el Ecuador es signatario y establece los requisitos y los procedimientos para la elaboración, adopción y aplicación de normas, reglamentos técnicos y procedimientos de evaluación de la conformidad; Así mismo se declara política de Estado la demostración y la promoción de la calidad, en los ámbitos público y privado, como un factor fundamental y prioritario de la productividad, competitividad y del desarrollo nacional. Por lo dicho, corresponde a las entidades e instituciones públicas que en función de sus competencias, tienen la capacidad de expedir normas, reglamentos técnicos y procedimientos de evaluación de la conformidad; ante lo cual El Ministerio de Transportes y Obras Públicas, como

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entidad competente para formulación de políticas, regulaciones, planes, programas y proyectos, que garanticen un Sistema Nacional del Transporte Intermodal y Multimodal, sustentado en una red de Transporte con estándares internacionales de calidad, alineados con las directrices económicas, sociales, medioambientales y el plan nacional de desarrollo; todo lo que ha generado en la iniciativa para la revisión, actualización y complementación de las normas y especificaciones técnicas del sector transporte (vial) del MTOP. El proceso antes señalado ha generado La Norma Ecuatoriana Vial, NEVI-12 que constituye un documento normativo técnico aplicable al desarrollo de la infraestructura vial y del transporte en el Ecuador bajo los principios de equidad o trato nacional, equivalencia, participación, excelencia, información, sostenibilidad ambiental y competitividad sistémica. En esta normativa se establecen las políticas, criterios, procedimientos y metodologías que se deben cumplir en los proyectos viales para factibilizar los estudios de planificación, diseño y evaluación de los proyectos viales, así como para asegurar la calidad y durabilidad de las vías, mitigar el impacto ambiental y optimizar el mantenimiento del tráfico en las fases de contratación, construcción y puesta en servicio. Las disposiciones de Norma Ecuatoriana Vial, NEVI-12, deberán ser observadas por proyectistas, constructores y por cualquier persona que desarrolle estudios y trabajos para el Ministerio de Transporte y Obras Públicas, MTOP. Estas disposiciones constituyen el reconocimiento de las prácticas, procedimientos y reglamentos técnicos internacionales, por ser convenientes para el Ecuador. En este sentido, la norma NEVI-12 ha sistematizado el conocimiento y criterio técnico de los diversos especialistas nacionales respecto de las mejores prácticas, procedimientos y normativa de otros países aplicables a realidad y necesidades tecnológicas ecuatorianas con proyecciones a largo plazo para un servicio vial sustentable y seguro. El NEVI-12 está estructurado de tal forma que pueda prestar el soporte tecnológico necesario en campo y en gabinete para la solución de los problemas viales, aún para los más complejos; dentro de un marco científico adecuado para la intervención de los especialistas de alto nivel. Además, considerando que la ciencia de la ingeniería vial está en permanente cambio por las necesidades de servicio y seguridad, el NEVI-12 facilita la innovación del conocimiento ingenieril; mejorando, ampliando, sustituyendo y actualizando las disposiciones contenidas en esta normativa que se desarrollaron en forma consistente con las prácticas y principios de las normativas y especificaciones internacionales. El NEVI-12 está conformado por seis (6) volúmenes, cuyos contenidos fueron seleccionados estratégicamente para conformar unidades coherentes con los requerimientos tecnológicos para el desarrollo de los proyectos viales en las fases de estudios, construcción, mantenimiento y contratación, dentro de un marco legal consistente con el ordenamiento jurídico del Ecuador y los principios internacionales y locales para la protección del patrimonio ecológico.

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VOLUMEN CONTENIDO ALCANCE

VOLUMEN 1 Procedimientos para proyectos viales.

Enfoques y metodología para el desarrollo de proyectos viales.

VOLUMEN 2A-B Norma para estudios y diseños viales.

Principios normativos para estudios viales.

VOLUMEN 3 Especificaciones generales para construcción de caminos y puentes.

Especificaciones Técnicas regulatorias para la construcción de caminos y puentes.

VOLUMEN 4 Estudios y criterios ambientales para proyectos viales

Marco legal regulatorio específico para Estudios Ambientales viales.

VOLUMEN 5 Procedimientos de operación y seguridad vial.

Normativa y especificación para seguridad y operación vial.

VOLUMEN 6 Operaciones de mantenimiento vial.

Normativa y especificación para el mantenimiento vial.

A su vez, los Volúmenes del NEVI-12, constituyen tres unidades para el desarrollo de un Proyecto Vial; de la siguiente manera:

a) Los Volúmenes 1, 2 A - B conforman una Unidad normativa que crea un marco científico suficiente para el planteamiento del Proyecto, los estudios ingenieriles y el diseño vial.

b) El Volumen 3 constituye una Unidad de Especificaciones Técnicas dirigida a establecer procedimientos aplicables y características de materiales requeridos en los proyectos viales.

c) El Volumen 4 constituye las especificaciones y normas ambientales. d) Los Volúmenes 5 y 6 pertenecen a una unidad de procedimientos y especificaciones

operacionales de seguridad y de mantenimiento vial.

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INDICE GENERAL

INTRODUCCION NEVI-12 ........................................................................................................ v

INDICE GENERAL ................................................................................................................... viii INDICE CAPÍTULO 2B.100 ...................................................................................................... 11

CAPÍTULO 2B.100 ESTUDIOS GEOTECNICOS Y DISEÑOS DE PAVIMENTOS ........ 15

SECCION 2B.101 ESTUDIOS GEOTÉCNICOS .............................................................................. 15

2B.101.2 FASE PRE-PRELIMINAR ............................................................................................. 18

2B.101.3 FASE DE PREFACTIBILIDAD ..................................................................................... 19

2B.101.4 ESTUDIO PRELIMINAR ............................................................................................... 29

2B.101.5 ESTUDIOS DEFINITIVOS ............................................................................................ 70

SECCION 2B.102 NORMA DE DISEÑO DE PAVIMENTOS DE CARRETERAS ........................ 78

2B.102.1 INTRODUCCIÓN ........................................................................................................... 78

2B.102.2 OBJETO ........................................................................................................................... 80

2B.102.3 FACTORES DE DIMENSIONAMIENTO ..................................................................... 80

2B.102.4 MÉTODOS DE DISEÑO A UTILIZAR ....................................................................... 102

2B.102.5 MÉTODO DE DISEÑO RECOMENDADOS .............................................................. 105

2B.102.6 ESPALDONES .............................................................................................................. 108

2B.102.7 JUNTAS EN PAVIMENTOS DE HORMIGÓN HIDRAULICO ................................. 111

2B.102.8 ASPECTOS CONSTRUCTIVOS .................................................................................. 112

2B.102.9 DIMENSIONAMIENTO DEL REFUERZO (MÉTODO MECANISISTA) ................ 114

2B.102. 10 NOMENCLARUTA ................................................................................................... 122

INDICE CAPÍTULO 2B.200 .................................................................................................... 129

CAPÍTULO 2B.200 DISEÑO HIDRÁULICO DE ESTRUCTURAS DE DRENAJE ....... 138

SECCIÓN 2B.201 NORMAS PARA ESTUDIOS DE HIDROLOGIA, HIDRAULICA Y TRANSPORTE DE SEDIMENTOS ................................................................................................. 138

2B.201.1 ASPECTOS GENERALES ........................................................................................ 138

SECCION 2B.202 DISEÑO DEL DRENAJE, SANEAMIENTO, MECANICA E HIDRAULICA FLUVIAL …………………………………………………………………………………………..243


2B.202.2 HIDROLOGIA DEL AREA ...................................................................................... 245

2B.202.3 DRENAJE TRANSVERSAL DE LA CARRETERA ................................................... 264

2B.202.4 DRENAJE DE LA PLATAFORMA ............................................................................. 308

2B.202.5 DISEÑO DE CANALES EN RÉGIMEN UNIFORME ................................................ 321

2B.202.6 DRENAJE SUBTERRANEO ........................................................................................ 336

2B.202.7 PROCEDIMIENTOS Y TECNICAS DE HIDRAULICA Y MECANICA FLUVIAL344

2B.202.8 DISEÑO DE OBRAS DE DEFENSAS FLUVIALES .................................................. 418

INDICE CAPÍTULO 2B.300 .................................................................................................... 473

CAPÍTULO 2B.300 DISEÑO DE PUENTES Y ESTRUCTURAS ...................................... 482

SECCIÓN 2B.301 PUENTES Y ESTRUCTURAS AFINES ........................................................... 482

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ix

2B.301.1 ASPECTOS GENERALES ........................................................................................... 482

2B.301.2 INGENIERÍA BÁSICA EN PROYECTOS DE PUENTES Y ESTRUCTURAS AFINES ....................................................................................................................................................... 483

2B.301.3 DISPOSICIONES Y RECOMENDACIONES DE DISEÑO ........................................ 495

2B.301.4 DISEÑO SÍSMICO (AASHTO LRFD 2010) ................................................................ 589

2B.301.5 PRESENTACIÓN DE LOS ESTUDIOS ....................................................................... 593

SECCIÓN 2B.302 TÚNELES ........................................................................................................... 603


2B.302.2 DEFINICIÓN GEOMÉTRICA DE TÚNELES ............................................................. 605

2B.302.3 ESTUDIOS DE INGENIERÍA BÁSICA ...................................................................... 609

2B.302.4 ALCANCES PARA LOS DISEÑOS SEGÚN EL NIVEL DE ESTUDIOS ................. 613

2B.302.5 CRITERIOS DE DISEÑO DE INSTALACIONES ELECTROMECÁNICAS DE CONTROL Y SEGURIDAD ........................................................................................................ 614

SECCIÓN 2B.303 ESUDIOS DE RIESGO SISMICO ..................................................................... 623


2B.303.2 CRITERIOS BÁSICOS PARA LA REUTILIZACIÓN DE LA INFORMACIÓN EXISTENTE .................................................................................................................................. 623

2B.303.3 CRITERIOS Y ZONIFICACIÓN SÍSMICA PARA VÍAS ........................................... 626

2B.303.4 ESPECTROS PARA EL DISEÑO DE PUENTES Y SUPERESTRUCTURA VIAL.. 632

2B.303.5 DISPOSICIONES DE DISEÑO SÍSMICO PARA EL HORMIGON ARMADO ........ 642

10





VOLUMEN Nº 2 – LIBRO B: NORMA PARA ESTUDIOS Y DISEÑO VIAL

CAPÍTULO 2B.100 ESTUDIOS GEOTECNICOS Y DISEÑOS DE PAVIMENTOS

QUITO 2013

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INDICE CAPÍTULO 2B.100 INDICE GENERAL ................................................................................................................... viii CAPÍTULO 2B.100 ESTUDIOS GEOTECNICOS Y DISEÑOS DE PAVIMENTOS ........ 15

SECCION 2B.101 ESTUDIOS GEOTÉCNICOS ................................................................................ 15

2B.101.2 FASE PRE-PRELIMINAR ............................................................................................... 18

2B.101.2.1 Objetivos ..................................................................................................................... 18

2B.101.2.2 Metodología ................................................................................................................ 18

2B.101.2.3 Estudio Geológico Regional ....................................................................................... 18

2B.101.2.4 Zonificación Geotécnica ............................................................................................. 19

2B.101.2.5 Resultado: Mapa de Zonificación Geotécnica ............................................................ 19

2B.101.3 FASE DE PREFACTIBILIDAD ....................................................................................... 19

2B.101.3.1 Objetivos ..................................................................................................................... 19

2B.101.3.2 Estudio Geológico ...................................................................................................... 21

2B.101.3.3 Riesgos Geológicos .................................................................................................... 21

2B.101.3.4 Rasgos Hidrográficos e Hidrogeológicos ................................................................... 21

2B.101.3.5 Perfiles Geológicos ..................................................................................................... 21

2B.101.3.6 Mapa de Afloramientos .............................................................................................. 25

2B.101.3.7 Unidades Geotécnicas ................................................................................................. 25

2B.101.3.8 Estaciones Geomecánicas ........................................................................................... 25

2B.101.3.9 Estudio de Cortes ........................................................................................................ 27

2B.101.3.10 Estudio de Rellenos .................................................................................................. 27

2B.101.3.11 Cimentaciones........................................................................................................... 27

2B.101.3.12 Perfiles Geotécnicos ................................................................................................. 27

2B.101.3.13 Estudio de materiales de construcción ...................................................................... 27

2B.101.3.14 Estudio de Túneles .................................................................................................... 28

2B.101.3.15 Conclusiones ............................................................................................................. 28

2B.101.4 ESTUDIO PRELIMINAR ................................................................................................. 29

2B.101.4.1 Objetivos ..................................................................................................................... 29

2B.101.4.2 Metodología ................................................................................................................ 29

2B.101.4.3 Estudio Geológico ...................................................................................................... 29

2B.101.4.4 Investigación Geotécnica para cortes ......................................................................... 29

2B.101.4.6 Investigación Geotécnica para estudio de materiales de construcción préstamos ...... 35

2B.101.4.7 Yacimientos y Canteras .............................................................................................. 36

2B.101.4.7 (1) Condiciones que deben satisfacer los materiales. ............................................ 36

2A.101.4.7 (2) Ensayos de Materiales: .................................................................................... 38

2B.101.4.7 (3) Fuentes de Materiales ....................................................................................... 40

2B.101.4.7 (4) Materiales granulares ....................................................................................... 42

2B.101.4.7 (5) Estabilización de suelos .................................................................................... 43

2B.101.4.8 Cortes y Rellenos ........................................................................................................ 44

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12

2B.101.4.8 (1) Cortes ................................................................................................................ 44

2B.101.4.8 (2) Causas de los movimientos ............................................................................... 45

2B.101.4.8 (3) Tipos de análisis de estabilidad ....................................................................... 46

2B.101.4.8 (4) Definición del factor de Seguridad (FS) .......................................................... 46

2B.101.4.8 (5) Técnicas de análisis .......................................................................................... 48

2B.101.4.8 (6) Elección del método de análisis ........................................................................ 48

2B.101.4.9 Estabilidad de la excavación ....................................................................................... 51

2B.101.4.9 (1) Excavaciones en suelo ...................................................................................... 51

2B.101.4.9 (2) Resumen de soluciones ..................................................................................... 56

2B.101.4.9 (3) Medidas de estabilización ................................................................................ 57

2B.101.4.9 (4) Sistemas de Drenaje .......................................................................................... 58

2B.101.4.9 (5) Excavabilidad ................................................................................................... 59

2B.101.4.9 (6) Aprovechamiento del material .......................................................................... 60

2B.101.4.9 (7) Subrasante ........................................................................................................ 61

2B.101.4.10 Rellenos .................................................................................................................... 62

2B.101.4.10 (1) Tipos de relleno y geometría .......................................................................... 62

2B.101.4.10 (2) Estabilidad. .................................................................................................... 63

2B.101.4.10 (3) Tratamientos: .................................................................................................. 66

2B.101.4.10 (4) Pilotes de grava .............................................................................................. 67

2B.101.4.10 (5) Compactación dinámica o vibración .............................................................. 67

2B.101.4.10 (6) Diagrama de Masas ........................................................................................ 68

2B.101.4.11 Resultados ................................................................................................................. 70

2B.101.5 ESTUDIOS DEFINITIVOS .............................................................................................. 70

2B.101.5.1 Objetivos ..................................................................................................................... 70

2B.101.5.2 Metodología ................................................................................................................ 70

2B.101.5.3 Investigación Geotécnica para Cimentación de Estructuras ....................................... 70

2B.101.5.4 Resultados ................................................................................................................... 77

SECCION 2B.102 NORMA DE DISEÑO DE PAVIMENTOS DE CARRETERAS .......................... 78

2B.102.1 INTRODUCCIÓN ............................................................................................................. 78

2B.102.1.1 Definición de pavimentos desde el punto de vista del ingeniero. ............................... 78

2B.102.1.2 Definición de pavimentos desde el punto de vista del usuario ................................... 78

2B.102.1.3 Ciclo de vida del pavimento ....................................................................................... 78

2B.102.2 OBJETO ............................................................................................................................. 80

2B.102.3 FACTORES DE DIMENSIONAMIENTO ....................................................................... 80

2B.102.3.1 Tráfico ........................................................................................................................ 81

2B.102.3.1(1) Eje de diseño ...................................................................................................... 82

2B.102.3.2 Subrasante ................................................................................................................... 85

2B.102.3.2 (1) Capacidad de carga de la subrasante............................................................... 85

2B.102.3.2. (1) a) Características generales ........................................................................ 85

2B.102.3.2 (2) Métodos para determinar el módulo de elasticidad Es o el módulo resiliente Mr del suelo de cimentación ........................................................................................................... 86

Volumen 2 Libro B


13

2B.102.3.2. (2) a) Método crr mediante la clasificación trilinear del suelo ........................ 86

2B.102.3.2 (2) b) Ensayo CBR ............................................................................................. 88

2B.102.3.2 (2) c) Ensayo de carga con placa en modelo 1:1 ............................................... 89

2B.102.3.2 (2) d) El penetrómetro dinámico de cono (DCP) .............................................. 90

2B.102.3.2 (2) e) Ensayo S.P.T ............................................................................................. 91

2B.102.3.2 (3) Módulo de resiliencia ....................................................................................... 92

2B.102.3.2 (4) Estimación de la capacidad de carga por tramos homogéneos de diseño y su respectivo módulo ..................................................................................................................... 93

2B.102.3.2 (4) a) Método Estadístico .................................................................................. 94

2B.102.3.2. (4) b) Método del Instituto de Asfalto ............................................................... 94

2B.102.3.3 Materiales para la formación de la explanada ............................................................ 97

2B.102.3.4 Materiales del pavimento ............................................................................................ 98

2B.102.3.4 (1) Características generales. ................................................................................ 98

2B.102.3.4 (2) Mezclas bituminosas en caliente ....................................................................... 99

2B.102.3.4 (2) a) Espesor de las capas de mezcla bituminosa ............................................. 99

2B.102.3.4 (2) b) Capas de rodadura de mezcla bituminosa ............................................. 100

2B.102.3.4 (2) c) Mezclas bituminosas de alto módulo ...................................................... 101

2B.102.3.4 (2) d) Riego de imprimación ............................................................................ 101

2B.102.3.4 (2) e) Riego de adherencia ............................................................................... 101

2B.102.3.4 (2) f) Riego de Curado ..................................................................................... 101

2B.102.3.4 (3) Suelo-cemento ................................................................................................. 102

2B.102.3.4 (4) Pavimento de hormigón .................................................................................. 102

2B.102.4 MÉTODOS DE DISEÑO A UTILIZAR ......................................................................... 102

2B.102.5 MÉTODO DE DISEÑO RECOMENDADOS ................................................................ 105

2B.102.6 ESPALDONES ................................................................................................................ 108

2B.102.6.1 Categorías de tráfico pesado T0 a T1 ....................................................................... 108

2B.102.6.1 (1) Calzadas con pavimento de hormigón ............................................................ 108

2B.102.6.2 Calzadas con pavimento de mezcla bituminosa en caliente ..................................... 109

2B.102.6.3 Categorías de tráfico pesado T2 y T3 ....................................................................... 110

2B.102.6.3 (1) Calzadas con pavimento de hormigón ............................................................ 110

2B.102.6.3 (2) Calzadas con pavimento de mezcla bituminosa en caliente ........................... 110

2B.102.6.4 Categorías de tráfico pesado T3 y T4 ....................................................................... 110

2B.102.7 JUNTAS EN PAVIMENTOS DE HORMIGÓN ............................................................ 111

2B.102.7.1 Juntas longitudinales ................................................................................................. 111

2B.102.7.2 Juntas transversales ................................................................................................... 111

2B.102.8 ASPECTOS CONSTRUCTIVOS .................................................................................... 112

2B.102.9 DIMENSIONAMIENTO DEL REFUERZO .................................................................. 114

2B. 102.9.1 Tráfico ..................................................................................................................... 114

2B. 102.9.2 Módulo del suelo Es ................................................................................................ 116

2B. 102.9.3 Cálculo de los espesores de las capas ...................................................................... 116

2B. 102.9.3 (1) Estructura Existente ....................................................................................... 116

Volumen 2 Libro B


14

2B. 102.9.3 (2) Estructura ficticia .......................................................................................... 117

2B. 102.9.4 Ejercicio ................................................................................................................... 118

2B.102. 10 NOMECLARUTA ........................................................................................................ 122

Volumen 2 Libro B


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CAPÍTULO 2B.100 ESTUDIOS GEOTECNICOS Y DISEÑOS DE PAVIMENTOS SECCION 2B.101 ESTUDIOS GEOTÉCNICOS 2B.101.1 ASPECTOS GENERALES El estudio geotécnico comprenderá una investigación exhaustiva de Geología, de suelos y del proyecto de infraestructura necesarios para su diseño geotécnico.

Figura 2B.101-01 Campo de Aplicación de la Geotecnia vial

Volumen 2 Libro B


16

El estudio debe ser dirigido y supervisado en su totalidad y personalmente por un ingeniero o profesional experimentado, cuya responsabilidad incluye, pero no está limitada, a las siguientes actividades: a. Realizar un reconocimiento preliminar del proyecto, para cerciorarse de las condiciones

generales de suelos y materiales.

Deberá utilizarse a tal fin mapas de suelos existentes, mapas geológicos, información de organizaciones viales nacionales y locales, e interpretación de fotografías aéreas.

b. Determinar el tipo de ubicación exacta de las perforaciones a realizar. c. Observar y clasificar visualmente todos los materiales provenientes de cada perforación. d. Tomar muestras representativas para ensayos de laboratorio. e. Llevar un registro de cada perforación. f. Supervisar todos los ensayos necesarios de campo y laboratorio relacionados con suelos,

materiales y mezclas de materiales y evaluar los resultados de los mismos. g. Elaborar los diseños de pavimentos, efectuar estudios de costos y esbozar las

especificaciones complementarias que sean necesarias. h. Determinar la utilización más económica de materiales locales y comerciales. i. Si la naturaleza del problema requiere estudios adicionales más completos que los aquí

mencionados, deberá prepararse un programa suplementario o una segunda etapa de perforaciones y ensayos para ser aprobados y autorizados por el MTOP, Conjuntamente con el programa, se presentará un presupuesto detallado para estos trabajos, cotizado por precios unitarios.

j. Revisar y firmar formularios, cálculos y planos que corresponden a:

Ensayos Perfil estratigráfico de la zona del camino Descripción de investigaciones y ensayos de minas y canteras Perfiles geotécnicos para cimentaciones Todo otro estudio de suelos realizado

k. Recopilar toda otra información necesaria para complementar los puntos precedentes.

Volumen 2 Libro B


17

FASE 3

DISEÑO PRELIMINAR

FASE 4

DISEÑO FINAL

_ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ __ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _

_ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _

Figura 2B.101-02 Fases del Proyecto Geotécnico de una Carretera

FASE 2

PREFACTIBILIDAD

FASE 5

DOCUMENTOS DE CONSTRUCCIÓN

CONSTRUCCIÓN

CARRETERA EN SERVICIO

FASE 1 ESTUDIO PRE-PRELIMINAR

ESTUDIO GEOLÓGICO ZONIFICACION GEOTÉCNICA

MAPA DE ZONIFICACIÓN DEL CORREDOR EN ESTUDIO

DEFINICIÓN COMPLEJA DE LOS ASPECTOS GEOTÉNCIOS DEL

TRAZADO

ESTUDIO GEOTÉCNICO DETALLADO DE ESTRUCTURAS REVISIÓN Y VERIFICACIÓN DE

LOS RESULTADOS DEL ESTUDIO PRELIMINAR.

DESARROLLAR Y PROFUNDIZAR EL ESTUDIO DE

ALTERNATIVAS PARA SELECCIÓN DE RUTAS.

POSIBLE MODIFICACIÓN DEL DISEÑO DE LA VIA CON OBJETO DE DISMINUIR LOS PROBLEMAS

GEOTÉCNICOS Y COSTOS

INVESTIGACIONES SUPLEMENTARIAS. DISEÑO

GEOTÉNCIO FINAL ESPECIFICACIONES

CONSTRUCTIVAS INCLUYENDO PLANOS

CONTROL GEOTÉCNICO DE

CALIDAD

CONSERVACIÓN Y OBSERVACIÓN DEL

COMPORTAMIENTO EN SERVICIO DE LA OBRA

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2B.101.2 FASE PRE-PRELIMINAR 2B.101.2.1 Objetivos Tiene como objetivo estudiar una amplia zona del corredor en donde se proyecta construir la obra para proponer un conjunto de alternativas de trazado. 2B.101.2.2 Metodología

Figura 2B.101-03 Metodología de un estudio geotécnico para la selección de ruta

2B.101.2.3 Estudio Geológico Regional La escala debe permitir la representación de grandes áreas sin perder una resolución importante con escalas recomendables: de 1:50.000 a 1:25.000. El estudio abarcará una franja cuya información sea importante para el corredor o la alternativa propuesta, en este caso:

La franja tendrá una anchura recomendable del orden de 6 km. Pueden proponerse varias alternativas de trazado en función de factores geológicos-

geotécnicos, socio-económicos, medio ambientales, etc. Préstamos de materiales localizados a más de 6 km no son económicamente viables. La influencia de la zona sísmica puede variar en distancias mayores.

a) Características Hidrogeológicas Es imprescindible determinar el comportamiento de los materiales frente a la acción del agua, información con la cual se representarán en el mapa todos los aspectos geológicos que tengan incidencia en las alternativas propuestas como:

Unidades geológicas Unidades geomorfológicas Rasgos estructurales Rasgos hidrogeológicos

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Grado de fracturación, meteorización, etc. Fallas

2B.101.2.4 Zonificación Geotécnica Con las características Geomorfológicas, a partir del porcentaje de pendientes, morfología y topografía del relieve, se propondrá una rasante para cada alternativa que servirá para:

Optimización del trazado, evitando terraplenes exagerados, viaductos de demasiada altura, necesidad de túneles, etc.

Estudio de las formaciones superficiales, un buen análisis y clasificación de los materiales de superficie permitirá determinar su empleo en la construcción del proyecto, la estabilidad frente a fenómenos exógenos y riesgos geológicos asociados.

2B.101.2.5 Resultado: Mapa de Zonificación Geotécnica Este documento incluirá cinco categorías según su problemática constructiva:

Muy favorable Favorable Aceptable Desfavorable Muy desfavorable

La selección de alternativas se resume en la determinación de la mejor solución para el corredor vial en estudio en función del análisis de la información Geológica. 2B.101.3 FASE DE PREFACTIBILIDAD 2B.101.3.1 Objetivos Sirve para desarrollar y profundizar el estudio de las alternativas seleccionadas en la fase Pre-preliminar. La escala de trabajo será de 1/5.000, en base al siguiente esquema:

Figura 2B.101-04 Esquema para selección de escala de trabajo

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Figura 2B.101-05 Mapa de Zonificación Geotécnica (ejm.)

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2B.101.3.2 Estudio Geológico El estudio Geológico estará determinado por las siguientes fases:

Fotointerpretación. Con fotogramas aéreos y satelitales a escalas de 1/8.000 a 1/20.000, como paso previo al trabajo de campo para la identificación de grandes unidades geológicas, grandes accidentes tectónicos y de la estructura geológica.

Recorridos de campo. Se realizarán recorridos de campo para el reconocimiento de las

unidades geológicas, confirmación de contactos entre ellas, caracterización cualitativa de los materiales geológicos, accidentes tectónicos, estructura geológica, prospección general de materiales de construcción.

La caracterización de los materiales geológicos y de las discontinuidades entre ellos es la base para la clasificación geotécnica y para su hipotético uso como materiales de construcción. El conocimiento de la estructura o disposición geométrica espacial de las unidades permite extrapolar su continuidad en profundidad en zonas sin afloramiento. 2B.101.3.3 Riesgos Geológicos Consisten en la determinación de zonas a evitar o estudiar con mucho detalle si son inevitables para proponer alternativas de trazado: en zonas inundables, zonas costeras con riesgo de tsunami, áreas salinas y yesíferas, zonas desérticas con deriva de arena y sedimento eólico, formaciones superficiales de suelos blandos o colapsables, laderas con deslizamientos o desprendimientos, zonas con vulcanismo activo o reciente, zonas karstificadas, etc. Si no es posible evitarlas, se propondrá realizar un estudio temático específico del problema en la siguiente fase del proyecto. 2B.101.3.4 Rasgos Hidrográficos e Hidrogeológicos Estos estudios necesarios para establecer la inundabilidad y la presencia de agua subterránea. 2B.101.3.5 Perfiles Geológicos Es necesario realizar una representación del corte vertical del terreno siguiendo las diferentes alternativas de trazado consideradas. Un ejemplo se lo puede representar mediante el siguiente grafico donde se indica la localizacion de un túnel:

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Figura 2B.101-06 Ejemplo de localización de un túnel

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Figura 2B.101-07 Base areniscosa de la formación formigoso

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Figura 2B.101-08 Perfil Geológico (ejemplo)

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2B.101.3.6 Mapa de Afloramientos Este documento es útil para separar lo objetivo u observado en afloramientos de lo subjetivo o inferido en zonas sin afloramientos y nos proporcione:

Un grado de fiabilidad del Mapa Geológico en un punto concreto. Unidades Geológicas: materiales geológicos diferentes, a caracterizar geotécnicamente.

La caracterización geológica cualitativa es la base de la caracterización geotécnica. Accidentes Tectónicos: grandes fallas y cabalgamientos, zonas de debilidad, posibles

generación de sismos. Estructura geológica: pliegues, fallas, fracturas menores.

El conocimiento de la estructura o disposición geométrica espacial de las unidades permite extrapolar su continuidad en profundidad y hacer perfiles geológicos. 2B.101.3.7 Unidades Geotécnicas

Se agruparán unidades geológicas con el mismo comportamiento geotécnico y se caracterizarán de manera general, mediante toma de muestras y ensayos de laboratorio.

Catastro de taludes: tanto de taludes naturales – vertientes y laderas como artificiales, cortes y rellenos, para valorar cualitativamente la estabilidad, erosionabilidad y comportamiento a largo plazo.

Catastro de estaciones geomecánicas con toma de datos en afloramientos de roca en cuanto a resistencia, fracturación, presencia de agua, meteorización y relleno, para valorar cualitativamente el comportamiento geomecánico de la roca.

2B.101.3.8 Estaciones Geomecánicas La toma de datos estructurales de los macizos rocosos es imprescindible para el diseño de cualquier tipo de excavación en roca considerando la:

Descripción de la roca Dirección y buzamiento de las discontinuidades Análisis de la inestabilidades Características de las discontinuidades (espaciado, abertura, continuidad, etc.) Características del relleno de las juntas. Datos sobre las condiciones hidrológicas.

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Figura 2B.101-09 Ejemplo de formulario de inventario

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2B.101.3.9 Estudio de Cortes Se realizará un cálculo semi-cuantitativo de la estabilidad de los cortes de las diferentes alternativas a partir de los datos del Estudio Geológico y de los parámetros geotécnicos disponibles, para obtener un rango de volumen y altura del desmonte, buscando el equilibrio entre talud, altura y estabilidad, y si no se consiguiese se deben recomendar alternativas tales como cambio de trazado, cambio de rasante, túnel, método de excavación, posible utilización de los materiales excavados en obras de tierras. 2B.101.3.10 Estudio de Rellenos Cálculo semi-cuantitativo de la estabilidad de los rellenos de las diferentes alternativas a partir de los datos del Estudio Geológico y de los parámetros geotécnicos disponibles, para obtener un rango del volumen y altura del relleno, buscando el equilibrio entre material, altura, talud y estabilidad, y si no se consiguiese se deben recomendar alternativas tales como cambio de trazado, cambio de rasante, viaducto. 2B.101.3.11 Cimentaciones Estimación preliminar del tipo de cimentación de estructuras del trazado, según los datos del Estudio Geológico y los parámetros geotécnicos disponibles para conocer el número de cimentaciones superficiales y profundas. 2B.101.3.12 Perfiles Geotécnicos Deben estar basados en los perfiles geológicos que se incluyen en el Mapa Geológico 1/5.000, y son necesarios para resumir de manera gráfica las características geotécnicas de las diferentes alternativas en estudio. 2B.101.3.13 Estudio de materiales de construcción Búsqueda de zonas de préstamo: con el objeto de localizar unidades geológicas aptas para ser utilizadas como material de construcción y que estén lo más cercanas posible de los puntos de consumo previstos para extraer mediante métodos mineros materiales para rellenos, agregados para concreto, sub-base, base y otras capas de asiento. Conocer el balance general de tierras de los corredores en estudio. Determinar si se trata de corredores:

Equilibrados Deficitarios Excedentarios

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Para optar por la búsqueda del corredor que se encuentre más cerca del equilibrio de tierras y que cumpla otros condicionales estudiados.

Tabla 2B.101-01 Balance general de tierras.

TRAZADO CARACTERISTICAS % DEL PRESUPUESTO DE OBRA

Trazado Equilibrado Zona urbana 5-10%

Trazado Equilibrado Zona interurbana, topografía

suave 17-25%

Trazado Excedentario Grandes desmontes y rellenos 30%

Trazado Deficitario Requerido tratamiento con cal.

Mucho material a vertedero Hasta un 45%

Trazado Excedentario Requerido tratamiento con cal y

saneos 30-44%

2B.101.3.14 Estudio de Túneles Por ser obras con un coste lineal muy elevado, se hará un estudio geológico específico de cada túnel, con perforación de algunos sondeos si fuere necesario, para dibujar un perfil geológico aproximado con datos geológicos profundos que precisen la extrapolación hacia debajo de los datos de geología de superficie. Estudio Hidrogeológico específico: este estudio es indispensable en el caso de proyectos con túneles o grandes desmontes por debajo del nivel freático. Debe abordarse a nivel regional, no solo restringido al trazado de la vía debido a que la afección da los acuíferos, es uno de los más graves impactos ambientales de las obras con grandes túneles. El nivel piezométrico, descenderá, casi con total seguridad, hasta la cota del túnel. El caudal de agua evacuado puede alcanzar centenares de litros por segundo, pudiendo vaciarse totalmente el acuífero. 2B.101.3.15 Conclusiones El resultado de la fase de Pre-factibilidad servirá para obtener una

Valoración de las diferentes alternativas propuestas desde el punto de vista geológico-geotécnico.

Propuesta de variantes que mejoren las diferentes alternativas. Con el objeto de realizar:

Cambios menores de trazado.

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Modificación de rasante. Optimización de obras de tierra, túneles y estructuras (por ejemplo: cambiar grandes

desmontes por pequeños túneles).

2B.101.4 ESTUDIO PRELIMINAR 2B.101.4.1 Objetivos Este estudio nos proporcionará una definición completa de los aspectos geológico-geotécnicos del trazado, a excepción de la definición de la cimentación de estructuras, que se aborda en la fase siguiente. 2B.101.4.2 Metodología Su metodología se indica en el flujograma de actividades siguiente:

Figura 2B.101-10 Flujograma de actividades en fase Preliminar. 2B.101.4.3 Estudio Geológico

Cartografía Geológica de detalle: Escala 1/1.000 a 1/2.000 para contar con una escala detallada para la definición de las unidades geológicas y sus estructuras a escala métrica.

Perfil Geológico-Geotécnico longitudinal: Escala horizontal 1/1.000 a l/2.000, con

escala vertical variable que permita el diseño de las obras de tierra, cimentación de estructuras, etc. Es preferible que la escala vertical y horizontal sean idénticas. En casos en que el relieve sea llano o que las estructuras geológicas sean sub-horizontales, la escala vertical podrá aumentarse para una mejor visualización. Hay que tener en cuenta que los buzamientos de las estructuras geológicas no son una representación fiel de la realidad pues se exageran al aumentar la escala vertical.

2B.101.4.4 Investigación Geotécnica para cortes Las investigaciones de campo dependerán de la altura, longitud y naturaleza de los cortes.

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Figura 2B.101-11 Investigación de Campo según la Altura

Figura 2B.101-12 Propuesta de Prospecciones en Cortes: Caso General

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Figura 2B.101-13 Ensayos de Laboratorio

2B.101.4.5 Investigación Geotécnica para Rellenos Finalidad: Estudiar las propiedades geotécnicas de los materiales afectados por las obras. Herramientas: Ensayos de campo y laboratorio. Parámetros estudiados: de cada unidad se estudiará sus características de identificación y estado, parámetros resistentes, deformacionales, químicos y de puesta en obra. Procedimiento de caracterización:

Se agrupan las unidades geológicas con similares características geotécnicas en una unidad geotécnica.

De cada parámetro se estudia su valor máximo, mínimo, medio, su desviación estándar y valores fuera de rango.

Se estudia la variación de cada parámetro con la profundidad y a lo largo del trazado. Finalmente se ha de concluir con un valor característico o rango de probabilidad de cada

parámetro. Utilidad: los parámetros deducidos de la caracterización han de ser adoptados en el

estudio de rellenos, desmontes, cimentaciones, túneles, etc.

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Figura 2B.101-14 Variación de la densidad relativa con la profundidad La profundidad de los reconocimientos será tal que abarque la zona de rotura de posibles inestabilidades globales y será la menor de las tres siguientes:

Igual al ancho de la zona de apoyo, en suelos blandos Hasta encontrar terreno competente que garantice la estabilidad global Hasta encontrar roca sana

Criterios para elegir las prospecciones más adecuadas:

Denominación Descripción Densidad aparente (kN/m3)

C’ (kPa) ’ (º) E (kPa)

UG-0 Rellenos Antrópicos 17,5 5,0 30 9.600 0,37

UG-1 Arcillas y limos

marrones 20,4 10,0 24 5.000 0,35

UG-2 Arenas Limosas

cuaternarias 20,5 5,0 32 20.000 0,35

UG-3.1 Alternancia limos y

arenas grises 19,3 10,0 28 11.000 0,35

UG-3.2 Arcillas plásticas 19,3 29,0 22 3.500 0,35

UG-4 Gravas arenosas

cuaternarias 20,0 1,0 38 39.200 0,33

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Tabla 2B.101-02 Criterios para elegir la prospección mas adecuada.

Nota: Sobre suelos cohesivos blandos es necesario realizar reconocimientos complementarios

a) Rellenos sin suelos blandos En este caso se realizarán las prospecciones indicadas espaciadas, con carácter general, una determinada separación, LipR. A los efectos de este documento, dicha separación puede fijarse en trescientos metros Lip

R = 300 m). El número de prospecciones se establece en función de la longitud total (LR) del relleno en cuestión.

Tabla 2B.101-03 Número de prospecciones en rellenos

Figura 2B.101-15 Relleno sin suelos blandos

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b) Rellenos sobre suelos blandos En el caso particular en el que existan suelos blandos en el cimiento del relleno, la investigación geotécnica se deberá efectuar mediante sondeos y ensayos de penetración estática con medida de presiones intersticiales (CPTU), alternando ambos tipos de prospección. Estas prospecciones espaciadas, con carácter general, una determinada separación, Lip

SB, alternando los sondeos con los ensayos de penetración estática. A los efectos de este documento, dicha separación puede fijarse en doscientos metros (Lip

SB = 200 m). El número de prospecciones se establece en función de la longitud total (LR) del relleno en cuestión.

Tabla 2B.101-04 Número de prospecciones en rellenos Suelos blandos

Figura 2B.101-16 Relleno suelos blandos Complementariamente se deberán realizar los siguientes ensayos: Suelos cohesivos blandos:

o Un ensayo de penetración estática (piezocono) con al menos 5 ensayos de disipación. o Ensayos de identificación y estado o Ensayos químicos (fundamentalmente M.O.) o Ensayos de resistencia al corte sin drenaje (molinete o triaxiales UU)

1 ensayo por litología 4 en cada vertical prospectada 1 en estrato rígido e indeformable Z ≥ 3 Hrelleno

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o Ensayo edométrico para estimación de asientos Muestras a profundidad z > 2 Hrelleno Al menos 1 muestra por litología 3 muestras para Hrelleno > 5 m 2 muestras para Hrelleno < 5 m MO = Material orgánico

Suelos Granulares: o Ensayos de identificación y estado. o Ensayos químicos. o Ensayos SPT para estimar asientos. (Se realizará un ensayo cada 2-3 m de prospección) o Licuefacción

Rocas: o Compresión simple o PLT

2B.101.4.6 Investigación Geotécnica para estudio de materiales de construcción préstamos Si al inicio de la fase preliminar se desea efectuar una aproximación a la campaña geotécnica de los préstamos, se podrá determinar como sigue:

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Figura 2B.101-17 Estudio de materiales de construcción préstamos

Los tipos de ensayos a realizar para clasificar cada muestra son:

Tabla 2B.101-05 Ensayos a realizar

2B.101.4.7 Yacimientos y Canteras Las graveras y canteras suelen facilitar sus propios ensayos de calidad sobre el material producido. Aún así, es conveniente realizar ensayos de contraste en fase de proyecto. El tipo de ensayos a realizar dependerá del asignado a ese material durante las obras. 2B.101.4.7 (1) Condiciones que deben satisfacer los materiales.

Es necesario indicar que el material conforme a su destino o a su función, debe satisfacer determinadas condiciones técnicas económicas y estéticas que se detallan a continuación:

Volumen del préstamo (m3) Nº de caracterizaciones completas < 25.000 1 50.000 2 100.000 3 250.000 5 500.000 8 1.000.000 12 2.000.000 17 5.000.000 25 > 5.000.000 25 + 3 ud/1Mm3 de exceso

Tipo material Ensayos a realizar Suelo

Granulometría Plasticidad

Colapsabilidad Expansividad Contenido de yeso, sales y materia orgánica

Roca

Granulometría, forma de las partículas y calidad de la roca Estabilidad frente al desmoronamiento en agua Rocas con sulfuros oxidables (propiedades químicas: sulfatos) Rocas con minerales solubles (contenido de sales solubles y de yeso) Rocas con minerales combustibles (contenido en materia orgánica)

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a) Condiciones técnicas. Las cualidades de un material resultan de su aptitud en satisfacer las condiciones técnicas peculiares a su utilización.

El material, decimos es de buena calidad, cuando satisface de manera favorable las siguientes condiciones básicas. RESISTENCIA TRABAJABILIDAD CONDICIONES TÉCNICAS DURABILIDAD HIGIENE

Figura 2B.101-18 Condiciones para un material de buena calidad.

a.1) Resistencia: En muchos casos la resistencia es el requisito predominante para la selección del material de construcción por ejemplo: el material con el que se construye un puente debe presentar una resistencia compatible con los esfuerzos que debe soportar, en otros casos en cambio la resistencia del material es de interés secundario por ejemplo: una roca que se utiliza en revestimiento, la resistencia mecánica constituye un requisito de carácter secundario en relación a las demás condiciones que el material debe satisfacer. Por lo tanto se dice que un material es resistente cuando el es capaz de soportar las cargas que actúan sobre la estructura que la constituye. La resistencia de un material viene dada por su capacidad para resistir la solicitación de las cargas. a.2) Trabajabilidad: Las condiciones relativas a la Trabajabilidad exigen que el material sea de fácil aplicación, ellas se refieren a la adaptabilidad del material a la construcción. Es evidente que todo material que no puede ser trabajado o aplicado dentro de las condiciones corrientes de la práctica, solo puede ser empleado con condiciones muy especiales, con sacrificio del costo de la obra a.3) Durabilidad: Es deseable que el material durante el periodo de uso no se deteriore. La durabilidad de un material es caracterizado por la resistencia que ella ofrece a las acciones de los agentes que los soliciten. Los materiales empleados en las obras expuestas a la acción del ambiente, están sujetas al complejo de acciones que se denominan intemperismo, en general son: acciones físico-químicas (radiación solar, humedad del aire, etc.), pueden ser mecánicas (agua lluvia, vientos, etc.) o biológicos (vegetales o animales). La durabilidad es uno de los factores más importantes que el ingeniero debe considerar, cuando proyecta una estructura cualquiera, puente, edificio, carretera, incrementando inversiones de dinero adicionales por trabajo de reparación frecuente, substitución y rutina.

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a.4) Higiene: También es deseable que el material durante su periodo de uso se comporte de modo favorable a la salud humana. Por ejemplo el material debe ser aislante (calor, frío), impermeable (agua, gas), no retener la humedad, o presentar emanaciones perjudiciales a la salud en general. b) Condiciones económicas: Es uno de los requisitos de mayor importancia a considerar en la selección un material de construcción. Para que un material pueda ser utilizado, es indispensable que preliminarmente sea examinado en lo que se refiere a los gastos que su adquisición y utilización puedan acarrear. Es condición esencial que los materiales sean adquiridos y utilizados con un mínimo de gasto, considerándose eficiente a un material que satisfaciendo las condiciones técnicas y estéticas tenga el costo más ventajoso. Si acompañamos las fases por las que pasa un material desde su extracción o fabricación hasta su utilización en la obra, podríamos verificar que todas ellas exigen gastos que son considerados por los industriales e ingenieros en el sentido de reducirlos al mínimo. Esos gastos en resumen son los siguientes: OBTENCIÓN INDUSTRIAL DE ASQUISICIÓN TRANSPORTE GASTOS APLICACIÓN DEPENDE DE LA TRABAJABILIDAD DE UTILIZACION CONSERVACIÓN DEPENDE DE LA DURABILIDAD Figura 2B.101-19 Gastos en los que incurre un material desde extracción hasta utilizacion

c) Condiciones Estéticas: Las condiciones referentes a la estética exigen que del material se pueda sacar partido visual. Dentro de este grupo de condiciones podemos citar: el colorido, la figura, etc. 2A.101.4.7 (2) Ensayos de Materiales:

La calidad del material o la satisfacción del material a las condiciones técnicas exigidas, es estimada directamente observando el comportamiento del material en obras ya realizadas o

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sometiendo el material a experiencias, ensayos, en los cuales las condiciones que debe satisfacer son reguladas o modificadas intencionalmente. Los ensayos o experimentación indirecta son realizados generalmente en los laboratorios de ensayos, cuya función primordial es el estudio de los materiales de construcción. Es en el laboratorio en donde se determinan experimentalmente los diversos parámetros que definen a un material, en el estudio teórico se estudian las diferentes propiedades físicas, químicas, mecánicas y en el laboratorio son determinadas las grandezas correspondientes a esas propiedades para los diferentes materiales. Las determinaciones experimentales de las cualidades de los materiales, constituyen los ensayos. Los ensayos en definitiva, tienden a la determinación numérica de las grandezas que definen las propiedades de los materiales, relacionándolos a los fines a los que ellos se destinan. Los ensayos de materiales forman una técnica que participa al mismo tiempo de la física, de la química o de la mecánica, ellos fueron creados y se han desarrollado día a día acompañando a las necesidades directas de la práctica. Los ensayos nos permiten obtener de los materiales:

El conocimiento de sus diversas cualidades físicas, mecánicas, etc. La determinación de un coeficiente de seguridad para aplicarlo en los cálculos prácticos

para que el esfuerzo impuesto sea inferior al esfuerzo límite que los materiales considerados puedan soportar, a fin de que exista un margen para el aumento de esfuerzos y de fatiga provenientes de choques intempestivos, oxidaciones, falta de homogeneidad, etc.

La verificación por un proceso rápido y económico de las cualidades previstas para cada material, es lo que se denomina recepción de materiales.

La clasificación de los ensayos de materiales de construcción, son hechos de acuerdo con la índole del ensayo, tiene por fin indicar resumidamente los ensayos que competen al laboratorio, los cuales pueden ser encarados bajo tres puntos de vista, tales como: a) Ensayos de fabricación: En una industria de materiales de construcción el laboratorio es el órgano estandarizado que sirve de control en su fabricación. Para que sean fabricados constantemente en las mismas condiciones, los productos deben pasar por ensayos de fabricación que tienen todavía un carácter más estricto:

Disminuir los residuos de fabricación Disminuir el precio del producto Perfeccionar la calidad del proyecto

b) Ensayos de recepción: Constatan si el producto posee las cualidades necesarias para el fin a que se destina.

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c) Ensayos de identificación: Sirven para reconocer si el producto que se tiene a la mano es el solicitado. Los números provistos por los ensayos, son valores relativos y grande el número de parámetros que los influencien, por lo que es necesario la fijación de métodos que reduciendo al mínimo los factores de variación permita la comparación más perfecta de las características. En base a lo anteriormente indicado, todo método debe fijar, las pruebas necesarias a que los materiales deben ser sometidos para la evaluación numérica de sus características y la manera detallada de ejecutar cada una de esas pruebas de manera que los datos numéricos resulten comparables entre si. Estos métodos de ensayo que se realizan con los materiales pueden clasificarse en dos grupos principales: 2B.101.4.7 (3) Fuentes de Materiales

Una vez que han sido definidas en el estudio geológico de selección de ruta las posibles zonas que pueden servir como fuentes de materiales para la construcción. En esta etapa procedemos a realizar el estudio de los yacimientos en forma individual teniendo en cuenta las características técnico-económicas de los materiales a utilizar. El método de estudio para esta etapa se puede establecer en las siguientes fases: a) Prospección preliminar o reconocimiento: En el reconocimiento se toma el primer contacto con el yacimiento a fin de verificar la posibilidad de su aprovechamiento tendiendo en vista, la calidad del material y su volumen aproximado. Comprende:

Inspección expedita en el campo Sondeos (máximo 5 perforaciones) Ensayos de laboratorio serán objeto de observación expedita y obligatoria en el campo Taludes de los cortes El perfil de suelo Depósitos aluviales a las márgenes de los cursos de agua que la carretera atraviesa o que

son marginales. En el yacimiento que se juzgue aprovechable en la inspección de campo se tomará la

siguiente información: Posición del yacimiento respecto al eje de la carretera. Delimitación aproximada del área de ocurrencia del material. Se harán cuatro perforaciones de sondeos en la periferia del depósito y una en el centro

del área, convenientemente localizados hasta la profundidad necesaria o compatible con los métodos de extracción a ser adoptadas, podrán ser ejecutados más sondeos, si juzga necesario (máximo 10).

Será tomado para cada perforación y para cada estrato, una muestra de 50 Kg. anotándose las cotas de mudanza de estrato.

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Se medirá la distancia de cada perforación de sondaje, a las perforaciones de sondeos vecinos a fin de tener una idea de las dimensiones del yacimiento.

El yacimiento será considerado satisfactorio, cuando los materiales ocurrentes satisfagan las especificaciones que para el efecto existen y están vigentes.

Cuando el estudio de otro yacimiento, permita la posibilidad de corrección por mezcla del material de la primera, aunque sea en las peores condiciones encontradas.

Figura 2B.101-20 Límite de área de ocurrencia del material b) Prospección definitiva: La prospección definitiva comprende:

Sondeos Ensayos de laboratorio Cubicación

Una vez verificado el aprovechamiento técnico-económico del yacimiento, en base de los ensayos de laboratorio realizados con las muestras en las perforaciones tomadas en el reconocimiento, será entonces realizado el estudio del volumen aprovechable, para lo cual se traza una malla de 30 m de lado, dentro de los límites del yacimiento determinado en el reconocimiento, de modo de obtener figuras geométricas regulares, en cuyos vértices serán realizados los sondeos. En el caso de yacimientos de rocas ígneas se adoptan los procesos clásicos de cubicación. En cada perforación de la malla de 30 m serán realizados ensayos de caracterización (clasificación) para cada estrato de material, en caso de que existan estratos con más de 1 m de espesor, deberá realizarse la clasificación por cada metro.

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Figura 2B.102-21 Límite del yacimiento Para determinar el CBR, deberá seguirse la misma orientación, ensayándose las muestras de perforaciones espaciadas cada 60 m, tanto en la prospección del material, como en las definitivas serán utilizadas en las operaciones de campo, el boletín de sondaje que se adjunta en la cual constarán los siguientes aspectos.

Número de registro de la muestra en el laboratorio. Número de la estaca de localización de la perforación en la malla. Posición de la perforación con relación al eje del camino. Número de la perforación de acuerdo a la nomenclatura utilizada. Notas sobre el inicio y fin del estrato. Clasificación del campo.

En lo que se refiere a rocas se admite y se tolera para evitar el empleo de sondas rotativas en la determinación del volumen, que la cubicación se realice indirectamente (geofísica por ejemplo). 2B.101.4.7 (4) Materiales granulares

Los materiales granulares que se utilizan deben presentar, RESISTENCIA, MECÁNICA, FORMA Y COMPOSICIÓN QUÍMICA ADECUADA, para la ejecución del trabajo al que se destina. Se exige también que los inertes no contengan en cantidades perjudiciales, películas de arcilla o cualquier otro revestimiento que los aisle del ligante, partículas blandas desmenuzables o demasiadamente finas, materia orgánica u otras impurezas. También deben presentar disgregación por la acción de la solución de sulfato de magnesio, pérdidas superiores a 15 – 18%. No poseer partículas que floten en líquido de densidad igual a 2.0 o que sean retenidos en el tamiz de 0.297 mm en porcentajes superiores a 1%. Los documentos normativos aplicables a la determinación de las características de los inertes, son los siguientes:

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Determinación de la tensión de rotura por compresión de la roca. Determinación de la resistencia al esmagamiento de los agregados. Ensayo de desgaste

por la máquina de los ángeles (agregando). Determinación del índice volumétrico de los agregados. Determinación de los pesos específicos y de absorción de agua, de las arenas. Determinación de los pesos específicos y de absorción de agua del material triturado y

gravas. Investigación de la materia orgánica por el proceso de ácido nítrico. Determinación de la reactividad potencial. Determinación de la reactividad potencial de los agregados. Determinación del porcentaje de partículas muy finas y solubles. Determinación del porcentaje de partículas muy desmenuzables. Determinación del porcentaje de partículas muy blandas, etc.

2B.101.4.7 (5) Estabilización de suelos

Además de considerar el suelo como elemento soportante de una obra también hay que considerarlo como material de construcción utilizado en la ejecución de obras tales como rellenos, estructura del pavimento de carreteras, etc. En estos casos como en los otros, el suelo debe satisfacer determinadas exigencias requeridas por las especificaciones propias de cada obra, cuando esto no aconteciere él deberá ser sometido a un tratamiento adecuado para que adquiera las características y propiedades que permitan su utilización. En cualquier caso, lo que se pretende es aumentar la resistencia del suelo, Lo que se consigue modificando:

El ángulo de rosamiento interno. Su cohesión, o Ambos.

Además sabemos que los valores de estos parámetros dependen principalmente de tres factores a saber: a) La granulometría: interviene a través de las fracciones gruesa (grava o arena) y fina (limo o

arcilla) del material. La primera entra como elemento inerte, contribuyendo para el rosamiento interno y la segunda como elemento aglutinante influyendo en la cohesión.

b) La compacidad: (deseable) obtenida de la compactación, cuyo objetivo es mejorar la calidad del suelo, no solo en cuanto a resistencia, sino también en los aspectos de permeabilidad, compresibilidad y absorción de agua. En el estado actual de la técnica se sabe que el efecto de compactación depende fundamentalmente de la energía empleada y del contenido de humedad.

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c) La humedad: se hace sentir predominantemente en la cohesión del terreno, mostrando de esta manera la influencia del porcentaje de fracción fina de suelo sobre su comportamiento.

En caso de no contar con buenos materiales granulares se puede proceder a estabilizarlos con los siguientes procedimientos:

Estabilización mecánica mediante corrección granulométrica (compactación) Estabilización química Geotextiles

2B.101.4.8 Cortes y Rellenos Los cortes y rellenos son las dos tipologías de obra de tierra más importantes dentro de una infraestructura lineal. Suponen más del 90% de tierras a movilizar. Su repercusión en el presupuesto de una obra es considerable (aprox. 20-30%) y suelen requerir de largos periodos de tiempo para su ejecución. Por lo cual deben quedar completamente definidas en la Fase Preliminar del Proyecto. 2B.101.4.8 (1) Cortes a) Aspectos a definir en el proyecto:

1. Geometría y estabilidad 2. Medidas de sostenimiento. 3. Sistemas de drenaje. 4. Excavabilidad. 5. Aprovechamiento del material. 6. Características del fondo de desmonte. b) Geometría de la excavación: La geometría de cada excavación ha de justificarse según los siguientes criterios: 1. Estabilidad de la excavación. 2. Observaciones en los desmontes cercanos. 3. Balance de tierras: compensación entre el volumen de excavación y de relleno. 4. Expropiaciones que condicionen la pendiente del talud.

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Figura 2B.101-22 Diseño corte en roca

c) Estabilidad de la Excavación:

Figura 2B.101-23 Diseño de Estabilidad del Taludes 2B.101.4.8 (2) Causas de los movimientos

Los movimientos de un talud son inducidos por factores que contribuyen para el aumento de la solicitud (tensiones cizallantes) o para la reducción de la resistencia del macizo. En el primer caso, el aumento de las tensiones cizallantes es en general debido a sobrecarga en el tope (terraplenes), alivianamiento en la base (cortes o erosiones), vibraciones (terremotos, máquinas),

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remoción de soporte de sub-superficie (erosión por piping, cavernas, etc.). En el segundo caso, los factores más comunes para la reducción de la resistencia son: intemperismo físico-químico de los minerales, modificaciones estructurales (fisura, deformación), aumento de la presión de poros ( en los vacíos de suelos o en fisuras de rocas). 2B.101.4.8 (3) Tipos de análisis de estabilidad

Existen dos formas de conducir un análisis de estabilidad de taludes. La primera es en términos de tensiones totales, correspondiendo las situaciones de corte plazo (final de construcción), en suelos saturados bajo condiciones no drenadas. La segunda es en términos de tensiones efectivas, pudiendo corresponder las situaciones de largo plazo (condiciones drenadas) o de corto plazo (condiciones no drenadas). En el caso de estabilidad de laderas, se recomienda la realización de análisis en términos de tensiones efectivas, con criterios de evaluación de las condiciones de presión de poros. En particular, débase atentar para el nivel freático a ser alcanzado cuando ocurra la lluvia máxima prevista en proyecto. 2B.101.4.8 (4) Definición del factor de Seguridad (FS)

Existen varias definiciones posibles para el factor de seguridad, cada una pudiendo implicar valores diferentes de FS. Las definiciones más usuales de FS en análisis de estabilidad de taludes son: a) Factor de guarda jurado relativo al equilibrio de momentos aplicado usualmente en análisis

de movimientos rotacionales, considerándose superficie de ruptura circular.

(Ec. 2B.101-01) Donde Mr es la sumatoria de momentos de las fuerzas resistentes y Mv es la sumatoria de movimientos de las fuerzas activas (o solicitantes). b) Factor de guarda jurado relativo al equilibrio de fuerzas: aplicado en análisis de movimientos

traslacionales o rotaciones, considerándose superficies planos o poligonales.

(Ec. 2B.101-02)

Donde Fr es la sumatoria de fuerzas resistentes y Fa es la sumatoria de fuerzas activas. Con estas definiciones, se considera que un talud es inestable para valores de FS inferiores a la unidad. Sin embargo, casos con taludes inestables y FS > 1.0 no son raros en la práctica de la ingeniería debido a las simplificaciones de los principales métodos de análisis y a la variabilidad de los parámetros geotécnicos y geométricos envueltos en los análisis. La definición del valor

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admisible para el factor de seguridad (FSadm) va a depender, entre otros factores, de las consecuencias de una eventual ruptura, en términos de pérdidas humanas y/o económicas. La Tabla 2B.101-06 presenta una recomendación para valores de FSadm y los costos de construcción para elevados factores de seguridad. Se debe resaltar que el valor de FSadm debe considerar no solamente las condiciones actuales del talud, pero también el uso futuro del área, preservándose el talud contra cortes en la base, deforestación, sobrecargas e infiltración excesiva.

Tabla 2B.101-06 Recomendaciones para factores de seguridad admisibles

Para taludes temporales, el valor de FSadm debe ser el mismo, considerándose, aún, las solicitaciones previstas durante la construcción Para deslizamientos inminentes o pre-existentes, la definición de las medidas de remediación más adecuadas es función de la historia del deslizamiento. Son necesarias investigaciones geológicas y geotécnicas detalladas (reconocimiento del subsuelo, datos pluviométricos locales, datos de seguimientos del área, etc.) para la identificación de la historia del deslizamiento, la Tabla 2B.101-07 sugiere valores de FSadm para estos casos. Tabla 2B.101-07 Factores de seguridad recomendados para remediación de deslizamientos

existentes

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En los casos en que la definición de los parámetros de resistencia del suelo es imprecisa, es usual la adopción de un factor de reducción directamente aplicado a los parámetros de resistencia a lo largo de la superficie de ruptura.

1. En términos de tensiones afectivas

(Ec. 2B.101-03) 2. En términos de tensiones totales

(Ec. 2B.101-04) Donde y son los parámetros efectivos de resistencia. es la resistencia no drenada (suelos arcillosos saturados) y , y son los factores de reducción. Estos factores dependen de la calidad de las estimativas de los parámetros de resistencia y pueden variar entre 1.0 y 1.5 2B.101.4.8 (5) Técnicas de análisis Análisis son divididas en dos categorías: métodos determinísticos, en los cuales la medida de seguridad es hecha en términos de la probabilidad o del riesgo de ocurrencia de la ruptura. 2B.101.4.8 (6) Elección del método de análisis

Para proyectos preliminares y clasificados como de riesgo despreciable, el tiempo consumido en análisis detallados no es justificado. Se recomienda en estos casos, el uso de métodos convencionales y simplificados, con superficies circulares de ruptura (ejm. Bishop simplificado). Para proyectos clasificados como de riesgo pequeño a medio, se recomienda el uso de métodos simplificados con superficies de ruptura no circulares (ejm. Jambu), o métodos rigurosos (ejm. Morgestern & Price). Sin embargo, análisis con superficies con superficies de ruptura circulares (Bishop) pueden ser ocasionalmente aplicadas en estudios preliminares. Para proyectos de riesgo elevado, son requeridos estudios geológicos y geotécnicos más detallados (Spencer o Sarma). Existe en el mercado una gran variedad de software especializados para análisis automático de estabilidad de taludes en microcomputadores, con precios variando entre 500 y 5000 dólares americanos. Los más caros ofrecen más recursos de edición gráfica (ejm. G-SLOPE), mientras los más baratos están aún presentados en DOS. El uso de un programa de ordenador permite analizar casos complejos envolviendo cargas de distintos materiales. Cargamentos aplicados sobre el talud y varias condiciones de presión de poros, entre otras ventajas.

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Tabla 2B.101-08 Principales métodos de análisis de estabilidad de taludes en suelos

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Tabla 2B.101-09 Principales métodos de análisis de estabilidad de taludes en suelos (Continuación)

a) Fases del Proyecto de Taludes La realización completa de un proyecto de estabilización estructural implica tres fases bien definidas tales como: Diagnóstico, Solución y Monitoreo de su comportamiento en servicio. La primera incluye la identificación del movimiento y requiere del flujograma de estudio que se indica en la Figura 2B.101.24

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ESTUDIOS TOPOGRÁFICOS

Consiste en planos planimétricos

con luces de nivel y perfiles del talud

ESTUDIOS GEOLOGICOS

estructura y meteorización

Determinación del tipo de formación,

falla y correlación de los

movimientos con el agua subterránea,

la geología, la actividad humana, etc.

DIAGNÓSTICO

subterránea y la química del agua

ESTUDIOS GEOTÉCNICOS

Sondeos, clasificación, estudio de las

propiedades de los materiales,

resistencia, permeabilidad,

determinación de la superficie de

ESTUDIOS HIDROLÓGICOS

Comprende los niveles piezométricos

dentro del talud, las variaciones de

estos niveles, las indicaciones

exteriores del agua, los efectos de la

actividad humana en el agua

Figura 2B.101-24 Fases de Diagnóstico

2B.101.4.9 Estabilidad de la excavación 2B.101.4.9 (1) Excavaciones en suelo a) Taludes en suelo: Las diversas soluciones que son objeto de este trabajo constan de la Figura 2B.101-25. El drenaje y la protección superficial son soluciones siempre presentes en la estabilización de taludes. Las demás pueden variar caso a caso.

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ABATIMIENTO

DRENAJE Y

PROTECCIÓN

SUPERFICIAL

MICROPILOTES

(SOIL NAILING)

TALUDES

EN SUELO

MUROS

PANTALLAS

ANCLADAS

REFUERZOS CON

GEOSINTÉTICOS

Figura 2B.101-25 Fases de solución: Alternativas para taludes en suelo

La Figura 2B.101-26 presenta un flujograma para auxiliar la elección de la solución.

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ABATIMIENTO

CORTES

TERRAPLENES

TALUDES EN

SUELOS

DRENAJE Y

PROTECCIÓN

SUPERFICIAL

BERMAS O

TERRAZAS

SUAVIZACIÓN

MICROPILOTES

(Soil Nailing)

PANTALLAS

ANCLADAS

MUROS

REFUERZOS

CON

GEOSINTÉTICOS

Figura 2B.101-26 Elección de la solución para taludes en suelos

Algunos aspectos también son relevantes para elección de la solución en taludes en suelo. Entre las que se destacan son las siguientes:

Acceso a medios de transporte: si el acceso es difícil, como frecuentemente ocurre, medios no convencionales pueden ser utilizados por los propios trabajadores, como teleféricos, helicópteros o mulas. Por lo tanto, equipamiento y materiales de mayor tamaño son inadecuados.

Altura del talud: los muros en general son económicamente eficientes para pequeñas alturas, hasta 3 m. Por encima de este valor, las soluciones de refuerzo de suelo tienden a ser más económicas.

Drenaje: solución presente en todos los taludes.

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Abatimiento: depende de la disponibilidad de área libre para la implantación de un nuevo corte y terrazas.

Pantallas ancladas: solución tradicional muy empleada por la flexibilidad de poder ser aplicada en cortes (método constructivo descendiente) y terraplenes (método constructivo ascendente). El sistema de contención con anclajes pre-tensados es suficientemente rígido para limitar los desplazamientos del terreno. Por eso es aconsejable también en casos en que se desea reducir efectos de desplazamientos en construcciones y fundaciones muy próximas.

Claveteado (soil nailing): en cortes o excavaciones es en general la que presenta el menor costo, pues los equipamientos de trabajos en las terrazas de corte, sin andamios, es fácilmente aplicada a taludes inclinados, sin la necesidad de cortes adicionales para la verticalización de la pared.

Muros o taludes de suelo reforzado: en general la solución más económica para terraplenes con alturas mayores que 3 m y con extensiones mayores que 20 m, se puede adoptar la solución de suelo compactado y envuelto con geosintético. La fachada puede ser ejecutada con elementos de hormigón armado, para dar paso al terraplén compactado, o una mampostería a posterior. El primer tipo puede ser aplicado en suelos de fundación de baja capacidad de carga, pues el muro resultante es muy flexible, con mayor capacidad de adaptación a asentamientos diferenciales. Y los muros en que la fachada de hormigón es ejecutada a medida que el muro es construido exigen una fundación competente.

b) Taludes en roca: Las soluciones de proyecto para los taludes en roca o en taludes con bloques sueltos constan en la Figura 2B.101-27. La definición de la solución depende de varios factores indicados en esta figura.

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DREJANE

ANCLAJES Y

CHUMBADORES

CON

CONTRAFUERTES

CON

MALLAS

HORMIGÓN

LANZADO

ESTABILIZACIÓN

IMPLANTACIÓN

DE BANQUETAS

RELLENO DE

FISURAS

PROTECCIÓN

SUPERFICIAL

Figura 2B.101-27 Taludes en roca-Estabilización

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Eliminación

Estabilización

Convivencia

Taludes en

Roca

Caracterización del

Problema

Localización

Situación

Inclinación del talud

Risco

Volumen en forma de

bloques

Centro de gravedad

Estructuras

Litología

Grado de Alteración

Condición de apoyo

Plaza de trabajo

Decisión deproyecto

Figura 2B.101-28 Alternativas de solución para taludes en roca Los tipos de solución están agrupados de la siguiente manera: eliminación, estabilización y convivencia. Con el primer tipo se procura eliminar el problema (Figura 2B.101-29), se recoloca la estructura en el risco o se elimina la causa a través del desmonte de talud del bloque o el talud causador del risco. Las soluciones a los casos en que se aplica el segundo tipo (estabilización del macizo) constan en la Figura 2B.101-29. Un tercer tipo de solución para taludes en roca es la convivencia con el problema. Esto se aplica a taludes muy fracturados o con una gran cantidad de bloques sueltos en el que la fijación o el desmonte no son económicos.

Desmonte y

fragmentación de

bloques

Relajación de la

estructura sujeta al

risco

ELIMINACIÓN

Figura 2B.101-29 Taludes en roca-Eliminación del problema

2B.101.4.9 (2) Resumen de soluciones

En la siguiente Tabla se resumen las soluciones de estabilización de taludes en suelo o roca, abordados por este trabajo.

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Tabla 2B.101-08 Resumen de Soluciones

2B.101.4.9 (3) Medidas de estabilización

Bermas intermedias, teniendo en cuenta tanto la diferencia de cotas entre las mismas como la posición de los diferentes contactos litológicos.

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Figura 2B.101-30 Medidas de sostenimiento

Figura 2B.101-31 Medidas de sostenimiento 2B.101.4.9 (4) Sistemas de Drenaje

Los drenajes superficiales conducen el agua evitando su infiltración: bajantes y cunetas hidráulicas. Los drenajes profundos evacúan el agua del interior de la excavación, evitando así la generación de sobre-presiones intersticiales que pongan en peligro la excavación: drenes californianos, costillas drenantes, pozos etc.

Contacto roca-suelo

1 1

rs rs

Terreno natural

Material tipo suelo

Contrapendiente(drenaje)

Material rocoso

1sg

1sg

Contacto roca-suelo

11

re e

Terreno natural

Material tipo suelo

Material rocoso(esquistoso)

1sa

1sa

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Figura 2B.101-32 Costillas drenantes para estabilizar un desmonte en arcillas y margas

Figura 2B.101-33 ¿Conveniencia del sostenimiento en obra?

2B.101.4.9 (5) Excavabilidad

El método elegido repercute en el presupuesto de la Obra, y su elección se basa fundamentalmente en:

Resultados del estudio Geofísico. Ensayos de laboratorio (resistencia a compresión simple y ensayos de carga puntual) Observación de las excavaciones próximas.

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Figura 2B.101-34 Procedimiento de excavación de rocas según diferentes criterios geotécnicos

2B.101.4.9 (6) Aprovechamiento del material

Su utilidad se realizará en base a las características de los materiales excavados en cada uno de los cortes de la traza según los siguientes ensayos.

Tabla 2B.101.09 Aprovechamiento del material

El número mínimo de clasificaciones completas a efectuar se determinará considerando el volumen desmontado de acuerdo a la siguiente Tabla.

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Tabla 2B.101.10 Número mínimo de clasificaciones completas

2B.101.4.9 (7) Subrasante

La calidad del fondo del corte (o del núcleo del terraplén) influye directamente en el espesor y naturaleza de la estructura del pavimento, para lo cual se sugiere determinar.

Plasticidad Hinchamiento CBR Colapso

Hasta una profundidad mínima de 5 m bajo la cota de la subrasante. Se debe disponer de los ensayos indicados cada 200-400 m y en base a ellos realizar una tramificación de toda la traza a fin de establecer:

Figura 2B.101-35 Esquema del conjunto fondo de desmonte + capas de asiente + capas firme

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Problemas:

Expansividad Problemas de colapso Materiales kársticos o evolutivos Suelos con elevados contenidos en sales Baja capacidad portante Nivel freático alto

y Soluciones:

Saneo y sustitución Mezcla con un suelo de mejores características o con cal. Geotextiles impermeables Geomallas con capacidad resistente Drenajes para rebajar el nivel freático

2B.101.4.10 Rellenos Los aspectos a definir en el proyecto son:

Tipo de relleno Geometría Estabilidad Asientos Tratamiento

2B.101.4.10 (1) Tipos de relleno y geometría a) Terraplenes: Con carácter general tienen taludes 2H:1V o 3H:2V. 2H:1V ( ) Se recurrirá a esta pendiente cuando sea conveniente reducir tendiones en el terreno de apoyo o en el propio relleno:

Rellenos con nucle de material de baja calidad. Rellenos sobre suelos blando sin tratamiento. Rellenos con mas de 20 m de altura.

3H:2V ( ) La experiencia ha demostrado que terraplnes con buen material y correcta compactación son estables al 3H: 2V.

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Rellenos de buena calidad sobre cimiento competente. Rellenos sobre suelos blandos con tratamiento,

b) Pedraplenes: Ejecutados con fragmentos de roca o mezcla de rocas y suelos. Pueden tener

taludes mayores que 3H:2V previo estudio específico. Bien ejecutados soportan hasta 1H:1V, con alturas inferiores a 10-15 m, su utilización presenta las siguientes ventajas

Alta capacidad portante y poco deformable Capacidad drenante: recomendables para zonas inundables. Autocompactables Soportan taludes más verticales

2B.101.4.10 (2) Estabilidad.

a) Cuerpo del relleno: Con buenos materiales, correcta compactación y taludes apropiados no debe originar inestabilidades en el cuerpo de los rellenos. En caso contrario el cimiento y conjunto relleno-cimiento requieren de un estudio particular. Para analizar el factor de seguridad de la superficie de rotura más desfavorable, a fin de obtener el factor de seguridad ante el deslizamiento y la geometría de rotura más probable.

Figura 2B.101-36 Diseño Terraplén Los coeficientes de seguridad que se pueden utilizar en su análisis son:

Situaciones permanentes: 1,50 Situaciones transitorias o de corto plazo: 1,30 Situaciones accidentales: 1,10

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El hundimiento de un relleno, a diferencia del fallo de una excavación, es un proceso menos catastrófico que no suele ocasionar víctimas. Sin embargo, las consecuencias de una reparación son caras y llenas de inconvenientes al tráfico, ya que en muchas ocasiones es necesario el saneo y la reconstrucción completa del terraplén o bien costosos tratamientos de refuerzo. Si bien es cierto que igual que el coeficiente de seguridad de una excavación no hace sino reducirse con el tiempo (erosión, deterioro de las medidas de sostenimiento, etc.), el terraplén no ve mermadas sus propiedades ya que tiende a compactarse a si mismo y a compactar el terreno del cimiento. De ahí que el momento crítico para un relleno es meses o pocos años después de su construcción (a menos que se vea afectado por graves circunstancias accidentales). Un relleno progresivamente va produciendo la compactación del terreno subyacente por lo que mejora su factor de seguridad ante una rotura. El tiempo de asiento depende de las características del terreno y de su proceso de consolidación.

Figura 2B.101-37 Factor de seguridad aumentando progresivamente

b) Asientos del cuerpo del relleno: Dependen de la altura del relleno, material empleado y grado de compactación. La mayoría ocurren en el primer año tras la construcción y en los dos años siguientes se habrá producido la totalidad del asiento.

Asiento = α H α:1,0 % en suelos tolerables α:0,5-0,3 % en suelos adecuados y selesccionados. α:0,1 % en pedraplenes

0

50

100

150

200

250

300

0 1 2 3 4 5 6 7

Asi

en

to t

ota

l (cm

)

Tiempo (años)

Evolución del grado de consolidación del cimiento con el tiempo

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c) Asientos del cimiento:

Arenas y suelos finos sobre-consolidados: deformaciones elásticas asientos inmediatos que no afectarán la puesta en servicio de la autovía. Suelos finos normalmente consolidados y saturados: asientos de consolidación de gran magnitud y diferidos en el tiempo que pueden afectar a la autovía Arenas saturadas: posibilidad de licuefacción debido a movimientos dinámicos. :

d) Asiento elástico: Se producen en suelos granulares y finos sobre-consolidados

Los datos necesarios para su estimación son:

Estratigrafía Geometría del relleno Módulo de deformación de cada estrato (parámetro esencial) Módulo de Poisson Ensayo presiométrico: Es la herramienta más eficaz para determinar el módulo de deformación del suelo. Para rellenos de más de 15 m de altura deberá disponerse de al menos un ensayo presiométrico en cada litología. En ausencia de presiómetros, el módulo de deformación se estimará mediante ensayos triaxiales o bien empleando correlaciones con el SPT y la compresión simple. Cuando se empleen estas correlaciones deberá disponerse de al menos 5 datos por cada litología.

e) Consolidación: (en suelos cohesivos blandos y saturados) Los dados necesarios para su estimación son: Estratigrafía Geometría del relleno Índice de compresión (Cc) e índice de vacíos (e0) (parámetros esenciales) Coeficiente de consolidación (Cv) (dictamina la velocidad del asiento) Módulo de Poisson

(Ec. 2B.101-05)

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Ensayo edométrico: Es la herramienta más eficaz para determinar el Índice de compresión e índice de poros. En rellenos de más de 10 m de altura deberá realizarse al menos un ensayo edométrico en cada litología. Ensayo de penetración estática (CPTU): A parte de ofrecer una estratigrafía muy precisa de las zonas blandas, proporciona un valor muy exacto del coeficiente de consolidación del terreno. En rellenos de más de 10 m de altura, deberá realizarse al menos un ensayo CPTU con disipación por cada 200 m de trazado, pudiendo alternarse éstos con sondeos.

f) Licuefacción: El factor de licuefacción deberá ser mayor que 1 (Fl > 1) g) Los asientos del cimiento del relleno: Deben ser compatibles con el plan de obra.

Rellenos críticos para el desarrollo de la obra: Son aquellos que afectan al desarrollo de

otras labores de obra, como puede ser el terraplén de un viaducto que sea el único paso sobre una vaguada, y que por tanto tenga que ser ejecutado al inicio de las obras. Estos rellenos deben diseñarse de tal forma que los asientos se produzcan en el mínimo plazo posible, acelerando los tratamientos del terreno si fuera necesario.

Rellenos no críticos para el desarrollo de la obra: En ocasiones trascurre bastante tiempo, incluso años, desde la ejecución del relleno hasta su puesta en servicio. En estos casos es posible que los asientos del cimiento, aunque se produzcan de manera muy lenta, ya hayan finalizado antes de la puesta en servicio de la carretera, o el remanente puede ser admisible. Estos rellenos no precisan de tratamientos del terreno y deben ser objeto detallado de estudio en esta fase de proyecto porque pueden ahorrar mucho dinero a la obra en tratamientos.

2B.101.4.10 (3) Tratamientos:

Es necesario definir los siguientes tipos:

Precarga y sub-drenaje La precarga somete al terreno a un esfuerzo mayor que el previsto durante la explotación. De forma que sufra las deformaciones con anterioridad a la puesta en servicio de la infraestructura y aumentar la resistencia al corte de los suelos blandos. Y el sub-drenaje acelera la velocidad de los asientos en los suelos blandos al facilitar la

expulsión del agua del terreno.

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2B.101.4.10 (4) Pilotes de grava

Acelera la consolidación y mejora la resistencia del terreno. Características:

Mejoran la resistencia del terreno y aceleran los asientos. Consiste en introducir un vibrador en el terreno hasta la profundidad deseada y durante el

ascenso rellenar la perforación de grava debidamente compactada. Gracias a la elevada permeabilidad de la grava se favorece la expulsión de agua del

terreno. Gracias a la elevada fricción de la grava se mejora la resistencia al corte del suelo. Mallas habituales: 1,5 x 1,5 m hasta 5,0 x 5,0 m.

Limitaciones:

No apto para suelos granulares. Dificultades de ejecución en suelos no saturados. Tiene el inconveniente de ser un tratamiento caro.

Figura 2B.101-38 Pilotes de grava 2B.101.4.10 (5) Compactación dinámica o vibración

Características: Mejoran la resistencia del terreno, de aplicación fundamentalmente en terrenos

granulares. Evita licuefacción del terreno en zonas sísmicas con arenas sueltas (Nspt<10 golpes) y

elevado NF. La compactación dinámica consiste en golpear el terreno con una maza a intervalos

regulares. La compactación por vibración consiste en introducir un vibrador en el terreno

para producir el empaquetamiento de los suelos granulares. Mallas habituales: 1,5 x 1,5 m hasta 5,0 x 5,0 m.

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Limitaciones:

Induce vibraciones en el terreno que puede dañar construcciones próximas. Tratamientos únicamente aptos a suelos granulares. La profundidad alcanzada con la compactación dinámica es limitada. Tiene el inconveniente de ser tratamientos caros.

2B.101.4.10 (6) Diagrama de Masas

Se requiere para organizar y distribuir mediante iteraciones sucesivas, los materiales de manera óptima para que el plazo y el coste sean lo más ajustado posible, permitiendo seleccionar los equipos necesarios que mejor se adapten a las características del corredor seleccionado. a) Información requerida para elaboración:

Cuantificación de necesidades y excedentes (desmonte y terraplén) a lo largo del trazado

a intervalos regulares.

o Tronco principal de la infraestructura o Desvíos o Pasos superiores e inferiores o Enlaces o Etc.

Geología del trazado, unidades geológicas afectadas y volumen a excavar de cada una. Caracterización de las unidades para establecer reutilización. Ubicación y distribución de unidades en trazado. Localización préstamos, canteras y vertederos. Establecer los costes de excavación para distintos métodos y tipos de transporte.

b) Elaboración del presupuesto: La repercusión en presupuesto del movimiento de tierras dependerá de: b.1) Características del material a excavar:

Ripabilidad

o Medios mecánicos o Ayuda de voladura. Incremento de precio unitario 100% o Voladura sistemática. Incremento de precio unitario 300%

Reutilizable o no Esponjamiento

o Mayor coeficiente, mayor volumen a mover. o Menor coeficiente, menos volumen a mover.

Necesidad de tratamiento previo

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o Machaqueo o Estabilización con cal química o mero SL o Etc.

Figura 2B.101-39 Características del material a excavar

b.2) Distribución geográfica de los materiales:

Distancia a recorrer.

o Suplementos por distancia de hasta 15% Orografía terreno.

o Necesidad de maquinaria más potente y más cara o Mayor consumo combustible

Facilidad de accesos. o Maniobrabilidad maquinaria o Desmontes adicionales

Procedencia de túnel o desmonte. o Distribución tráfico. Demoras en plazo. o Coordinación con otras actividades o Etc.

b.3) Fuentes alternativas de materiales:

Propiedad material. Excavación de préstamos y canteras Distancia a recorrer Situación geográfica

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b.4) Destino de exceso material:

Propiedad material. o Canon de vertido

Distancia a recorrer Situación geográfica

2B.101.4.11 Resultados El resultado de la fase Preliminar permite:

Conocimiento geológico-geotécnico de detalle del trazado en estudio. Caracterización geotécnica de los materiales reconocidos a lo largo del trazado Diseño definitivo de obras de tierra. Estudio definitivo de materiales. Definición completa de las capas de la estructura.

2B.101.5 ESTUDIOS DEFINITIVOS 2B.101.5.1 Objetivos

Realización de la campaña geotecnia para el estudio de las estructuras. Definición completa de la cimentación de estructuras. Revisión y adaptación de los resultados de la anterior fase de Proyecto.

2B.101.5.2 Metodología

Figura 2B.101-40 Campaña geotécnica de estructuras

2B.101.5.3 Investigación Geotécnica para Cimentación de Estructuras Trabajos de reconocimiento: a) Puentes y viaductos:

- Un sondeo por apoyo (pila o estribo) - Complementariamente se podrán realizar otras investigaciones: sísmica, CPTU, ensayos

de penetración, calicatas.

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- En vías de calzadas separadas que se construyen de forma “gemela” se podrá plantear un único sondeo para ambas pilas.

b) Pasos superiores:

Un sondeo por apoyo La campaña se considera comprendida dentro de la caracterización de fondo de

desmonte. Al menos debe haber un sondeo en la ubicación en planta del paso estudiado.

c) Pasos inferiores y obras de drenaje transversal:

La campaña se considera comprendida dentro del estudio del relleno que la contiene. Al menos debe haber 1 reconocimiento en la ubicación en planta de la estructura estudiada.

Podrá ampliarse la campaña en función del tipo de terreno.

d) Marcos, pórticos, bóvedas y falsos túneles:

Si L < 20 m 1 sondeo Si L > 2 0m 1 sondeo adicional cada 50 m

a) Muros:

Se reconocerán perfiles cada 20 m de longitud del muro.

La profundidad de las prospecciones dependerá del tipo de cimentación: profunda o superficial 2B.101.5.2 Tipos de Cimentación a) Cimentación superficial El reconocimiento de una cimentación superficial debe alcanzar una profundidad mínima bajo el futuro plano de apoyo dada por el valor siguiente:

Zmin ≥ 1,5 B En general.

Zmin ≥ 10 m + √A Cuando puedan existir suelos blandos en profundidad. Donde:

Zmin = Profundidad mínima del reconocimiento. B = Ancho de la cimentación (dimensión menor en planta). A = Área de apoyo de la cimentación, expresada en m2.

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Siempre es conveniente que en los puentes de varios vanos se realice al menos un sondeo claramente más profundo, para conocer la estructura general del terreno.

Figura 2B.101-41 Cimentación superficial

b) Cimentación profunda. La longitud de los sondeos depende de: b.1) Pilotes por punta: Cuando se confirme que existe roca sana en profundidad el reconocimiento puede ser menor, pero nunca inferior a 6 m bajo la punta de los pilotes, aunque en esa zona exista roca sana, competente y continua en profundidad.

Zmin > L + 10D Zmin > L+ 1,5B

Donde: Zmin = Profundidad mínima del reconocimiento. L = Longitud del pilote. D = Diámetro del pilote. B = Ancho del grupo o conjunto de pilotes b.2) Pilotes por rozamiento: Cuando no se encuentre una zona clara de apoyo de los pilotes y éstos hayan de trabajar por rozamiento, se precisa una evaluación previa y prudente de la longitud necesaria del pilote necesaria, L.

Sólo en algunos casos especiales, donde existan suelos especialmente blandos a mayores profundidades, será necesario profundizar más los reconocimientos • Zmin ≥ L + 5 D • Zmin ≥ 1,5 (L + B)

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Donde: Zmin = Profundidad mínima del reconocimiento. L = Longitud del pilote. D = Diámetro del pilote. B = Ancho del grupo o conjunto de pilotes (dimensión menor, en planta del rectángulo circunscrito al grupo).

Figura 2B.101-42 Cimentación profunda

c) Reconocimiento del depósito de suelo: Harán sondeos con recuperación de testigo, con toma de muestra (SPT, MI, testigo parafinado) al menos cada 3 m durante la ejecución del mismo, para su posterior ensayo en laboratorio. MI = Muestra Inalterada Se hará toma de muestra de agua en cada sondeo. La longitud de los sondeos en el caso de cimentación superficial será suficiente para caracterizar el nivel de la punta.

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Podrán realizarse ensayos “in situ” (presiométricos, de permeabilidad, etc.) en el interior de los mismos. Se medirá la profundidad del nivel freático.

Tabla 2B.101-11 Ensayos in situ y de laboratorio (en roca – en suelo)

d) Investigaciones complementarias: Determinadas situaciones pueden llevar a que a campaña de proyecto sea insuficiente o no cubra todos los objetivos deseados debido a:

Falta de permisos de entrada a fincas particulares. Imposibilidad de acceder a zonas de orografía complicada. Proyecto con presupuesto insuficiente para dimensionar una adecuada campaña

geotecnia. Poco plazo para realizar el proyecto que no permita realizar todos los reconocimientos

necesarios. Incertidumbres que no hayan podido ser resueltas en fase de proyecto.

En estos casos el proyecto deberá incluir una campaña geotécnica complementaria. Y deberá quedar definido:

Número, tipo y longitud de prospecciones a realizar. Situación en planta. Número y tipo de ensayos de laboratorio a realizar. El coste de la campaña debe quedar recogida en el Presupuesto del proyecto y los

pormenores de ejecución en el Pliego.

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e) Características de las Investigaciones: El estudio geotécnico de cimentaciones abarcará también los siguientes tipos de estructuras de una obra lineal:

Viaductos. Edificaciones asociados a la carretera. Muros pantalla. Muros de gravedad. Recalces, recrecidos y otras actuaciones especiales.

En todos los casos se requieren los mismos datos de partida para el estudio de la cimentación:

Perfil geológico-geotécnico de detalle del emplazamiento de la estructura. Escala 1/200 o 1/500.

Riesgos geológicos que pudieran influir en la estructura. Posición del nivel freático y altura de las avenidas. Parámetros de cálculo de las unidades geotecnias afectadas. Condicionantes externos que puedan influir en la cimentación (plan de obra, necesidad de

desvíos, edificios próximos). Los datos anteriores se van ajustando en las sucesivas fases de proyecto, pero es con la campaña complementaria ejecutada en fase de Proyecto Definitivo cuando terminan de definirse. e.1) Viaductos: El estudio geotécnico deberá establecer y justificar el tipo de cimentación recomendada para el viaducto: directa o profunda. En función del caso se aportarán los siguientes datos para el diseño de la cimentación: En caso de cimentación directa:

Perfil estratigráfico de cálculo y parámetros geotécnicos adoptados. Cota de apoyo medida sobre un plano de referencia absoluto. Unidad geotécnica de apoyo. Presión de hundimiento del terreno. Factor de seguridad adoptado ante el hundimiento y presión admisible. Factor de seguridad ante los siguientes estados límite.

o Deslizamiento o Vuelco o Estabilidad global

Evaluación de los asientos previsibles. Procedimiento constructivo.

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Figura 2B.101-43 Cimentación directa En caso de cimentación profunda:

Cota superior del nivel de empotramiento y de la punta del pilote (medida sobre un plano absoluto).

Cota del plano inferior del encepado. Unidad geotécnica de apoyo de la punta del pilote. Perfil estratigráfico de cálculo y parámetros geotécnicos adoptados. Resistencia unitaria por punta y fuste a lo largo del pilote. Longitud del pilote indicando su carga de hundimiento, factor de seguridad adoptado y

carga admisible. Tope estructural adoptado. Evaluación de los asientos previsibles en el pilote. Carga admisible y asientos del grupo de pilotes del encepado (si procede). Coeficiente de reacción horizontal de cada estrato. Análisis de los de los esfuerzos parásitos (rozamiento negativo, esfuerzos laterales, etc.). Tipo de pilote y procedimiento constructivo.

e.2) Edificaciones asociadas a la carretera: Como puede tratarse de casetas de peaje, puestos de control, servicios o edificaciones que sea necesario restituir. El proyecto debe justificar el tipo de cimentación más apropiado. Cuando se trate de cimentación directa o profunda se deberán facilitar los datos indicados anteriormente. Si se trata de losas, el proyecto deberá incluir los siguientes datos: Cimentación mediante losa:

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Cota de apoyo medida sobre un plano de referencia absoluto. Unidad geotécnica de apoyo. Parámetros geotécnicos adoptados en el cálculo. Coeficiente de reacción vertical. Procedimiento constructivo.

e.3) Muros pantallas y muros de pilotes: En las estructuras de contención se analizará la sección pésima de cada sección tipo estructural. Además es conveniente estudiar secciones complementarias. Se aceptarán cálculos preliminares realizados manualmente, pero el diseño definitivo deberá estar apoyado en un software de cálculo específico. Datos geotécnicos para el diseño: Perfil estratigráfico de cálculo y parámetros geotécnicos adoptados. Descripción de las diferentes fases de construcción. Ley de empujes del terreno y del agua freática. Definición de los niveles de anclaje, puntales, estampidores, etc. Diseño completo de los anclajes: ubicación, definición del acero, tipo de inyección,

tensión, longitud, inclinación. Distribución de esfuerzos y deformaciones en el muro para cada una de las fases constructivas

y la envolvente de todas las fases. Recomendaciones constructivas.

e.4) Muros de gravedad: Los muros de gravedad más frecuentes en las obras lineales son los muros de hormigón. Datos geotécnicos para el diseño de la cimentación: El Proyecto debe justificar el tipo de cimentación más apropiado: directa o profunda y facilitar

los datos indicados anteriormente en el caso de los viaductos, prestando especial atención a las situaciones de vuelco y deslizamiento, además de hundimiento.

El Proyecto debe incluir las especificaciones del material de relleno del trasdós. Estas especificaciones deben indicarse en el PPT y en los Planos.

En base al material de relleno se facilitará la ley de empujes del terreno y agua freática sobre el muro.

Se definirán los anclajes según lo indicado anteriormente para muros pantalla y muros de pilote.

Recomendaciones para el drenaje. Recomendaciones constructivas. 2B.101.5.4 Resultados Nos permite el conocimiento geológico-geotécnico de la ubicación de las estructuras contempladas en el Proyecto y la obtención de datos Geotécnicos para el diseño de las cimentaciones de estructuras. Para la elección y justificación del tipo de cimentación más adecuada a cada estructura y las recomendaciones geotécnicas para su diseño y ejecución.

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SECCION 2B.102 NORMA DE DISEÑO DE PAVIMENTOS DE CARRETERAS 2B.102.1 INTRODUCCIÓN 2B.102.1.1 Definición de pavimentos desde el punto de vista del técnico. El pavimento es una estructura de cimentación formada por una o más capas, sobre la que actúan cargas repetidas en su superficie y que debe ser capaz de transmitir durante su vida útil las tensiones provocadas por las cargas hacia la subrasante y hacia los materiales constituidos de sus capas, de tal forma que no se superen las tensiones y deformaciones específicas admisibles. 2B.102.1.2 Definición de pavimentos desde el punto de vista del usuario El pavimento es una superficie que debe permitir la circulación del tránsito mixto, en condiciones de seguridad, confort y comodidad, bajo cualquier condición climática, durante un tiempo prolongado. 2B.102.1.3 Ciclo de vida del pavimento

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Tabla. 2B.102-01 Ingeniería de Pavimentos. Esquema conceptual Evaluación de Pavimentos.

TRÁNSITO CARGAS POR EJE

DISTRIBUCIÓN DE EJES

ESPECTRO DE CARGAS NÚMERO “N” REALIMENTACIÓN

TRÁNSITO-CLIMA MONITOREO SISTEMÁTICO G MEDIO AMBIENTE PUNTUAL,MANUAL,VISUAL E PRECIPITACIONES CONTINUO,AUTOMATIZADO,EQUIPOS S HUMEDAD RESTRICCIONES MONOFUNCIÓN Y MULTIFUNCIÓN MODELOS T TEMPERATURA FONDOS DISPONIBLES TRÁNSITO: VOLÚMENES Y CARGAS DE I CONGELAMIENTO PERIODO DE DISEÑO DETERIORO Ó DRENAJE REGIONAL CONSTRUCC. EN ETAPAS C RESPUESTA RESPUESTA

N

CRITERIOS REGIONALES O INICIAL FINAL DISEÑO ESTRUCTURAL N DEFLEXIÓN DEFLEXIÓN D PROPIEDADES DE LAS CAPAS S RUGOSIDAD RUGOSIDAD E MATERIALES LOCALES DEFINICIÓN DE LA T TEXTURA FISURACIÓN MATERIALES COMERCIALES ESTRUCCTURA DEL R FRICCIÓN AHUELLAMIENTO P ESTABILIZACIÓN PAVIMENTO U DCP BACHES A SUBRASANTE C ESPESORES TEXTURA V

MÉTODO DE DISEÑO C ASEGURAMIENTO FRICCIÓN I CONSTRUCCIÓN AASHTO I DE CALIDAD INDICE ESTADO M EQUIPOS-TÉCNICAS MECANISISTAS Ó E CAMBIOS DE PROYECTOS REGIONALES/CATÁLOGO N N

CLIMA Y DRENAJE MODELO DE ESTRUCTURAS TRÁNSITO,CLIMA,MANTENIM.(REALES) EVALUAR T

CONTROL DE CALIDAD ESPECTRO DE CARGAS Y REITERACIONES COMPARAR O CASEGURAMIENTO CALIDAD INGRESOS REALES(PEAJES) O IMP. DIRECT. OPTIMIZAR S

PLIEGOS COMPORTAMIENTO CONSERVACIÓN PLANOS-COMPUTOS V.S. CRITERIOS EQUIPOS-TÉCNICAS ESPECIFICACIONES DE DECISIÓN BACHEO PLAN DE CALIDAD SELLADO DE FISURAS RECEPCIÓN DE OBRA CRITERIOS DE DECISIÓN SISTEMA DE GESTIÓN (PMS) CAPAS ESPECIALES PERÍODO DE DISEÑO INICIAL IMPLEMENTAR PMS RECICLADO TIPO DE MANTENIMIENTO RECOGER Y PROCESAR DATOS FONDOS DISPONIBLES INTEGRAR BANCO DE DATOS VIALES REALIMENTACIÓN PLANTEO DE ALTERNATIVAS PLANIFICAR,PROGRAMAR,EJECUTAR TAREAS CONSERVACIÓN CONTROLAR

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2B.102.2 OBJETO El objeto de esta norma es el establecimiento de los criterios básicos que deben ser considerados en el proyecto de los pavimentos de carreteras de nueva construcción. Para ello se presenta una metodología de proyecto que pretende facilitar y simplificar la labor del ingeniero proyectista. Entre las secciones estructurales se deberá seleccionar en cada caso la más adecuada, dependiendo de las técnicas constructivas y de los materiales disponibles, así como de los aspectos funcionales y de seguridad de la circulación vial. Además se deberá incorporar un estudio de los costos de construcción y de conservación, junto a la consideración de aspectos relacionados con la protección ambiental, de manera que la solución elegida quede plenamente justificada. Para garantizar la capacidad estructural, y uniformidad a lo largo del tramo en estudio, un cuadro de soluciones para la formación de la subrasante. Se considera inexcusable estudiar en la fase de proyecto la forma de aprovechar al máximo los materiales disponibles en la traza, al objeto de optimizar técnica, económica y ambientalmente la solución proyectada. En relación con el párrafo anterior, se encarece especialmente a los ingenieros proyectistas de firmes para que centren su atención en la selección del suelo de cimentación y de las selecciones estructurales más adecuadas entre las posibles, dependiendo de las disponibilidades reales del suelo para la formación de la cimentación y de materiales para las capas del firme. Asimismo, se deberán estudiar especialmente en la fase de proyecto los yacimientos y las zonas de extracción de los áridos susceptibles de ser empleados en las capas de rodadura. 2B.102.3 FACTORES DE DIMENSIONAMIENTO Esta norma será de aplicación a los proyectos de pavimentos de carreteras de nueva construcción y de acondicionamiento de las existentes. Salvo justificación en contrario, también se aplicara a la reconstrucción total de pavimentos; no será aplicable, en cambio, a los pavimentos sobre puentes ni en túneles. Tampoco será aplicable en los proyectos de rehabilitación superficial o estructural de capas de rodadura y pavimentos de las carreteras en servicio, en los que se seguirá lo establecido en la Norma referente a rehabilitación de capas de rodaura. Esta norma sólo será válida en los supuestos considerados en cada apartado. En otro caso deberán justificarse las soluciones adoptadas, manteniendo en lo posible los principios y las recomendaciones que se dan para garantizar una razonable equivalencia estructural de las secciones. Sólo en casos muy justificados, y exclusivamente para las categorías de tráfico pesado T2 y T31, se podrá aplazar la construcción del pavimento definitivo, siempre y cuando la sección de firme inicialmente construida resulte estructuralmente suficiente y su superficie cumpla todos los

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requisitos exigidos a las caparas de rodadura y a sus materiales constituyentes. En todo caso deberá recabarse autorización expresa de la subsecretaria de infraestructura del transporte. En los proyectos de carreteras situados a una altitud superior a 1500m se comprobaran, mediante un estudio especial, que la cimentación y el drenaje subterráneo son adecuados para evitar la formación de depósitos de agua debajo del firme, ajustándose en lo demás a esta norma. Junto a las especificaciones que se recogen en esta norma se establecerán las medidas necesarias para el cumplimiento de la legislación que en materia ambiental y de seguridad y salud estuvieran vigentes en cada momento. Esta norma se aplicara en los estudios y proyectos de nuevas carreteras estatales. Salvo justificación en contrario, se aplicara asimismo en los estudios y proyectos de reconstrucción total de firmes existentes. No será aplicable, en cambio, al caso de refuerzos de firme, acondicionamiento o conservación de carreteras existentes, ni a pavimentos sobre obras de paso. Cuando se considere la ejecución por etapas, el pavimento a añadir en la segunda etapa deducido de esta Norma, se considerara como indicativo, debiendo en su momento ser reconsiderado, proyectándolo como refuerzo. Esta Norma sólo era aplicable a lospavimentos que se proyecten con los materiales considerados en el numeral 2B.102.3 Cuando los materiales o unidades de obra sean diferentes de los considerados en 2B.102.3, deberán justificarse las soluciones adoptadas, manteniendo en lo posible las reglas de esta norma. No se ha considerado la adopción de medidas especiales para evitar la formación de lentejones de hielo debajo del firme por la acción de heladas prolongadas. En el territorio nacional, cuando no las hubiere, podrá admitirse que, aun en las condiciones climáticas más severas, no se presentara el “efecto helada”. En estos casos se asegurará, mediante un estudio especial, que la subrasante y las características de drenaje sean las adecuadas para evitar este fenómeno, ajustándose en lo demás a la presente Norma. 2B.102.3.1 Solicitaciones La estructura del firme será función del número y características de los vehículos pesados que se prevea vayan a circular por el carril de proyecto durante el período de proyecto. Este período será de 20 años, salvo indicación en contrario de la Orden de Estudio. Cuando se considere la ejecución por etapas, la suma de sus periodos de proyecto no será inferior al periodo antes citado. Se partirá de los estudios de tráfico, con aforos de intensidades y cargas por eje, y de los datos de que se disponga para la previsión de tráfico.

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2B.102.3.1 (1) Número de Aplicaciones de Eje de Diseño Normalizado

Figura 2B.102-01 Grafica TPDA vs t (años)

Entonces:

Donde: FE= factor de equivalencia de carga = Tráfico promedio diario anual inicial = Número de ejes equivalentes inicial El Nt al final del período de diseño será: Integral de la forma elemental ordinaria

∫

[

]

(Ec. 2B.102 – 01)

Luego de reemplazar los límites de la integral y el valor de , se obtiene la ecuación final del número acumulado de ejes equivalentes. Para fijar el porcentaje de los vehículos distribuidos en cada uno de los carriles se utilizará la tabla siguiente:

Tabla 2B.102-03 Tabla de repartición de tránsito

Número de carriles Porcentaje de vehículos pesados en el carril de diseño

2 50 4 45

6 o más 40

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También el número acumulado de ejes equivalentes Nt calculado por carril de diseño, se obtendrá por la siguiente fórmula:

[

]

(Ec. 2B.102 – 02)

Donde: FE: Factor de equivalencia de carga : Tráfico promedio diario anual inicial r: Tasa de crecimiento vehicular general o por tipo de vehículo t: Período de diseño A: Porcentaje estimado de vehículos pesados (buses y camiones) B: Porcentaje de vehículos pesados que emplean el carril de diseño,(Tabla: Repartición del tránsito) Siempre que sea posible, se estimara la distribución probable de cargas por eje y el número de ejes equivalentes de 12t (120 kN) que utilizarán el carril de proyecto en el período de proyecto. A estos efectos, se utilizará la siguiente relación de equivalencias, desarrollada en la Tabla 2B.102-04:

(

)

(Ec. 2B.102 – 03)

O bien:

(

)

(Ec. 2B.102 – 04) Dónde: n = El número de ejes de 12t equivalentes a un eje de peso P (toneladas) o P´(kN) Se despreciarán las condiciones debidas a los vehículos no definidos como pesados. Cada eje tándem de peso P se considerará como equivalente a 1,4 ejes simples de peso P/2 y los tridem a 1,8 del peso P/2

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Tabla. 2B.102-03 Relación de equivalencias Número de ejes equivalentes de 12 (120 kN) correspondiente a un eje simple

Carga por eje

P(t) P´(kN) Ejes simples de 12t

(120 kN) Tamdem 17t

(170 kN) Tridem 22 t

(220 kN) 1 10 0,000048 0,000012 0,000004 2 20 0,000772 0,000192 0,000068 3 30 0,003906 0,000970 0,000346 4 40 0,012346 0,003065 0,001093 5 50 0,030141 0,007483 0,002668 6 60 0,062500 0,015517 0,005532 7 70 0,115789 0,028747 0,010249 8 80 0,197531 0,049042 0,017485 9 90 0,316406 0,078555 0,028008 10 100 0,482253 0,119730 0,042688 11 110 0,706067 0,175297 0,062500 12 120 1,000000 0,248273 0,088519 13 130 1,377363 0,341962 0,121922 14 140 1,852623 0,459956 0,163992 15 150 2,441406 0,606135 0,216110 16 160 3,160494 0,784665 0,279762 17 170 4,027826 0,000000 0,356537 18 180 5,062500 1,256882 0,448125 19 190 6,284770 1,560338 0,556319 20 200 7,716049 1,915686 0,683013 21 210 --- 2,328528 0,830207 22 220 --- 2,804756 1,000000 23 230 --- --- 1,194595 24 240 --- --- 1,416297 25 250 --- --- 1,667513

Cuando no se pueda disponer de los datos concretos sobre evolución, asignación por carriles y distribución de cargas por eje, se admitirá lo siguiente:

1. La tasa de crecimiento anual del tráfico pesado durante el periodo de proyecto es de 4%. 2. En calzadas de dos carriles y doble sentido de circulación incide sobre el carril de

proyecto el 50% del total de vehículos pesados. 3. En calzadas de dos carriles por sentido de circulación incide sobre el carril de proyecto el

100% de los vehículos pesados que circulan en el sentido considerado. 4. En calzadas de tres o mas carriles por sentido de circulación incide sobre el carril de

proyecto el 85% de los vehículos pesados que circulan en el sentido considerado. 5. La equivalencia de cada vehículo pesado en eje de 12t (120kN) es de 0,5.

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Tabla. 2B.102-05 Categorías de tráfico.

Categorías de trafico

Categorías de

tráfico

Designación

Np Número acumulado de ejes

equivalentes de 12t (120kN) en el carril y periodo

de proyecto

T0 Muy pesado > 4000

>10⁷

T1 Pesado 2000-4000

4.10⁶-10⁷ T2 Medio Alto 800-2000

8.10⁵-4.10⁶

T3 Medio Bajo 200-800

8.10⁴-8.10⁵ T4 Lijero 100-200 10⁴-8.10⁴

Np = Número de vehículos pesados al final del periodo de diseño Cuando el tráfico previsto sea inferior a ejes equivalentes se deberá estudiar soluciones más económicas, cuyo comportamiento en casos análogos hayan sido satisfactorios. Cuando se considere la ejecución por etapas, la categoría de trafico correspondiente a la primera etapa no podrá ser inferior en más de un grado a la correspondiente al periodo de proyecto total.

2B.102.3.1 (2) Rueda Simple Equivalente En el caso de utilizar métodos de diseño mecanicistas, se define como rueda simple equivalente de un grupo de dos o mas ruedas relativamente próximas, a una rueda simple aislada que con la misma presión de los neumáticos de las ruedas del grupo determina en los pavimento tensiones equivalentes a a las determinadas por el grupo. 2B.102.3.2 Suelo de Cimentación 2B.102.3.2 (1) Capacidad de carga de la subrasante 2B.102.3.2. (1) a) Características generales Debido a que los pavimentos son estructuras de cimentación que se encuentran sometidas a cargas repetidas, su capacidad de carga se puede estimar con las siguientes expresiones (CRR centro de investigación de carreteras de Belgica)

(Ec. 2B.102 – 05)

Donde: C= 0,008(Valor dado por Jeuffroy) C= 0,006(Valor dado por Acun y Fox)

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Es= Módulo de elasticidad dinámico del suelo N= Módulo de aplicaciones de carga del eje estándar.

[ ]

(Ec. 2B.102 – 06)

Donde: = Será el esfuerzo admisible del suelo de cimentacion expresado en Mpa en función del CBR= Del nivel de la subrasante expresado en % Expresiones de las cuales se deducen que los parámetro más importantes para su estimación son el módulo de elasticidad dinámico del suelo (Es), el índice de soporte California (CBR) y el módulo de resislencia (MR). 2B.102.3.2 (2) Procedimiento para determinar el módulo de elasticidad es el índice de soporte california CBR o el módulo resiliente Mr del suelo de cimentación 2B.102.3.2. (2) a) Método CRR mediante la clasificación trilinear del suelo Para utilizar este método se procede a realizar el análisis granulométricodel suelo de la sbrasante determinado en la curva granulométrica los porcentajes de arena, limos y arcillas.

Figura.2B.102-02 Curva Granulométrica de una muestra de Suelo

Con los porcentajes obtenidos ubicamos estos porcentajes en el diagrama triangular de clasificación de los suelos y obtenemos el tipo de suelo

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Figura.2B.102-03 Diagrama triangular de clasificación de los Suelos

Con el tipo de suelo obtenido y relacionándolo con el sistema de drenaje, entramos al cuadro siguiente:

Tabla.2B.102-06 Facilidad de drenaje de los suelos base mencionados en el diagrama triangular

Determinamos el valor de Es en MPA

Ejemplo de cálculo.- Obtenemos un suelo que en el análisis granulométrico se determinan los siguientes porcentajes de material:

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Material grueso=85% Limo=8% Arcilla=7% Es un suelo tipo Z, que nos da un Es=40MPa = 400Kg/cm2.

Figura.2B.102-03 2B.102.3.2 (2) b) CBR (Indice de Soporte California) El CBR es una medida indirecta de la resistencia al esfuerzo cortante de un suelo bajo dadas condiciones de humedad y densidad, se expresa como la relación porcentual entre el esfuerzo requerido para penetrar un pistón de 2 pulgadas dentro de una probeta de 6 pulgadas de diámetro y 7 pulgadas de altura, y el esfuerzo requerido para introducir el mismo pistón hasta la misma profundidad de una muestra patrón de grava partida. Este método fue desarrollado en el departamento de carreteras de California, por lo que se denomina ÍNDICE DE SOPORTE DE CALIFORNIA C.B.R (Startom & Porter). Para su determinación se requiere realizar en términos generales los siguientes ensayos:

Ensayo de compactación Ensayo de esponjamiento (expansión ) Ensayo de penetración

Una vez sometidas las probetas al ensayo de esponjamiento, se realiza el ensayo de penetración y calcula su valor, de acuerdo a lo establecido en las siguientes expresiones:

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Expresión del CBR

o 0,

o 0,

o 0,

(Ec. 2B.102 – 07)

Presión estándar para 0,1” = 70,3 kg/cm2 Presión estándar para 0,2” = 105,5 kg/cm2

Para realizar el ensayo existen las siguientes modalidades:

CBR de Laboratorio: Se recomienda su ejecución cuando las condiciones en la subrasante se van a alterar durante la construcción.

CBR con muestra inalterada: Se recomienda sobre suelos finos y arenosos cuando las condiciones de la subrasante no se van a alterar.

CBR de campo: Se realiza directamente sobre la subrasante terminada, sobre los suelos finos y arenosos, o cuando las condiciones de la subrasante no se van a alterar durante la construcción. Valor con el cual aplicando las siguientes correlaciones podemos estimar el módulo de elasticidad del suelo de cimentación.

[ ] [ ]

2B.102.3.2 (2) c) Ensayo de carga con placa en modelo 1:1 Es un ensayo que se realiza sobre la subrasante o rasantes terminadas, sigue el esquema que se indica a continuación y el cálculo establecido realizado con las siguientes expresiones: Placas Flexibles

(Ec. 2B.102 – 08) Placas Rígidas

(Ec. 2B.102 – 09) Donde: r= Radio de la placa metálica

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∆σ= Diferencia de presión en el dominio de la linealidad escogida expresada en kg/cm2 = Diferencia entre las deformaciones recuperables en el dominio de la linealidad. u= Coeficiente de Poisson (0,35-0,50)

Figura.2B.102-04: Esquema del Ensayo de Carga con Placa 2B.102.3.2 (2) d) El penetrómetro dinámico de cono (DCP) Este ensayo se basa en dejar caer una masa de 10kg desde una altura de 50cm determinando el N(número de golpes) necesario para introducir en el suelo la punta del barreno una longitud de 10cm (E) caracterizándose la capa de suelo atravezada por el hundimiento medio medido por el golpe.

(Ec. 2B.102 – 10) Dentro de los suelos finos desde las arcillas a los suelos arenosos finos, el C.R.R. de Bélgica estableció una correlación entre las penetraciones medidas por golpe, en una capa de 10cm de suelo y el CBR de la capa atravesada de acuerdo con la siguiente expresión:

(Ec. 2B.102 – 11)

Germán Martínez Romero de la E.P.N. Ecuador en su tesis de grado estableció la siguiente correlación:

(Ec. 2B.102 – 12)

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Figura.2B.102-05: Esquema del Penetrómetro Dinámico de Cono (DCP)

Figura.2B.102-06: Representación Gráfica de la Ecuación Log CBR=2.20-0.98LogX

2B.102.3.2 (2) e) Ensayo S.P.T El ensayo que correlaciona los resultados del SPT con los valores de CBR, se presenta bajo la siguiente expresión, Livnen & Eshai, (1987):

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(Ec. 2B.102 – 13)

Figura.2B.102-07: Relación entre el CBR Calculado desde la prueba de SPT y la Prueba

Directa del CBR In Situ 2B.102.3.2 (3) Módulo de resiliencia Representa la relación entre el esfuerzo desviador y la deformación recuperable obtenida en el ensayo triaxial dinámico, utilizándose en el análisis estructural de sistemas multicapa (módulo de elasticidad de la sub-rasante). a) Método de ensayo Para su determinación se utiliza el ensayo triaxial bajo cargas repetidas en la cual la muestra se somete a un esfuerzo axial repetido y una presión de confinamiento constante.

Siendo:

(Ec. 2B.102 – 14)

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Figura.2B.102-08 Módulo de Resilencia

Para Obtener el modulo de Resistencia mediante correlación con el CBR se pueden utilizar las siguientes expresiones: MR= 1500(CBR)_____________________________CBR <10% MR= 3000(CBR)0,65__________________________10%<CBR <20% MR= 4326 x Ln(CBR)+241____________________Suelos_granulares 2B.102.3.2 (4) Estimación de la capacidad de carga por tramos homogéneos de diseño y su respectivo módulo Como la infraestructura de Transporte Terrestre es una obra lineal que tiene varios kilómetros de longitud, su comportamiento mecánico de su subrasante es muy heterogéneo a lo largo del eje y varía de punto a punto.

Figura.2B.102-09: Desarrollo Vertical de una curva, acción de corte y relleno Siendo necesario determinar la capacidad de soporte por tramos homogéneos a todo su largo vía, con la utilización de cualquiera de los métodos siguientes:

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2B.102.3.2 (4) a) Método Estadístico Este método se basa en la resolución del siguiente modelo estadístico:

(Ec. 2B.102 – 15) En donde: CS= Capacidad de soporte de diseño en el tramo homogéneo u= Valor medio de las tensiones individuales obtenidas en el tramo de diseño t= Factor de seguridad igual a 2, pudiéndose tomarlo igual a 1. ε= Desviación estándar 2B.102.3.2. (4) b) Método del Instituto de Asfalto Este método propone la siguiente secuencia de cálculo: a) Se ordenan los valores individuales de la capacidad de carga en forma ascendente b) Se determina el porcentaje que esos valores ocupan en el total de ensayos realizados c) Con los valores de CBR vs % en un par de ejes coordenados se traza una gráfica y en la curva obtenida se aplica el siguiente criterio probabilístico para determinar la capacidad de carga de diseño por tramo que se indica en la tabla 2B.102 – 07. El criterio más difundido para determinación del valor de la resistencia de diseño, recomienda tomar un valor total, que el 60, el 75 o el 87,5% de los valores individuales sea igual o mayor que él, de acuerdo con el tránsito que se espera circule por pavimento como se indica en la siguiente tabla:

Tabla.2B.102-07: Resistencia de Diseño Recomendado vs Tránsito

Para el dimensionamiento de la capa de rodadura se considerarán 3 categorías de subrasante, de capacidad de soporte creciente:

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Los criterios a seguir para su clasificación se definen en la figura 2B.102 – 10. En terraplenes y pedraplenes, la categoría de la subrasante dependerá de las características del material utilizado en la coronación. De acuerdo con las especificaciones de vigentes MTOP-001-F-2013, se considerarán como materiales aptos para la coronación los suelos adecuados y seleccionados, así como la estabilización in situ con cemento o con cal de suelos tolerables o adecuados, en una profundidad mínima de 15cm. En cortes, la categoría de la subrasante estará en función de las caracteristicas del terreno natural en una profundidad mínima de 50cm, y de las características y espesor del material utilizado, cuando se procede a sustituir o estabilizar in situ el terreno natural. Se contempla el uso de los materiales antes indicados para terraplenes y pedraplenes, fijándose unos espesores mínimos. También se dan reglas para la clasificación de desmontes en suelos inadecuados y en roca. En las secciones en terraplén de poca altura podrá ser necesaria una excavación adicional para la construcción de la subrasante. Si el terraplén se cimenta sobre suelo inadecuado, el espesor mínimo del mismo será de 1m. En las secciones mixtas en terraplén y desmonte, se podrá adoptar la sección en terraplén cuando exigencias de uniformidad, facilidad de construcción o drenaje así lo aconsejen. En la Tabla 2B.102-09 se relacionan los materiales considerados, que cumplirán las exigencias de las especificaciones y las prescripciones complementarias que se expresan. En los cortes en los que el terreno natural esté constituido por suelo inadecuado en profundidad tal que haga inviable económicamente su sustitución, se comprobará que no son de temer cambios de volumen o asentamientos que afecten a la subrasante. En otro caso será necesario un estudio especial. En los cortes en roca se recomienda el relleno de las depresiones que retengan agua con hormigón hidráulico Fc=210kg/cm2. La superficie de la explamacion debe quedar, en todos casos, al menos a 60cm por encima del nivel mas alto previsible de capa freática. A este fin y cuando sea necesario, se adoptarán medidas tales como la elevación de la rasante de la explanada, la profundización de cunetas, la colocación de drenes subterráneos, etc. Se asegurará siempre la evacuación del agua infiltrada a través de las capas del firme de la calzada y arcenes. En los desmontes en roca, la subrasante tendrá también a estos efectos la regularidad e inclinación necesarias.

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Figura. 2B.102 –09

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Para efectos de control de subrasante y para las características de tráfico pesado, el proyecto deberá exigir una deflexión estándar máxima indicada en la Tabla 2B.102 – 08:

Tabla 2B.102 – 08 Deflexión estándar

Categoría de explanada E1 E2 E3

Deflexión patrón (10⁻² mm) ≤250 ≤200 ≤125 Con carácter general, para la capa superior utilizada en la formación de las subrasante, por razones de durabilidad y uniformidad de la capacidad estructural en toda la traza, se recomienda al ingeniero proyectista la consideración preferente de los suelos estabilizados in situ, con cal o con cemento frente a una aportación directa de suelos sin tratar. La cota de la subrasante deberá quedar al menos a sesenta centímetros (60cm) por encima del nivel más alto previsible de la capa freática donde el macizo de apoyo esté formado por suelos adecuados; a cien centímetros (100cm) donde sea tolerables, y a ciento veinte centímetros (120cm) donde sean marginales o inadecuados. A tal fin se adoptarán medidas tales como la elevación de la cota de la subrasante, la colocación de drenes subterráneos, la interposición de geotextiles o de una capa drenante, etc., asegurando además la evacuación de agua que se puede infiltrar atreves del firme de la calzada y de los espaldones. Salvo justificación en contrario, a los efectos de la definición de las secciones de firme se unificaran las subrasante por su categoría, de tal manera que no haya tramos diferenciados en el proyecto de menos de quinientos metros (500m). 2B.102.3.3 Materiales para la formación de la subrasante En la tabla 2B.102 - 09 se relacionan los materiales utilizables en formación de la subrasante, para los que los diseños deberán incluir las prescripciones complementarias.

Tabla. 2B.102–09 Materiales utilizables en formación de la explanada

SÍMBOLO DEFINICIÓN DEL

MATERIAL PRESCRIPCIONES

COMPLEMENTARIAS

IN Suelo inadecuado o marginal

"- Su empleo solo será posible si se estabiliza con cal o con cemento para

conseguir S-EST1 o S-EST2"

0 Suelo tolerable

"-CBR ≥ 3 (*) - Contenido en materia orgánica <1% - Contenido en sulfatos solubles (SO3)

<1% - Hinchamiento libre <1% 1 Suelo adecuado "-CBR ≥ 5 (*) (**) 2 Suelo seleccionado "-CBR ≥ 10 (*) (**) 3 Suelo seleccionado "-CBR ≥ 0 (*)

S-EST1 S-EST2 S-EST3

Suelo estabilizado in situ con cemento o con cal

"- Espesor mínimo: 25cm. -Espesor máximo: 30cm

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(*) El CBR se determinara de acuerdo con las condiciones especificadas de puesta en obra, y su valor se empleara exclusivamente para la aceptación o rechazo de los materiales utilizables en las diferentes capas, de acuerdo con la figura 2B. 102-09. (**) En la capa superior de las empleadas para la formación de la explanada, el suelo adecuado definido como tipo 1 deberá tener, en las condiciones de puesta en obra, un CBR mayor o igual a 6 y el suelo seleccionado definido como tipo 2 un CBR mayor o igual a 12. Así mismo, se exigirá esos valores mínimos de CBR cuando, respectivamente se forme una explanada de categoría E1 sobre suelos tipo 1 o una explanada de tipo E2 sobre suelos tipo 2. (***) De acuerdo a la designación estableida en las especifiaciones MTOP-001-F. Las explanadas construidas con materiales diferentes de los considerados (residuos, subproductos, etc.) serán clasificados, cuando sea posible, por analogía y, en otro caso, mediante un estudio específico. En desmontes en roca se evitará la retención del agua en la explanada mediante un sistema de drenaje adecuado y el relleno con hormigón

de las depresiones que puedan

retener el agua o impedir su escorrentía. 2B.102.3.4 Materiales del pavimento 2B.102.3.4 (1) Características generales. Las características que deberá cumplir los materiales de construcción a utilizarse en las diferentes capas del pavimento tomara en cuenta las especificaciones complemetarias q se expresan en esta norma. Tabla 2B. 102 -10.

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Tabla. 2B.102–10 Características a cumplir de materiales utilizados en capas de pavimento.

2B.102.3.4 (2) Mezclas bituminosas en caliente Para la elección del tipo de ligante bituminoso, así como para la relación entre su dosificación en masa y la del polvo mineral, se tendrá en cuenta la zona térmica estival de las diferentes regiones del país. 2B.102.3.4 (2) a) Espesor de las capas de mezcla bituminosa Los espesores de cada capa vendrán determinados por los valores dados en la tabla 2B.102-11. Salvo justificación en contrario las secciones de firme se proyectarán con el menor número de

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capas posible compatible con los valores de dicha tabla, al objeto de proporcionar una mayor continuidad estructural del firme. En las secciones en las que haya más de una capa de mezcla bituminosa el espesor de la capa inferior será mayor o igual al espesor de las superiores.

Tabla. 2B.102–11 Espesor mínimo de capas de mezcla bituminosa en caliente

TIPO DE CAPA TIPO DE MEZCLA (*)

CATEGORÍA DE TRÁFICO PESADO T0 a T1 T2 a T3 T4

Rodadura

PA 4 M 3

2 - 3 F

D Y S 6 - 5 5 Intermedia D Y S 5 - 10(**)

Base S Y G 7 – 15 MAM 7 - 13

(*) Ver definiciones en tabla 2B.102-10 (**) Salvo en espaldones, para los que se seguirá lo indicado en el apartado 2B.102.3.2

Cuando se opte por una capa de rodadura constituida por una mezcla bituminosa drenante (PA), se podrá proyectar bajo dicha capa una intermedia de 11 cm de espesor, siempre que se pueda garantizar una adecuada regularidad superficial durante la puesta en obra. Para la categoría de tráfico pesado T4 en las secciones con un espesor total de mezcla bituminosa de 8 cm, cuando se opte por una capa de rodadura tipo D o S se podrá proyectar una única capa, siempre que se pueda garantizar una adecuada regularidad superficial durante la puesta en obra. 2B.102.3.4 (2) b) Capas de rodadura de mezcla bituminosa La capa de rodadura estará constituida por una mezcla bituminosa drenante (PA), por una bituminosa discontinua en caliente tipo Mg F, o por una mezcla bituminosa en caliente de tipo denso (D) o semidenso (S). Para las categorías de tráfico pesado T0 a T1 se emplearán las mezclas bituminosas discontinuas en caliente tipo M o bien las drenantes, según las condiciones pluviométricas y de intensidad de la circulación. Las mezclas drenantes sólo podrán aplicarse en carreteras sin problemas de nieve o de formación de hielo, cuyos accesos estén pavimentados, con tráfico suficiente (TPDA ≥ 5 000 vehículos/día) y con un régimen de lluvias razonablemente constante que facilite su limpieza. No se utilizarán sobre tableros de estructuras que no estén debidamente impermeabilizados y en todo caso deberán preverse sistemas específicos de captación y de eliminación del agua infiltrada a través de la superficie del pavimento.

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A los efectos de aplicación de esta norma, y salvo justificación en contrario, no deberán proyectarse pavimentos con mezcla drenante en altitudes superiores a los 1200 m, ni cuando el tramo a proyectar esté comprendido en la zona pluviométrica poco lluviosa. En la zona pluviométrica poco lluviosa podrá excepcionalmente utilizarse mezcla drenante entramos de pequeña pendiente longitudinal (inferior a 1,5%) en los que además el régimen de precipitación sea corto, pero intenso, durante un número significativo de días al año; la longitud pavimentada con mezcla drenante no deberá ser inferior a 500 m. Con el fin de mejorar la seguridad y la comodidad en tiempo lluvia, en autopistas y autovías urbanas y periurbanas con intensidad de tráfico superior a diez mil vehículos al día (TPDA > 10 000 vehículos/día), podrán utilizarse mezclas drenantes, previa justificación, teniendo en cuenta los criterios establecidos anteriormente, y siempre que las características climáticas, de trazado y de tráfico lo aconsejen. 2B.102.3.4 (2) c) Mezclas bituminosas de alto módulo En las secciones cuyo espesor total de mezcla bituminosa en caliente sea igual o superior a 25 cm y cuya subrasante sea de categoría E3 o E2, se podrá estudiar la posibilidad de emplear mezclas bituminosas de alto módulo (MAM), pudiendo reducirse como consecuencia el espesor de las capas de base. Las mezclas bituminosas de alto módulo se proyectarán exclusivamente en las capas de base, manteniéndose por tanto los espesores de la capa de rodadura y de la intermedia. La reducción del espesor como consecuencia del empleo de mezclas bituminosas de alto módulo deberá ser convenientemente justificada y en ningún caso será superior al veinte por ciento (20%) de dicho espesor. 2B.102.3.4 (2) d) Riego de imprimación Sobre la capa granular que vaya a recibir una capa de mezcla bituminosa o un tratamiento superficial, deberá efectuarse, previamente, un riego de imprimación. 2B.102.3.4 (2) e) Riego de adherencia Sobre las capas de materiales tratados con cemento y las capas de mezcla bituminosa que vayan a recibir una capa de mezcla bituminosa deberá efectuarse, previamente, un riego de adherencia. La correcta ejecución de este riego es fundamental para el buen comportamiento del firme. 2B.102.3.4 (2) f) Riego de Curado Sobre las capas tratadas con un conglomerante hidráulico se proyectará un riego de curado.

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2B.102.3.4 (3) Suelo-cemento El suelo-cemento podrá ser sustituido por una gravacemento si las disponibilidades del material así lo justificaran. Y no serán exigibles las prescripciones relativas al porcentaje de caras de fractura. 2B.102.3.4 (4) Pavimento de hormigón de cemento hidráulico La nomenclatura especial adoptada para los hormigones empleados en los pavimentos de hormigón corresponde a Hormigón de Firme (HF), seguida del valor de la resistencia característica a flexotracción a los 28 días expresada en megapascales (MPa). Estos hormigonos deberán cumplir lo indicado en las especificaciones MTOP-001-F. Para pavimentos de carreteras con categorías de tráfico pesado T0 a T2 se utilizará hormigón tipo HF-4,5. Para las categorías T1 y T2 podrá emplearse HF-4,0. Para firmes de carreteras con categoría de tráfico pesado T1 y T2 el pavimento será de hormigón en masa, con juntas provistas de pasadores. Si se justificase su conveniencia por razones técnicas o económicas, para firmes de carreteras con categoría de tráfico pesado T1 podrá también emplearse pavimento continuo de hormigón armado. Para los firmes de carretera con categoría de tráfico pesado T3 o eventualmente en espaldones, el pavimento será de hormigón en masa, con juntas sin pasadores. Para esas categorías de tráfico pesado se utilizará hormigón tipo HF-4,0, aunque también podrá utilizarse el HF-3,5. La cuantía geométrica del pavimento continuo de hormigón armado será del 0,7% para Hf-4,5 y del 0,6% para Hf-4,0. Asimismo en este tipo de pavimentos se dispondrán anclajes al terreno en las secciones extremas, así como en las secciones especiales que lo requieran. 2B.102.4 MÉTODOS DE DISEÑO A UTILIZAR a) Método ASSHTO El actual método ASSHTO, versión 1993, describe con detalle los procedimientos para el diseño de la sección estructural de los pavimentos flexibles y rígidos de carreteras, establecido para el caso de los pavimentos flexibles, que la superficie de rodamiento se resuelve solamente con concreto asfáltico y tratamiento superficial, pues asume que tales estructuras soportarán niveles significativos de tránsito (mayores de 50000 ejes equivalentes acumulados de 8,2 ton durante el período de diseño), dejando fuera pavimentos ligeros para tránsitos menores al citado, como son los caminos revestidos o de terracería. Los procedimientos involucrados en dicho método están basados en las ecuaciones originales de la ASSHTO que datan de 1961, producto de las pruebas en Ottawa, Illinois. Los antecedentes histórico del método de diseño de pavimentos ASSHTO, se pueden encontrar en una serie de experimentos a escala natural llevados a cabo por una asociación de

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dependencias públicas encabezadas por la Oficina de Caminos, la Asociación Americana de Autopistas Estatales (American Association of State Highway, ASSHO), varios Departamentos de Autopistas Federales, fabricantes de vehículos, empresas expendedoras de combustibles y la Secretaria de la Defensa de los EE.UU. El objetivo principal era obtener datos que permitieran explicar la evolución del estado de los pavimentos a través del tiempo bajo diferentes solicitaciones producidas por los vehículos. Además, también se pretendía con ello llegar a la definición de una normativa referente al tráfico de carga y el establecimiento de políticas sobre la regulación del peso y dimensiones de los vehículos (Yyoder & Witczak, 1975). Estos experimentos son llevados durante la década de los años 50´s del siglo XX, la AASHO diseño experimentos sobre el comportamiento de pavimentos sometidos bajo las acciones de tránsito vehicular y el clima a escala real en los estados de Maryland, Idaho e Illinois. b) Pavimentos Flexibles

Después de haber utilizado por algunos años la guía AASHTO 1972, a mediados de 1983 el subcomité de Diseño de Pavimentos junto con un grupo de ingenieros consultores revisaron la Guía AASHTO 1972 y comenzaron a hacer ajustes para dar lugar a una nueva versión, la Guía AASHTO 1986 bajo el nombre de “Guía AASHTO para el diseño de Estructuras de Pavimentos”. En esta versión quedaron incorporadas las siguientes consideraciones (AASHTO, 1986):

Mejoramiento de la caracterización de la subrasante a través del módulo de resiliencia. Los coeficientes estructurales de capa de innumerables materiales que conforman la estructura del pavimento fueron relacionados cuantitativamente a través del módulo de resiliencia en la ecuación empírica del número estructural (SN).

Incorporación del drenaje como una variable a considerar dentro de la estructura del pavimento por medio de coeficientes empíricos de drenaje dentro de la ecuación del número estructural. Para ello, se recomendó valores para los coeficientes de drenaje en base a la calidad del drenaje y el periodo de exposición a la humedad a niveles cercanos a la saturación.

De acuerdo a las nuevas consideraciones la ecuación del número estructural queda como sigue:

(Ec. 2B.102 – 16) Donde: Son los coeficientes de drenaje para la base y la sub-base respectivamente

Incorporación de concepto de confiabilidad del diseño como un factor dentro de la ecuación de diseño para considerar los efectos de la incertidumbre y variabilidad en los

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datos de entrada del diseño. La incorporación a la ecuación se realiza de manera sencilla a través de factores que modifican en el tráfico de diseño admisible (W18)

Mejoramiento de la forma de considerar los efectos del medio ambiente por medio de dos aspectos distintos:

1. Por una parte se considera como un factor que modifica la serviciabilidad. 2. Y por otra parte, se debe considerar un módulo de resiliencia de la subrasante

capaz de reflejar las condiciones ambientales, es decir, la susceptibilidad del material al cambio de humedades.

En lo que respecta a la pérdida de la serviciabilidad de la subrasante ∆PSI fue descompuesta en tres componentes, tal y como se puede observar en la siguiente ecuación:

(Ec. 2B.102 – 17) Donde: = Se refiere a la pérdida de serviciabilidad atribuida al tráfico. = Es la pérdida de serviciabilidad producida por expanciones del suelo natural y terracerías = Representa el cambio de rugosidad de la rasante o expansión por congelación. Otras consideraciones, incluidas en esta versión, tiene que ver con aspectos económicos, procedimientos de diseño para construcción por etapas y el conocimiento de los diseños de tipo empírico. Entre la versión de 1986 y la versión actual de 1993, se introdujeron cambios importantes en lo que respecta al procedimiento de diseño de pavimentos flexibles. La mayor parte de las mejoras se orientaron hacia la rehabilitación, el uso de ensayos no destructivos para la evaluación del pavimento existente, y retro cálculo de módulos de capa para la determinación de los coeficientes de capa. PAVIMENTOS RÍGIDOS: El objetivo principal del diseño de un pavimento rígido es determinar el espesor de la losa de concreto adecuada, para soportar la carga proyectada de tránsito durante el periodo de diseño. Se han desarrollado varios métodos de diseño en el transcurso de los años, algunos de los cuales se basan en los resultados de pruebas a escala total en carreteras; otros en desarrollos teóricos de esfuerzos en sistemas estratificados y otros en la combinación de pruebas y desarrollo teórico. Sin embargo, dos métodos son los que se usan en forma extensa: el método de AASHTO y el método de la Portland Cement Association (PCA).

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c) Métodos de diseño analítico, mecanicistas o racionales: A diferencia de los métodos empíricos los mecanicistas toman un cuenta los estados de esfuerzo deformación que se producen en las capas de pavimento al ser sometidos a las acciones del tráfico. Desde la década de los sesenta se han utilizado programas informáticos con los cuales, a partir de las propiedades mecánicas de los materiales (relación de Poisson y módulos de elasticidad) y alimentándolos con las cargas, presión de contacto y espesores de capa se calculan los estados de esfuerzos y deformaciones para compararlos con los admisibles para la vida de proyecto, y mediante iteraciones realizadas aumentando o disminuyendo los espesores de las capas llegar a la estructura de pavimentos requerida. Algunos de estos programas son ALIZE (Laboratorio Central de Puentes y Calzadas de Francia), ELYSMS (Chevron), BISAR (SHELL) y KENLAYER (Universidad de Kentucky). Con ellos los valores permisibles de deformación por tensión en la frontera inferior de las capas asfálticas y a la deformación vertical en la parte superior de la subrasante se obtienen con ecuaciones desarrolladas en institutos de investigación como AASHTO, TRL y el Instituto del Asfalto. Algunos de los programas son: ALIZE (LCPC, laboratoire Central des Ponts et Chaussées), ELSYM5 (Chevron Oil), BISAR (SHELL), KENLAYER (University of Kentucky) y DEPAV (Universidad del Cauca). Los valores admisibles de deformación a tracción y vertical en la base de la capa asfáltica y en la superficie de la subrasante respectivamente, se obtienen por medio de diversas ecuaciones desarrolladas en instituciones de investigación como TRL (Trasnportation Research Laboratory), AASHTO (American Asociation of States Highway and Transportation Officials), TAI (The Asphalt Institute). Los parámetros elásticos pueden ser obtenidos a partir de pruebas de laboratorio o en base a retro cálculos de ensayes de campo con equipo de auscultación como el FWD (Falling Weight Deflectometer). Sin embargo, las ecuaciones de comportamiento elástico-lineal no toman en cuenta las características visco-elásticas de los ligantes asfálticos ni que los materiales granulares no ligados tienen un comportamiento inelástico no lineal en los niveles de esfuerzos a los que se somete una estructura de pavimento. Adicionalmente en los métodos mecanicistas se presume que los materiales son homogéneos e isotrópicos y que la extensión horizontal de las capas de pavimento es infinita. Además de considerar cargas estáticas estos programas no toman en cuenta la influencia del medio ambiente sobre las propiedades mecánicas de los materiales con que se construye el pavimento. 2B.102.5 MÉTODO DE DISEÑO RECOMENDADOS

Para pavimentos Flexibles se puede utilizar el método AASHTO – 93. Para pavimentos rigidos se puede utilizar el método AASHTO – 98 o el método de la

PCA.

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Tabla. 2B.102–12 Catalogo de estructuras de pavimento para prediseño

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Figura.2B.102-10 Estructuras para pavimento rígido para tráfico 3*10^5 = Nc< 10 ^6,

10^5 = Nc< 3*10 ^5, 10^4 = Nc< 10 ^5

Figura.2B.102-11 Estructuras para pavimento rígido para tráfico 3*10^7 = Nc< 10 ^8,

3*10^6 = Nc< 3*10 ^7, 10^6 = Nc< 3*10 ^7

Figura.2B.102-12 Estructuras para pavimento rígido para tráfico 3*10^4 = Nc< 10 ^5, Nc< 3*10 ^4

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2B.102.6 ESPALDONES Salvo justificación en contrario, el pavimento de los espaldones de anchura no superior a 1,25 m será, por razones constructivas, prolongación del firme de la calzada adyacente. Su ejecución será simultánea, sin junta longitudinal entre la calzada y el espaldón. En espaldones de anchura superior a 1,25 m, su firme dependerá de la categoría de tráfico pesado prevista para la calzada y de la sección adoptada en ésta; se evitará en lo posible la aparición de nuevas unidades de obra. Salvo justificación en contrario, se adoptará una de las soluciones que se indican en los apartados siguientes, que están previstas para unas solicitaciones del tráfico pesado acordes con las funciones propias de los espaldones. En el caso de que, de acuerdo con los estudios de tráfico, se consideren probables solicitaciones más intensas que las que en principio corresponderían a la categoría de tráfico pesado adoptada, será posible justificar, con carácter excepcional, secciones de los espaldones de mayor capacidad estructural que las indicadas en este apartado, previa autorización del Ministerio de Transporte y Obras Públicas. En este supuesto se podría llegar incluso a disponer el mismo pavimento que en la calzada, aprovechando las ventajas constructivas y permitiendo así en caso necesario utilizar los espaldones como carriles adicionales. Esta posible solución se valorará técnica y económicamente de manera especial en autopistas y autovías urbanas y periurbanas con intensidades de tráfico superiores a veinticinco mil vehículos al día (TPDA > 25 000 vehículos/día). Para fijar los espesores de las capas del firme del espaldón se tendrá en cuenta la distribución de capas del pavimento de la calzada, a fin de coordinar su construcción. Si a medio plazo fuera previsible ensanchar la calzada a costa del espaldón, se procurará adoptar una solución con capas y espesores adoptados a dicha previsión. El espesor de cualquier capa se atendrá, en todo caso, a las limitaciones contenidas en las tablas 2B.102-10 y 2B.102-11. Para las categorías de tráfico pesado T0 a T3 y en las vías de servicio no agrícolas de autopistas y autovías es preceptivo, por exigencias de seguridad de la circulación vial, que los espaldones dispongan de una capa de rodadura completa transversalmente y con la misma rasante que la calzada, de manera que no haya escalón entre ambas superficies. En el caso de que la calzada dispusiera de una capa o elemento inferior drenante o de separación, éstos se prolongarán bajo el espaldón hasta conectar con un sistema de drenaje adecuado. 2B.102.6.1 Categorías de tráfico pesado T0 a T1

2B.102.6.1 (1) Calzadas con pavimento de hormigón hidraulico Salvo justificación en contrario, en la categoría de tráfico pesado T0 el pavimento del espaldón será de hormigón en masa, de idénticas características que el utilizado en la calzada. El pavimento del espaldón irá atado al pavimento de la calzada mediante barras de unión de 12 mm de diámetro y 80 cm de longitud, situadas a la mitad del espesor, perpendiculares a la junta

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longitudinal y espaciadas 1 m. Salvo justificación en contrario, la textura superficial del espaldón será transversal. El pavimento de los espaldones de hormigón en masa tendrá un espesor mínimo de 15 cm, salvo en sus 50 cm interiores en los que espesor deberá coincidir, en todo caso, con el correspondiente al de la calzada. Hasta alcanzar la subrasante se dispondrá una capa granular artificial drenante o un suelocemento. Para la categoría de tráfico pesado T1 los espaldones podrán pavimentarse con hormigón en masa o con mezcla bituminosa. Si se pavimenta con hormigón en masa se podrá utilizar una solución igual a la indicada en los párrafos anteriores para la categoría de tráfico pesado T0. Alternativamente, se podrá pavimentar el espaldón con hormigón magro vibrado de espesor uniforme, igual al del pavimento de la calzada, con juntas transversales de contracción y atado a éste mediante barras de unión; hasta alcanzar la subrasante se dispondrá una capa granular artificial drenante o un suelo-cemento. Si para la categoría de tráfico pesado T1 se dispone un pavimento de mezcla bituminosa en caliente, ésta será de 15 cm de espesor total, construida en dos capas; bajo ella, y hasta alcanzar la subrasante, se dispondrá una capa granular artificial drenante. Alternativamente, la mezcla bituminosa en caliente podrá tener 10 cm de espesor total, disponiendo bajo ella, hasta alcanzar la subrasante, un suelo-cemento (que deberá prefisurarse con espaciamientos comprendidos entre 3 y 4 cm). La junta entre el pavimento de la calzada y del espaldón deberá sellarse siempre. 2B.102.6.2 Calzadas con pavimento de mezcla bituminosa en caliente En todos los casos las capas de rodadura e intermedia del espaldón serán prolongación de las dispuestas en la calzada y, por tanto, de idéntica naturaleza. Su espesor no bajará en ningún caso de 15 cm sobre capas granulares artificiales y de 10 cm sobre capas tratadas con cemento. Debajo del pavimento del espaldón se podrá optar por disponer:

Suelo-cemento, procurando enrasar con la cara inferior de las mezclas bituminosas de la calzada y en todo caso con el espesor mínimo indicado en la tabla 2B.102-10. Esta solución con suelo-cemento, que preceptivamente será prefisurado con espaciamientos comprendidos entre 3 y 4 cm, será preferente cuando se emplee este tipo de material o grava-cemento en la calzada. El resto del espesor, hasta alcanzar la subrasante, se completará con capa granular artificial.

Capa granulares drenante, procurando enrasar con la cara inferior de las mezclas bituminosas de la calzada y en todo caso con las limitaciones sobre espesores especificados en la tabla 5. El resto del espesor, hasta alcanzar la subrasante se completará con capa granular artificial.

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Si se justifica por razones constructivas, y en el caso de que no se emplee en el pavimento de la calzada, en la categoría de tráfico pesado T1 el suelo-cemento podrá sustituirse por un suelo seleccionado o adecuado estabilizado in situ con cemento tipo S-EST3, con una resistencia a compresión simple a 7 días no inferior a 2,5 MPa y prefisurado con espaciamientos comprendidos entre 3 y 4 cm. 2B.102.6.3 Categorías de tráfico pesado T2 y T3 2B.102.6.3 (1) Calzadas con pavimento de hormigón Se dispondrá un espaldón formado por una capa de rodadura de mezcla bituminosa en caliente muy flexible de 5 cm de espesor; el resto, hasta llegar a la subrasante, se completará con capa granular artificial drenante. Alternativamente, se podrá disponer bajo la mezcla bituminosa en caliente una capa de suelo-cemento prefisurado, con un espesor dentro de los límites indicados en la tabla 5; el resto, hasta llegar a la subrasante, se completará con capa granular drenante. En este caso el suelo cemento podrá sustituirse por un suelo seleccionado o adecuado estabilizado in situ con cemento tipo S-EST3, con una resistencia a compresión simple a 7 días no inferior a 2,5 MPa y prefisurado con espaciamientos comprendidos entre 3 y 4 cm. 2B.102.6.3 (2) Calzadas con pavimento de mezcla bituminosa en caliente El pavimento del espaldón constara de una capa de mezcla bituminosa con el mismo espesor que la capa de rodadura del pavimento de la calzada, salvo si ésta fuera drenante o discontinua en caliente, en cuyo caso el pavimento del espaldón se constituirá con las mismas capas de rodadura e intermedia que el pavimento de la calzada, de forma que vayan enrasadas las capas intermedias. Debajo del pavimento del espaldón se dispondrá de una capa granular artificial hasta alcanzar la subrasante; en todo caso las capas cumplirán las limitaciones de espesor contenidas en la tabla 2B.102-10. Alternativamente, se podrá disponer bajo el pavimento una capa de suelo-cemento prefisurado, con un espesor dentro de los límites de la tabla 2B.102-10; el resto, hasta llegar a la subrasante, se complementara con capa granular. En este caso el suelo-cemento podrá sustituirse por un suelo seleccionado o adecuado estabilizado in situ con cemento, con una resistencia a compresión simple a 7 días no inferior a 2,5 MPa y prefisurado con espaciamientos comprendidos entre 3 y 4 m. 2B.102.6.4 Categorías de tráfico pesado T3 y T4 El espaldón, enrasado siempre con la calzada, podrá no estar pavimentado, o tener un pavimento constituido por un riego con gravilla. El firme del espaldón estará constituido por capa granular drenante, procurando enrasar con una de las capas del firme de la calzada; y el resto, hasta la subrasante, podrá ser de material granular artificial o de suelo seleccionado. Si no se pavimentase se proyectarán espaldones con materiales granulares cuyos finos tengan un índice de plasticidad (IP) entre 6 y 10.

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2B.102.7 JUNTAS EN PAVIMENTOS DE HORMIGÓN HIDRAULICO 2B.102.7.1 Juntas longitudinales Se dispondrán juntas longitudinales en los pavimentos de hormigón, y podrán ser de contracción o de construcción. En las zonas en las que la anchura de hormigonado sea superior a 5 m se proyectarán juntas longitudinales de contracción, dividiendo el pavimento en franjas aproximadamente iguales, procurando que coincidan sensiblemente con las separaciones entre los carriles de circulación y evitando que lo hagan con las zonas de rodadura del tráfico, con una marca vial o con un pasador. Se ejecutarán por aserrado, con una profundidad de corte no inferior al tercio del espesor de la losa. Donde el hormigonado se realice por franjas se proyectarán juntas longitudinales de construcción, procurando que coincidan sensiblemente con las separaciones entre carriles de circulación y evitando que lo hagan con las zonas de rodadura del tráfico o con una marca vial. En todos los casos se proyectarán perpendicularmente a la junta longitudinal, barras corrugadas de unión de 12 mm de diámetro, 80 cm de longitud y espaciadas 1 m. Se dispondrán a la mitad del espesor de la losa y simétricas respecto a la junta. En el proyecto de las juntas longitudinales, tanto de contracción como de construcción, se especificará su sellado según los siguientes procedimientos:

Practicando un cajeado en el que se introducirá un cordón sintético, sobre el que se colocará un producto específico de sellado.

Mediante un perfil elastomérico, introducido a presión.

2B.102.7.2 Juntas transversales Las juntas transversales que se proyecten en los pavimentos de hormigón podrán ser de contracción, de construcción o de dilatación. Las juntas transversales de contracción se realizarán por aserrado, con una anchura de corte no superior a 4 mm, y de profundidad no inferior al cuarto del espesor de la losa. Para las categorías de tráfico pesado T1 y T2 las juntas transversales de contracción se proyectarán provistas de pasadores (a la mitad del espesor de la losa, perpendiculares y simétricos respecto a la junta) de acero liso de 25 mm de diámetro, 50 cm de longitud y separación variable, de 30 cm bajo las rodadas del carril proyecto y de 60 cm en otras zonas. Estas juntas se dispondrán perpendiculares al eje de la calzada e irán separadas entre sí una longitud comprendida entre 4 y 5 m.

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Para las categorías de tráfico pesado T3 y T4, se podrán proyectar juntas transversales de contracción sin pasadores a una distancia no superior a 4 m, la cual se reducirá hasta los 3,5 m en las zonas donde las oscilaciones diarias de la temperatura ambiente sean superiores a 20 °C. Estas juntas transversales de contracción sin pasadores, salvo justificación en contrario, se proyectarán sesgadas, con una inclinación respecto al eje de la calzada de 6:1, de forma que las ruedas de la izquierda de cada eje las atraviesen antes que las de la derecha. Las juntas transversales de construcción, que se harán coincidir con el emplazamiento de una junta de contracción, irán siempre provistas de pasadores, siendo por ello perpendiculares al eje de la calzada. En pavimentos de hormigón armado continuo el diseño de estas juntas se realizará en la fase de proyecto. Se proyectarán juntas transversales de dilatación ante estructuras o donde pudiera estar especialmente impedido el movimiento de las losas del pavimento. En estos casos en la fase de proyecto se estudiará el diseño específico de dichas juntas. En las curvas con radio inferior a 200 m será precisa la realización de un estudio especial sobre la disposición de juntas transversales de contracción o de dilatación, con el fin de limitar las posibles tensiones que pudieran producirse por efecto de las temperaturas. A falta de dicho estudio, en la mayoría de los casos podrá ser suficiente con la disposición de juntas de dilatación al comienzo y al final de la curva, manteniendo la longitud de las losas adoptada para el conjunto de la obra. Respecto al sellado de las juntas transversales, tanto de contracción como de construcción, según la zona pluviométrica, se proyectará de acuerdo con el siguiente criterio:

Zona pluviométrica lluviosa: selladas como las juntas longitudinales. Zona pluviométrica poco lluviosa: podrán dejarse sin sellar.

2B.102.8 ASPECTOS CONSTRUCTIVOS La anchura de la capa superior del pavimento de la calzada rebasará a la teórica al menos en 20 cm por cada borde. No obstante, en pavimentos de hormigón en los que el pavimento del espaldón sea también de hormigón, podrá coincidir con la anchura teórica de la calzada. Cada capa del pavimento tendrá una anchura (a) en su cara superior, igual a la de la capa inmediatamente superior (as) más la suma de los sobreanchos (d) y (s) indicados en la tabla 2B.102-13. El sobreancho (s) podrá aumentarse si existe necesidad de disponer de un apoyo para la extensión de la capa superior.

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Tabla. 2B.102-13. Valores de los sobreanchos

SOBREANCHO MATERIAL VALOR (cm)

Por derrames (d)

Pavimento de hormigón 0

Hormigón magro vibrado 0

Otros materiales es

Por criterios constructivos (s)

Mezclas bituminosas 5

Materiales tratados con cemento

6 a 10

Hormigón magro vibrado 20

Capas granulares 10 a 15

Figura 2B.102–13: Dimensiones de las capas del pavimento

En la categoría de tráfico pesado T0, se podrá considerar dimensionamientos distintos entre carriles de una misma calzada, donde haya dos o más carriles para un sentido de circulación, con las siguientes prescripciones:

La máxima diferencia de categoría de tráfico pesado entre carriles será de una. La categoría de subrasante será la misma. La numeración de las secciones deberá terminar en la misma cifra. La variación de espesor se proyectará de acuerdo a los siguiente criterios:

o La variación de espesor se efectuará en una sola de las capas. o No se modificará el número total de capas. o Se cumplirán las limitaciones de espesor contenidas en esta norma. o En caso de existir capas, distintas a la que produzca la variación de espesor, se

adoptará como espesor de capa el mayor de ellas. o Las variaciones de espesor serán transversalmente lineales, debiendo mantenerse los

espesores mínimos correspondientes en el borde interno de cada carril.

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Figura 2B.102–14: Espesor de diseño en cm para el tráfico Ti

2B.102.9 DIMENSIONAMIENTO DEL REFUERZO (MÉTODO MECANISISTA) Para proceder al dimensionamiento hay que comparar el espesor equivalente de la estructura existente con el de una estructura ficticia dimensionada para el mismo módulo del suelo y para un tráfico acumulado igual a la suma del tráfico pasado y del tráfico futuro, la diferencia de espesores equivalentes es convertido en un espesor de una o de muchas capas del refuerzo. Los parámetros necesarios para el cálculo serán: 2B. 102.9.1 Tráfico El tráfico a introducir en los ábacos de dimensionamiento está caracterizado por el valor de KNc tal que:

(Ec. 2B.102 – 18)

Dónde: número acumulado de vehículos comerciales (en un sentido) que hayan circulado por los años de servicio utilizados.

número acumulado de vehículos comerciales (en un sentido) que se espera circularán en los años de servicio futuro.

y para los pavimentos con vías de circulación de ancho ≤ 3 m.

y para los pavimentos con vías de circulación de ancho > 3 m.

y para los pavimentos con vías de circulación con un ancho ≤ 3 m. que serán ensanchados.

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El valor de K’’ puede ser diferente de K’ en el caso de que se proceda a un ensanchamiento de las vías recirculación al mismo tiempo que a un refuerzo.

El valor del número de años de servicio futuro, tiene que ser indicado por la entidad que administra las vías, en ausencia de tales indicaciones se recomienda estimar en Y = 5 años (refuerzo preventivo) Y = 10 años (refuerzo curativo) y Y = 15 años para reconstrucción parcial. La deflexión característica del dimensionamiento de la estructura reforzada debe tener en cuenta la variación de la deflexión a lo largo de la sección considerada, siendo conveniente:

Trazar el diagrama lineal de la deflexión característica.

Figura 2B.102–15 Diagrama lineal de la deflexión característica.

Resaltar la sección en zonas en las cuales se destaquen o estén caracterizadas por una clase de deflexión.

Clase de deflexión característica de 1/100 mm., ejes de 127 KN.

Clase D1 D2 D3 D4 D5 D6 D7 D8 D9 D10

Dc 20-40 40-60 60-80 80-100 100-125

125-150

150-175

175-200

200-250 250

Seleccionar una sola clase de deflexión característica a tener en cuenta durante el cálculo

del dimensionamiento; según los casos o se puede seleccionar solo la clase más elevada sobre otro clase, de manera que el largo total de las zonas subdimensionadas no sobrepase en un cierto porcentaje el largo de la sección considerada (10-20%) en general.

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2B. 102.9.2 Módulo del suelo Es El valor del módulo Es del suelo, es indispensable para proceder a los cálculos de dimensionamiento de refuerzo estructural, él se debe precisar a partir de ensayos efectuados en la etapa de auscultación puede evaluarse de manera aproximada. Conociendo la deflexión característica dc (1/100 mm., para ejes de 127 KN y el espesor equivalente de la estructura existente he, el módulo Es viene dado aproximadamente por:

[

]

(Ec. 2B.102 – 19) A condición de que he cm. esta relación viene representada gráficamente por la Figura 2B.102 - 16 También conociendo la naturaleza del suelo, se puede adoptar los valores de Es, según la tabla correspondiente. Conocidos he y dc se procede al cálculo del módulo Es con la aplicación de la fórmula anterior.

Figura 2B.102–16 Evaluación del módulo Es del suelo a partir de la deflexión caracteristica

2B. 102.9.3 Cálculo de los espesores de las capas 2B. 102.9.3 (1) Estructura Existente El espesor equivalente he de la estructura existente es calculado con la fórmula siguiente:

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∑ (cm.)

(Ec. 2B.102 – 20)

hi = Espesor de las capas de la estructura existente (cm) que formarán parte de la estructura reforzada.

ai = Factor de equivalencia.

Tabla. 2B.102–14 Factores de equivalencia de las capas

Material ai + Revestimiento nuevo o refuerzo de materiales asfálticos 2.70 Revestimiento asfáltico en servicio y que presente el siguiente Aspecto visual Ausencia de fisuras de azulejos y reparaciones; débiles deformaciones eventuales

2.50

Fisuras, piel de cocodrilo y/o reparaciones aisladas, Débiles deformaciones eventuales

2.00

Fisuras, piel de cocodrilo y/o reparaciones aisladas 1.50 Fisuras, piel de cocodrilo y/o reparaciones frecuentes, afectando la mayor parte de los trazados; deformaciones importantes y/o frecuentes

1.00

Afirmado tratado 1.00 O no enrocamiento 1.00 Adoquinado de mala calidad +++ 1.00 Adoquinado de buena calidad ++ 1.25 Sub fundación en arena o en grueso granulados 0.75 Área drenante 0.87

Los factores de equivalencia son calculados siguiendo la fórmula:

√

(Ec. 2B.102 – 21)

Dónde: Ei es el módulo de elasticidad del material.

xx no presenta (Los movimientos al momento del paso de las ruedas xxx presentando de vehículos comerciales pesados).

2B. 102.9.3 (2) Estructura ficticia Los espesores Hr (cm) de la estructura ficticia son calculados a partir de los parámetros KNc y Es con la utilización de los ábacos de dimensionamiento para pavimentos nuevos del método. El C.R.R y se calcula con la aplicación de la siguiente expresión:

∑ (cm) (Ec. 2B.102 – 22)

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El espesor de la capa de refuerzo:

(Ec. 2B.102 – 23)

2B. 102.9.4 Ejercicio Una sección de 3150 Km. de longitud de una vía primaria, está sometida a un tráfico diario en dos sentidos de 6160 vehículos de todas las categorías, comprendiendo 1032 vehículos comerciales. La sección transversal cuenta con tres vías de circulación de 3.5 m. Cada uno de los espaldones son estabilizados y tienen 2.0 m. de ancho, luego los terraplenes laterales tienen 1.0m. de ancho, el agua se escurre libremente hacia las cunetas. La estructura del pavimento está compuesta de 14cm. de revestimiento bituminoso, 30 cm. de base granular, su vida de servicio transcurrida es de 12 años, durante la cual le ha sido aplicado mantenimiento corriente y reparaciones localizadas, no hay influencia de las heladas. a) Solución Se procede al examen visual y a la medición de las deflexiones con la ayuda del deflectógrafo LACROIX, lo que nos ha conducido a los resultados siguientes:

1) Examen Visual

Fisuras longitudinales aisladas, piel de cocodrilo y reparaciones (figuras en partes) frecuentes, pequeñas deformaciones aisladas, los efectos afectan sólo a la vía derecha de la circulación, sobre esta vía la longitud acumulada de las fisuras, piel de cocodrilo y de las reparaciones es igual a 1103m. 2) Capa de Carga

La deflexión característica más elevada: dc = 82 (vía derecha) la cual es considerada como característica de toda la sección. 3) Interpretación de Daños

Suponiendo que el tráfico comercial es el mismo en ambos sentidos de la circulación. N3 = 1032/2 = 516 vehículos comerciales / día, para una tasa de crecimiento de la circulación i = 0.05 para la vida de servicio de 12 años, se obtiene como resultado. N´c = 300 * 516 *((1.05^12-1)/(0.05*1.05^12)) N´c = 1.37 * 10^6 Por otro lado como periodo de duración futura 10 años y 15 años después del refuerzo curativo (o reconstrucción parcial), por lo tanto, en base del estado visual del revestimiento tenemos:

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4) El Estado Visual

Se considera no aceptable a partir no solamente de una evaluación subjetiva, más así a partir de una evaluación objetiva por el grado de deterioro absorbido. %S = 100 * 1103 / 3150 = 35% Es superior al grado de deterioro probable %S = 32% determinado a partir de N`c = 1.37 * 10^6 y de I 86 en base al gráfico respectivo. En base del gráfico, la deflexión característica medida traduce una capacidad de soporte insuficiente tanto para la vida de servicio futuro de 10 años, como para la de 15.

5) Diagnóstico

Formulado en base al estado visual, capacidad de carga y de los criterios y catálogos de ruina, es como sigue:

o El estado visual del revestimiento es no aceptable. o La evaluación de los defectos es muy rápida ya que % S > % Sp o La capacidad de carga residual es insuficiente o El origen probable de las degradaciones del revestimiento dentro de una o más

capas de la estructura.

Por lo que será conveniente proseguir con las investigaciones considerando de una parte el análisis de la estructura en tres o cuatro lugares de la sección con el efecto de juzgar y observar el espesor de las capas y tomar muestras para realizar los ensayos de los laboratorios. Según los resultados de esas observaciones suplementarias se presentan 3 soluciones: o Mejoramiento con materiales bituminosos destinados a asegurar una vida en servicio

futuro de 10 años, si solo el revestimiento es responsable de las degradaciones (refuerzo curativo).

o Demolición del revestimiento y reconstrucción parcial de la estructura de manera que asegure 15 años de servicio futuro, si solo el revestimiento es responsable de las degradaciones.

o Reconstrucción total para la duración futura de 30 años, si la cimentación es responsable de las degradaciones.

La decisión final dependerá de la comparación de costos y de beneficios de las 3 soluciones dentro de la evaluación técnico-económica después de dimensionas esta soluciones.

6) Refuerzo

El tráfico a utilizar con los ábacos de dimensionamiento viene caracterizada por el valor KNc tal que: (K`=0.4 y K``=0.4 ya que las vías de circulación son más anchas que 8.0m.)

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KNc = 0.4 * 1.37 * 10^6 + 0.4 * 1.95 * 10^6 KNc = 1.33 * 10^6 El diagrama de la deflexión característica nos muestra de muy baja capacidad de carga ubicada entre las abscisas 1.750 Km. y 2.050 Km., donde la deflexión está ubicada en la clase D4, tomando como valor de dc = 100 como base de cálculo. El espesor equivalente de la estructura existente es calculado a partir de los espesores de las capas (m = 14 cm., base = 30 cm.) y de los factores de equivalencia (revestimiento presentando fisuras y piel de cocodrilo y las reparaciones frecuentes, acompañadas de pequeñas deformaciones al = 1.5 y a2 de la base granular = 1) he = 1.5 * 14 * 1 * 30 = 51 El módulo Es del suelo es determinado a partir de la deformación característica dc = 100 y he=51 con la ayuda del gráfico Es = 45 MPa. El esfuerzo equivalente de la estructura ficticia es calculado a partir de los espesores de la estructura nueva ficticia que se presenta en base a los ábacos de dimensionamiento respectivos. Para KNc = 1.33 * 10^6 y Es = 45 MPa se tiene: H1 = 13 cm. H2 = 20 cm. H3 = 23 cm.

He = 2.7 *13 + 1.0 *20 + 0.75 *23 He = 72.4 El espesor del refuerzo bituminoso será: W = (72.4 – 51)/2.7 = 7.93 cm. = 8.0 cm.

7) Reconstrucción Parcial

KNc = 0,4*1.37*10^6 + 0.4*3.34*10^6 = 1.88*10^6 Es = 45 MPa. Para encontrar el espesor equivalente de la estructura existente donde le revestimiento actual será demolido he = 1*0.30 = 30 cm. Es = 45 MPa. Para KNc = 1.88*10^6 H1 = 14 cm. H2 = 21 cm. H3 = 24 cm.

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He = 2.7*14 + 1*21 + 0.75*24 = 76.8 cm. W = (76.8 – 30)/27 = 17.33 = 18 cm

8) Reconstrucción Total

El tráfico a introducir dentro de los ábacos de dimensionamiento será igual a: KNc = 0.4*300*516*(1.05^20-1)/0.05 = 2.05*10^6 Para un KNc = 2.05*10^6 Es = 45 MPa. Los espesores serán: Alternativa 1

o Capa de rodadura: 14 cm. o Base: 21 cm. o Sub-base: 24 cm.

Alternativa 2

o Capa de rodadura: 15 cm o Base: 20 cm o Sub-base: 15 cm

Luego se deberá comparar las ventajas e inconvenientes de las diferentes alternativas para lo cual se prepara un cuadro, el mismo que servirá de base para el establecimiento de costos.

Tabla. 2B.102–15 Cuadro de comparación técnico – económico de las alternativas

OPERACIÓN REFUERZO RECONSTRUCCIÓN PARCIAL

RECONSTRUCCIÓN TOTAL

Demolición del revestimiento existente x x

Demolición de la cimentación existente x

Evaluación de los escombros y trosas x X

Terraplenes x Nueva capa de sub base 24 cm. 15 cm. Nueva capa de base 21 cm. 20 cm. Nueva capa de bituminosa 8 cm. 18 cm. 14 cm. 15 cm. Trabajos diversos (espaldones, señalización, etc.)

x x X

Drenaje x Trabajos a realizar Corta duración Larga duración Larga duración Servicios Futuros 10 15 20

Efecto probable durante el periodo de análisis

Refuerzo reconstructivo a mediano tiempo

Refuerzo a largo tiempo Refuerzo a largo tiempo

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Bibliografía Dirección General de Carreteras. Ministerio de Fomento de España. Norma 6.1 IC.

Madrid – España. 28 de Noviembre del 2003. Fonseca Rodríguez Carlos H. – Proyecto estructural y Pavimentos asfálticos. Asociación

Mexicana de Ingeniería de vías Terrestres. México 2011. Reyes Lizcano Fredy Alberto. Diseño Recional de Pavimentos. Escuela Colombiana de

Ingeniería. Centro Editorial Javeriano. Bogotá.Colombia. 2003 Center de Recherches Rowtiers. Code de bonne pratique pour le dimencionament De chaussées á revetemend Hidrocorbonrie – reecomendations CRR-R 49/83- Bruxelles.

Belgica 2B.102. 10 NOMENCLARUTA ESPALDÓN: A los efectos de esta norma se define como la franja longitudinal contigua a

la calzada, dotada de firme, pero no destinada al uso de vehículos automóviles más que en circunstancias excepcionales.

AUSCULTACIÓN DE UN FIRME: Reconocimiento de las características estructurales o

superficiales de un firme mediante equipos específicos de medida. CALZADA: Parte de la carretera destinada a la circulación de vehículos. Se compone de

uno o de varios carriles. CAPA DE BASE: Capa del firme situada debajo de la capa de reduccion cuya misión es

eminentemente estructural. CAPA DE RODADURA: Capa superior o única de un pavimento. CAPA INTERMEDIA: Capa de un pavimento de mezcla bituminosa situada debajo de la

capa de rodadura.

CARRIL: Franja longitudinal en que puede estar dividida la calzada, delimitada o no por marcas viales longitudinales, y con anchura suficiente para la circulación de una fila de automóviles que no sean motocicletas.

CARRIL DE PROYECTO: Carril por el que en una calzada circula el mayor número de

vehículos pesados. CATEGARÍAS DE SUBRASANTE: Se establecen en función de su capacidad resistente,

a los efectos de dimensionamiento de la sección estructural del firma. CATEGORÍAS DE TRÁFICO PESADO: Intervalos que se establecen, a los efectos del

dimensionamiento de la sección estructural del firme, para la intensidad media diaria de vehículos pesados (TPDAp).

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EXCAVACION: Parte de la explanación situada bajo el terreno original. ESTABILIZACIÓN IN SITU: Mezclo homogénea y uniforme de un suelo con cal o con

cemento y, eventualmente agua, en la propia traza de la carretera, que tiene por objeto mejorar determinadas propiedades de aquél.

SUBRASANTE: Superficie sobre la que se apoya el firme. PAVIMENTO: Conjunto de capas ejecutadas con materiales seleccionados, y,

generalmente, tratados, que constituye la superestructura de la plataforma, resiste las cargas del tráfico y permite que la circulación tenga lugar con seguridad y comodidad.

PAVIMENTO FLEXIBLE: Firme constituido por capas granulares no tratadas y por un

pavimento bituminoso de espesor inferior a 15 cm (puede ser un tratamiento superficial). PAVIMENTO SEMIFLEXIBLE: Firme constituido por capas de mezcla bituminosa, de

espesor total igual a superior a 15 cm, sobre capas granulares no tratadas. PAVIMENTO SEMIRRÍGIDO: Firme constituido por un pavimento bituminoso de

cualquier espesor sobre una o más capas tratadas con conglomerantes hidráulicos, con espesor conjunto de éstas igual o superior a 20 cm.

GRAVACEMENTO: Mezcla homogénea de áridos, cemento, agua y excepcionalmente

aditivos, realizada en central, que convenientemente compactada se utiliza como capa estructural en firmes de carreteras.

HORMIGÓN MAGRO VIBRADO: Mezcla homogénea de áridos, cemento, agua y

aditivos, empleada en capas de base bajo pavimentos de hormigón, que se pone en obra con una consistencia tal que requiere el empleo de vibradores internos para su compactación.

JUNTA: Discontinuidad prevista, por razones estructurales o constructivas, entre dos zonas contiguas de una capa de firme.

LECHADA BITUMINOSA: Mezcla fabricada a temperatura ambiente, con una emulsión

bituminosa, áridos, agua y aditivos, cuya consistencia es adecuada para su puesta en obra y puede aplicarse en una o varias capas.

LEY DE FATIGA: Expresión matemáticas que permite estimar el número de aplicados de

carga que un material puede soportar hasta su agotamiento, en función de un determinado parámetro característico de su comportamiento estructural.

MEZCLA BITUMINOSA ABIERTA EN FRÍO: Combinación de una emulsión

bituminosa, áridos con un contenido de finos muy reducido y aditivos, de manera que todas las partículas de áridos queden recubiertas de una películas de ligante. Su proceso de

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fabricación no implica calentar el ligante ni los áridos, y su puesta en obra se realiza a temperatura ambiente.

MEZCLA BITUMINOSA DE ALTO MÓDULO: Mezcla bituminosa en caliente en la

que el valor del módulo dinámico a veinte grados Celsius (20ºC), es superior a once mil megapascales (11000MPa).

MEZCLA BITUMINOSA EN CALIENTE: Combinación de un ligante hidrocarbonado,

áridos (incluido el polvo mineral) y aditivas, de manera que todas las partículas de árido queden recubiertas de una película de ligante. Su proceso de fabricación implica calentar el ligante y las áridos, y su puesta en obra debe realizarse a una temperatura muy superior a la ambiente.

MEZCLA BITUMINOSA DISCONTINUA EN CALIENTE: Mezcla bituminosa en

caliente para capas de rodadura cuyos áridos presentan una discontinuidad granulométrica muy acentuada en los tamices inferiores del árido grueso.

MÓDULO DE ELASTICIDAD: En un material de comportamiento esencialmente elástico

es el cociente entre la tensión aplicada en un ensayo uniaxial y la deformación unitaria producida en el mismo eje.

PAVIMENTO: Parte superior de un firme, que debe resistir los esfuerzos producidos por la

circulación, proporcionando a ésta una superficie de rodadura cómoda y segura. PAVIMENTO DE HORMIGÓN: Pavimento constituido por losas de hormigón en masa,

separadas por juntas, o por una losa continua de hormigón armado; el hormigón se pone en obra con una consistencia tal que requiere el empleo de vibradores internos para su compactación y maquinaria específica para su extensión y acabado superficial.

RIEGO DE ADHERENCIA: Aplicación de una emulsión bituminosa sobre una capa tratada con ligantes hidrocarbonados o con conglomerados hidráulicos, previa a la colocación sobre ésta de una mezcla bituminosa.

RIEGO DE CURADO: Aplicación de una película continua y uniforme de emulsión

bituminosa sobre una capa tratada con un conglomerante hidráulico, al objeto de impedir la evaporación prematura de humedad.

RIEGO DE IMPRIMACIÓN: Aplicación de un ligante hidrocarbonado sobre una capa

granular, previa a la colocación sobre ésta de una capa bituminosa. SUELOCEMENTO: Mezcla homogénea de materiales granulares (zahorra, suelo granular o

productos inertes de desecho), cemento, agua y eventualmente aditivos realizada en central, que convenientemente compactada se utiliza como capa estructural en firmes de carreteras.

TERRAPLÉN: Parte de la explanación situada sobre el terreno original.

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TERRENO NATURAL: Terreno existente bajo la capa vegetal. TRATAMIENTO SUPERFICIAL: Técnica de pavimentación cuyo objetivo es dotar al

firme de unas ciertas características superficiales, sin aumento directo y apreciable de la capacidad resistente ni tampoco en general de la regularidad superficial.

VEHÍCULO PESADO: A los efectos de esta norma se incluye en esta denominación los

camiones de carga útil superior a 3t, de más de 4 ruedas y sin remolque; los camiones con uno o varios remolques; los vehículos articulados y los vehículos especiales; y los vehículos dedicados al transporte de personas con más de 9 plazas.

VÍA DE SERVICIO: Camino sensiblemente paralelo a una carretera, respecto de la cual

tiene carácter secundario, conectado a ésta solamente en algunos puntos, y que sirve a las propiedades o edificios contiguos. Puede ser de sentido único o de doble sentido de circulación.

VIDA ÚTIL: Período de tiempo en el que el firme (o la capa del firme considerada) no

presenta una degradación estructural generalizada. GRAVA: Material granular, de granulometría continua, utilizando como capa de firme. Se

denomina grava artificial al constituido por partículas total o parcialmente trituradas. Grava natural es el material formado básicamente por partículas no trituradas.

REFERENCIAS BIBLIOGRAFICAS Diseño y Control de Mezclas del Concreto. PCA Portland Cement association. Steven H.

Kosmatka, Beatrix Kerkhoff, William C. Panaresse y Jussara Tanesi Primera edición 2004 Chemistry of Cement and Concrete. Peter C. Hewlett . Elsevier Butterworth Heinemann.

Cuarta edición reeimpresa 2004. Manual de Tecnología del Concreto, Volumen 1 Comisión Federal de Electricidad. C.F.E.

Editorial Limusa S.A. Notas técnicas. Control de Calidad en el Hormigón. Control de Resistencia Parte II.

Instituto Ecuatoriano del Cemento y del Concreto. Nota Técnica escrita por el Ing. José A. Composano L. 2009.

Normas Técnicas Ecuatorianas NTE INEN 151 Cemento Hidráulico. Definición de Términos NTE INEN 152 Cemento portland. Requisitos NTE INEN 153 Cemento Hidráulico. Muestreo y ensayos NTE INEN 488 Cemento Hidráulico. Determinación de la resistencia a la compresión de

morteros en cubos de 50 mm de arista NTE INEN 490 Cemento hidráulico compuesto. Requisitos NTE INEN 867 Áridos para hormigón. Determinación de la reactividad alcalina potencial

de combinaciones árido – cemento (Método de la barra de mortero) NTE INEN 1806 Cemento para mampostería. Requisitos

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NTE INEN 2380 Cemento hidráulico. Requisitos de desempeño para cemento hidráulicos NTE INEN 694 Hormigón y áridos para elaborar hormigón. Terminología NTE INEN 695 Áridos. Muestreo NTE INEN 696 Áridos. Análisis granulométrico en los áridos fino y grueso NTE INEN 697 Áridos. Determinación del material más fino que pasa el tamiz con

aberturas de 75 um (N° 200), mediante lavado NTE INEN 698 Áridos para hormigón. Determinación del contenido de terrones de arcilla

y partículas desmenuzables NTE INEN 699 Áridos. Determinación de partículas livianas NTE INEN 855 Áridos. Determinación de las impurezas orgánicas en el árido fino para

hormigón NTE INEN 856 Áridos. Determinación de la densidad, densidad relativa (gravedad

específica) y absorción del árido fino NTE INEN 857 Áridos. Determinación de la densidad, densidad relativa (gravedad

específica) y absorción del árido grueso. NTE INEN 860 Áridos. Determinación del valor de la degradación del árido grueso de

partículas menores a 37, 5 mm mediante el uso de la máquina de los ángeles. NTE INEN 861 Áridos. Determinación del valor de la degradación del árido grueso de

partículas mayores a 19, 5 mm mediante el uso de la máquina de los ángeles. NTE INEN 863 Áridos. Determinación de la solidez de los áridos mediante el uso de

sulfato de sodio o de sulfato de magnesio. NTE INEN 872 Áridos para hormigón. Requisitos NTE INEN 1573 Hormigón de cemento hidráulico. Determinación de la resistencia a la

compresión de especímenes cilíndricos de hormigón de cemento hidráulico. NTE INEN 1576 Hormigón de cemento hidráulico. Elaboración y curado en obra de

especímenes para ensayo NTE INEN 1578 Hormigón de cemento hidráulico. Determinación del asentamiento NTE INEN 1763 Hormigón de cemento hidráulico. Muestreo NTE INEN 1855-1 Hormigones. Hormigón premezclado Requisito NTE INEN 1855-2 Hormigones. Hormigón preparado en obra. Requisitos NTE INEN 2518 Morteros para unidades de mampostería. Requisitos NTE INEN 2551 Hormigón y mortero. Morteros secos combinados, ensacados para

elaborar hormigón y mortero. Requisitos NTE INEN 2554 Hormigón de cemento hidráulico. Determinación de la resistencia a la

flexión del hormigón, utilizando una viga simple con carga en los tercios medios. NTE INEN 2563 Morteros. Evaluación previa a la construcción y durante la construcción,

de morteros para mampostería simple y reforzada.

NTE INEN 2167 Varillas de acero con resaltes, laminados en caliente, soldables, microaleadas, o termotratadas para hormigón armado. Requisitos

NTE INEN 102 Varillas corrugadas de acero al carbono laminadas en caliente para hormigón armado. Requisitos.

Volumen 2 Libro B


127

NTE INEN 1623 Aceros. Perfiles estructurales conformados en frío. Requisito e inspección.

NTE INEN 2215 Perfiles de acero laminados en caliente. Requisitos NTE INEN 2415 Tubos de acero al carbono soldados para aplicaciones estructurales y uso

general. Requisitos RTE 018 Perfiles estructurales de acero conformado en frío y perfiles estructurales de

acero laminados en caliente. RTE 037 Diseño, Fabricación y Montaje de estructuras de acero. RTE 040 Soldadura de estructuras de acero. NTE INEN 2059 Tubos perfilados de PVC rígido de pared estructurada e interior lisa y

accesorios para alcantarilla. Requisitos NTE INEN 1674 Alcantarilla metálica galvanizada corrugada. Requisitos NTE INEN 2416 Placas estructurales corrugadas de acero de paso grande con

recubrimiento para tubería cerrada de alcantarilla y áreas de alcantarilla empernables. Requisitos e inspección.

RTE INEN 026 Alcantarilla y placas estructurales corrugadas de acero con recubrimiento. NTE INEN 2473 Perfiles corrugados y postes de acero para guardavías. Requisitos RTE INEN 029 Perfiles corrugados y perfiles de acero para guardavías NTE INEN 1590 Tubos de hormigón simple. Requisitos NTE INEN 1591 Tubos de hormigón reforzados y accesorios. Requisitos. NTE INEN 1043 Pintura base. Requisitos NTE INEN 1045 Pintura anticorrosiva, esmalte alquidicio brillante. Requisitos NTE INEN 1041 Pinturas, imprimados anticorrosivos con vehículo epóxico. Requisitos RTE 061 Pinturas

MINISTERIO DE TRANSPORTE Y OBRAS PÚBLICAS DEL ECUADOR



VOLUMEN Nº 2 – LIBRO B: NORMA PARA ESTUDIOS Y DISEÑO VIAL

CAPÍTULO 2B.200 DISEÑO HIDRÁULICO DE ESTRUCTURAS DE DRENAJE

QUITO 2013

Volumen 2B Norma para Diseño Vial

129

INDICE CAPÍTULO 2B.200 INDICE GENERAL ................................................................................................................... viii INDICE CAPÍTULO 2B.200 .................................................................................................... 129

CAPÍTULO 2B.200 DISEÑO HIDRÁULICO DE ESTRUCTURAS DE DRENAJE ....... 138

SECCIÓN 2B.201 NORMAS PARA ESTUDIOS DE HIDROLOGIA, HIDRAULICA Y TRANSPORTE DE SEDIMENTOS ................................................................................................... 138

2B.201.1 ASPECTOS GENERALES .......................................................................................... 138

2B.201.1.1 Organización de la Sección ................................................................................... 138

2B.201.1.2 Objetivos y Alcances de los Estudios de Hidrología e Hidráulica ........................ 138

2B.201.2.4 (2)b) Método de los momentos ......................................................................... 155

2B.201.2.18 Fenómenos de transporte de sedimentos, procesos fluviales y métodos de análisis .. ............................................................................................................................. 200

2B.201.3.2 En Proyectos Viales Sobre Trazados Existentes .................................................... 224

2B.201.3.2.(1) Recuperación de estándar ........................................................................... 224

2B.201.3.2.(1) a) Estudios preliminares ............................................................................. 224

2B.201.3.2.(1) b) Ingeniería básica y estudio definitivo .................................................. 225

SECCION 2B.202 DISEÑO DEL DRENAJE, SANEAMIENTO, MECANICA E HIDRAULICA FLUVIAL ............................................................................................................................ 243

2B.202.1 ASPECTOS GENERALES .......................................................................................... 243

2B.202.1.1 Objetivos ................................................................................................................ 243

2B.202.1.2 Organizacion y Contenido ..................................................................................... 244

2B.202.1.3 Responsabilidad del Diseño ................................................................................... 245

2B.202.2 HIDROLOGIA DEL AREA ........................................................................................ 245

2B.202.2.1 Aspectos generales................................................................................................. 245

2B.202.2.2 Periodo de Retorno para Diseño ............................................................................ 246

2B.202.2.3 Análisis de observaciones en el punto de interés ................................................... 248

2B.202.2.3(1) Ajuste gráfico ............................................................................................... 249

2B.202.2.3(2) Ajuste a un modelo probabilístico ................................................................ 250

2B.202.2.4 Curvas Intensidad-Duración-Frecuencia de Lluvias .............................................. 254

2B.202.2.4(1) Definiciones y Conceptos .............................................................................. 254

2B.202.2.4(2) Obtención de curvas IDF a partir de datos pluviográficos .................... 254

2B.202.2.4(3) Coeficientes de Duración y de Frecuencia .............................................. 254

2B.202.2.4(4) Obtención de curvas IDF a partir de datos pluviométricos .............. 255

2B.202.2.5 Método Racional .................................................................................................... 255

2B.202.2.5(1) Tiempo de Concentración ............................................................................. 256

2B.202.2.5(2) Curvas Intensidad – Duración - Frecuencia de lluvias........................... 257

2B.202.2.5(3) Coeficientes de escorrentía ....................................................................... 257

2B.202.2.6 Hidrogramas Unitarios.............................................................................................. 259

2B.202.2.7 Análisis regional de crecidas ................................................................................. 260

2B.202.2.7 (1) Criterios de regionalización.................................................................... 260

2B.202.2.7 (2) Método del U.S. Geological Survey ........................................................... 262


130

2B.202.2.7 (3) Método regional de momentos ponderados por probabilidad ........ 262

2B.202.3 DRENAJE TRANSVERSAL DE LA CARRETERA ..................................................... 264

2B.202.3.1 Aspectos Generales ................................................................................................... 264

2B.202.3.1 (1) Definición y Alcance .................................................................................... 264

2B.202.3.1 (2) Antecedentes de terreno necesarios........................................................... 264

2B.202.3.1.(2) a) Características topográficas del lugar ................................................ 265

2B.202.3.1 (2)b) Estudio de la cuenca hidrográfica .......................................................... 265

2B.202.3.1 (2)c) Características del cauce ........................................................................ 265

2B.202.3.1 (2)d) Datos de crecidas .................................................................................... 265

2B.202.3.1 (2)e) Otras estructuras existentes ................................................................... 265

2B.202.3.2 Ubicación, alineación y gradiente de las alcantarillas ............................................... 265

2B.202.3.2 (1) Aspectos generales ..................................................................................... 265

2B.202.3.2(2) Ubicación en planta ...................................................................................... 266

2B.202.3.2(3) Perfil longitudinal ......................................................................................... 268

2B.202.3.2(4) Elección del tipo de alcantarilla .................................................................. 270

2B.202.3.2(4)a) Forma y sección ....................................................................................... 270

2B.202.3.2.(4)b) Materiales ............................................................................................... 270

2B.202.3.3 Diseño Hidráulico .................................................................................................. 271

2B.202.3.3(1) Características del flujo y variables de diseño ......................................... 271

2B.202.3.3.(1)a) Gasto de diseño ....................................................................................... 272

2B.202.3.3.(1)b) Carga hidráulica en la entrada o profundidad del remanso ................ 272

2B.202.3.3.(1)c) Altura de agua a la salida ....................................................................... 273

2B.202.3.3(1)d) Velocidad en la salida .............................................................................. 273

2B.202.3.3(1)e) Formas de la entrada y la salida .............................................................. 274

2B.202.3.3.(1)f) Características de la tubería .................................................................... 274

2B.202.3.3(2) Diseño de entradas y salidas ........................................................................ 274

2B.202.3.3(3) Alcantarillas con control de entrada ......................................................... 276

2B.202.3.3 (3)a) Expresiones analíticas para el cálculo de He en obras con control de entrada ........................................................................................................... 280

2B.202.3.3.(3) b) Eficiencia hidráulica en alcantarillas con control de entrada .............. 282

2B.202.3.3 (4) Alcantarillas con control de salida ........................................................ 285

2B.202.3.3.(4) a) Salida sumergida .................................................................................... 285

2B.202.3.3.(4)b) Salidas no sumergidas ........................................................................... 288

2B.202.3.3(5) Procedimiento para la selección del tamaño de una alcantarilla ..... 296

2B.202.3.3(6) Problemas hidráulicos especiales .............................................................. 297

2B.202.3.3.(6)a) Sólidos flotantes ..................................................................................... 297

2B.202.3.3 (6)b) Anclaje .................................................................................................. 298

2B.202.3.3 (6) c) Uniones ................................................................................................... 298

2B.202.3.3 (6)d) Inflexiones del eje de la alcantarilla ....................................................... 298

2B.202.3.3 (6)e) Socavación local a la salida .................................................................... 298

2B.202.3.4 Criterios de Instalación .......................................................................................... 298


131

2B.202.3.4 (1) Consideraciones sobre rellenos y apoyos .................................................... 298

2B.202.3.4(2) Requisitos de resistencia de tuberías corrugadas ...................................... 299

2B.202.3.5 Condiciones de Servicio ........................................................................................... 299

2B.202.3.5(1) Mantenimiento ............................................................................................. 299

2B.202.3.5(2) Abrasión ........................................................................................................ 300

2B.202.3.5(3) Corrosión ..................................................................................................... 300

2B.202.3.5 (4) Seguridad y vida útil ................................................................................... 302

2B.202.3.5 (4) a) Alcantarillas metálicas ........................................................................... 302

2B.202.3.5 (4)b) Alcantarillas de hormigón ....................................................................... 304

2B.202.3.6 Condiciones de Escurrimiento .................................................................................. 304

2B.202.3.6 (1) Condiciones a la entrada de la alcantarilla.................................................. 304

2B.202.3.6 (1) a) Condición de entrada libre: He < 1,2 H (ó D) ........................................ 304

2B.202.3.6 (1) b) Condición de entrada sumergida: He > 1,2 H (ó D) .............................. 304

2B.202.3.6 (2) Condiciones a la salida de la alcantarilla .................................................... 304

2B.202.3.6 (2) a) Condición de salida libre: hs < 1,2 H (ó D) ............................................. 304

2B.202.3.6 (2) b) Condición de salida sumergida: hs > 1,2 H (ó D) ................................... 304

2B.202.3.6 (3) Condiciones del flujo en la alcantarilla ........................................................ 304

2B.202.3.6 (3) a) Sección parcialmente llena ....................................................................... 304

2B.202.3.6 (3) a) Sección llena .............................................................................................. 304

2B.202.3.7 Tipos de Cabeceras ................................................................................................... 306

2B.202.3.7 (1) Muro recto ...................................................................................................... 306

2B.202.3.7 (2) Muro en “L” .................................................................................................. 306

2B.202.3.7 (3) Muro de ala con ángulo abierto .................................................................... 306

2B.202.3.7 (4) Muro de ala con ángulo cerrado ................................................................... 306

2B.202.3.7 (5) Muro en “U” .................................................................................................. 306

2B.202.4 DRENAJE DE LA PLATAFORMA ............................................................................... 308

2B.202.4.1 Aspectos Generales ................................................................................................ 308

2B.202.4.1 (1) Objetivo y Alcance ...................................................................................... 308

2B.202.4.1 (2) Criterios de Diseño ................................................................................... 308

2B.202.4.2 Cunetas laterales, canales y bajantes ...................................................................... 310

2B.202.4.2 (1) Cunetas laterales ........................................................................................ 310

2B.202.4.2(2) Canales ........................................................................................................ 310

2B.202.4.2 (3) Bajantes ....................................................................................................... 312

2B.202.4.3 Colectores de aguas lluvia ..................................................................................... 313

2B.202.4.3 (1) Criterios de diseño .................................................................................... 314

2B.202.4.3(2) Sumideros y rejillas .................................................................................... 315

2B.202.4.3(2)a) Tipos, características y usos de los sumideros ......................................... 315

2B.202.4.3(2)b) Ubicación y espaciamiento de los sumideros ........................................... 315

2B.202.4.3(2)c) Diseño hidráulico de los sumideros ................................................ 316

2B.202.4.3(3) Diseño de las tuberías en colectores ........................................................ 318


132

2B.202.4.3(4) Registros y estructuras de unión ............................................................... 319

2B.202.4.3(4)a) Registros ................................................................................................... 319

2B.202.4.3(4)b) Estructuras de unión ............................................................................... 319

2B.202.4.3(5) Depresiones de drenaje ............................................................................... 320

2B.202.5 DISEÑO DE CANALES EN RÉGIMEN UNIFORME .................................................. 321

2B.202.5.1 Características del flujo uniforme .......................................................................... 321

2B.202.5.2 Canales revestidos o no erosionables..................................................................... 323

2B.202.5.2(1) Revestimiento ............................................................................................. 324

2B.202.5.2(2) Velocidad mínima ........................................................................................ 324

2B.202.5.2(3) Taludes ....................................................................................................... 324

2B.202.5.2(4) Velocidades máximas .................................................................................... 324

2B.202.5.2(5) Revancha .......................................................................................................... 324

2B.202.5.2(6) Sección hidráulica óptima .......................................................................... 325

2B.202.5.3 Canales erosionables ................................................................................................. 328

2B.202.5.3(1) Velocidad máxima permisible .......................................................................... 328

2B.202.5.3(2) Fuerza tractiva permisible ........................................................................... 329

2B.202.5.4 Revestimiento ........................................................................................................ 334

2B.202.5.5 Modificaciones en canales existentes .................................................................... 335

2B.202.5.5(1) Justificación .................................................................................................. 335

2B.202.5.5(2) Consideraciones sobre los efectos de la modificación ............................ 335

2B.202.6 DRENAJE SUBTERRANEO .......................................................................................... 336

2B.202.6.1 Aspectos generales.................................................................................................... 336

2B.202.6.1(1) Antecedentes necesarios ............................................................................ 336

2B.202.6.1 (2) Tipos de drenes ........................................................................................... 336

2B.202.6.1(2)a) Pozos de drenaje ...................................................................................... 337

2B.202.6.1(2)b) Subdrenes ................................................................................................. 337

2B.202.6.1(2)c) Zanjas de drenaje ..................................................................................... 337

2B.202.6.1(2)d) Sondajes horizontales ............................................................................... 337

2B.202.6.1.(2)e) Drenes de pavimento ........................................................................... 338

2B.202.6.2 Cálculo hidráulico .................................................................................................. 338

2B.202.6.2(1) Criterios de diseño ....................................................................................... 338

2B.202.6.2(2) Estimación de caudales ................................................................................. 339

2B.202.6.2(3) Profundidad y espaciamiento........................................................................ 340

2B.202.6.2 (4) Cálculo de diámetros ................................................................................ 343

2B.202.6.3 Condiciones de instalación de subdrenes............................................................... 343

2B.202.6.3 (1) Materiales .................................................................................................... 343

2B.202.6.3 (2) Vida útil ....................................................................................................... 343

2B.202.6.3 (3) Instalación .................................................................................................. 344

2B.202.6.3(4) Registros ..................................................................................................... 344

2B.202.7 PROCEDIMIENTOS Y TECNICAS DE HIDRAULICA Y MECANICA FLUVIAL344


133

2B.202.7.1 Información básica................................................................................................. 345

2B.202.7.1(1) Topografía del cauce y zonas adyacentes ................................................. 345

2B.202.7.1(2) Granulometría de los sedimentos movilizados por el flujo ....................... 346

2B.202.7.1(2)a) Muestreo ................................................................................................... 347

2B.202.7.1(2)a.1) Muestreo de la superficie del lecho. ................................................... 347

2B.202.7.1(2)a.2) Muestreo en profundidad .................................................................... 347

2B.202.7.1(2)b) Curva granulométrica .............................................................................. 348

2B.202.7.1(2)c) Parámetros granulométricos .................................................................. 349

2B.202.7.1(3) Caudales medios y máximos y períodos de retorno ...................................... 349

2B.202.7.1(4) Coeficiente de rugosidad o n de Manning .................................................. 350

2B.202.7.1(5) Coeficiente de rugosidad compuesta ........................................................ 352

2B.202.7.1(6) Catastro de obras existentes en el cauce y otra información ....................... 353

2B.202.7.1(6) a) Catastros ................................................................................................. 353

2B.202.7.1(6)b) Otra información ...................................................................................... 353

2B.202.7.2 Métodos de cálculo hidráulico fluvial ................................................................... 353

2B.202.7.2(1) Métodos unidimensionales de lecho fijo ..................................................... 353

2B.202.7.2(2) Métodos unidimensionales de lecho móvil ................................................. 355

2B.202.7.2(2) a) Factores que condicionan la resistencia al escurrimiento en cauces aluviales ............................................................................................................................. 355

2B.202.7.2(2) b) Relaciones hidráulicas en cauces aluviales constituidos por sedimento fino ................................................................................................................... 356

2B.202.7.2(2)c) Relaciones hidráulicas en cauces de montaña constituidos por sedimento grueso ................................................................................................................................. 357

2B.202.7.2.(2)c.1) Características principales de los cauces .......................................... 357

2B.202.7.2(2)c.2) Predicción de la pérdida de carga ...................................................... 358

2B.202.7.2(2)c.2.1) Enfoque fenomenológico .............................................................. 358

2B.202.7.2(2)c.2.2) Enfoque empírico ......................................................................... 360

2B.202.7.2(3) Métodos bidimensionales de lecho fijo ......................................................... 360

2B.202.7.3 Métodos de cálculo mecánico fluvial .................................................................... 361

2B.202.7.3(1) Ondas sedimentarias en un cauce aluvial ..................................................... 361

2B.202.7.3(2) Procesos de acorazamiento en cauces constituidos por sedimentos gruesos bien graduados ............................................................................................................................... 364

2B.202.7.3(2)a) Características del proceso ...................................................................... 364

2B.202.7.3 (2)b) Cuantificación del acorazamiento .......................................................... 369

2B.202.7.3(3) Transporte incipiente o crítico de sedimentos no cohesivos ......................... 371

2B.202.7.3(3)a) Características del fenómeno ................................................................... 371

2B.202.7.3(3)b) Criterio de la velocidad crítica ................................................................ 373

2B.202.7.3(3)c) Criterio del esfuerzo de corte crítico .................................................... 373

2B.202.7.3(3)d) Diagrama de Shields ................................................................................ 374

2B.202.7.3(3)e) Transporte incipiente o crítico para flujos macro rugosos ............... 375

2B.202.7.3(4) Transporte de sedimentos ............................................................................. 377


134

2B.202.7.3(4)a) Transporte en suspensión y de fondo ................................................... 378

2B.202.7.3(4)a.1) Proceso de difusión turbulenta o dispersión de masa ......................... 378

2B.202.7.3(4)a.2) Difusión turbulenta del sedimento en suspensión ............................... 379

2B.202.7.3(4)a.3) Distribución vertical del sedimento en suspensión ............................ 379

2B.202.7.3(4)a.4) Cálculo del gasto sólido en suspensión .............................................. 380

2B.202.7.3(4)b) Métodos de cálculo del transporte de sedimentos para lechos finos ... 381

2B.202.7.3(5) Procesos naturales de socavación-sedimentación en cauces ....................... 382

2B.202.7.3(6) Procesos de degradación inducidos y su cuantificación .............................. 386

2B.202.7.3(6)a) Aspectos generales y metodologías ........................................................ 386

2B.202.7.3(6)b) Cálculo simplificado de la degradación .............................................. 387

2B.202.7.4 Métodos de cálculo de la socavación ..................................................................... 388

2B.202.7.4(1) Fenómeno de socavación ................................................................................. 388

2B.202.7.4(2) Fórmulas de cálculo de la socavación local al pie de pilas ................... 389

2B.202.7.4(2)a) Pilas de sección circular en un lecho de arena ........................................ 390

2B.202.7.4(2)b) Factores de corrección para la socavación al pie de pilas...................... 391

2B.202.7.4(2)b.1) Factor de forma de la pila (Ks)........................................................... 391

2B.202.7.4(2)b.2) Factor de esviaje de pilas rectangulares (Kω) .................................. 392

2B.202.7.4(2)b.3) Factor de dispersión granulométrica (Kg) ......................................... 392

2B.202.7.4(2)b.4) Factor de grupo de pilas (Kgr) .......................................................... 393

2B.202.7.4(2)b.5)Factor de afloramiento de la base de fundación (Kr) .......................... 394

2B.202.7.4(2)b.6)Factor de tamaño del sedimento (Kd) ............................................... 395

2B.202.7.4(3) Socavación en estribos de puentes y espigones ............................................ 397

2B.202.7.4(3)a) Fórmulas de cálculo de la socavación local en el extremo de estribos y espigones. ........................................................................................................................... 397

2B.202.7.4(3)b) Factores de corrección de la socavación local al pie de estribos. .......... 398

2B.202.7.4(3)b.1) Factor de ángulo de esviaje (Kφ). ....................................................... 398

2B.202.7.4(3)b.2) Factor de forma del estribo o espigón (KF) ........................................ 399

2B.202.7.4(3)b.3) Factor de profundidad del flujo (Kh) ................................................. 400

2B.202.7.4(3)b.4)Factor de influencia de la dispersión granulométrica de arenas no uniformes (Kσ) ................................................................................................................. 401

2B.202.7.4(3)b.5) Factor de intensidad del flujo (KI) ...................................................... 401

2B.202.7.4(4) Socavación aguas abajo de estructuras hidráulicas ..................................... 402

2B.202.7.4(4)a) Socavación al pie de barreras vertedoras ................................................ 403

2B.202.7.4(4)a.1)Socavación al pie de barreras vertedoras de baja carga .................. 403

2B.202.7.4(4)a.2) Socavación al pie de presas o barreras vertedoras de alta carga ...... 404

2B.202.7.4(4)b) Socavación al pie de soleras producida por torrentes (régimen supercrítico) ....................................................................................................................... 405

2B.202.7.4(4)b.1) Caso de torrentes aguas abajo de compuertas ................................... 405

2B.202.7.4(4)b.2)Socavación al pie de soleras producida por ríos (régimen subcrítico) 408


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2B.202.7.4(4)c) Socavación al pie de alcantarillas y ductos de descarga de sección circular .............................................................................................................................. 408

2B.202.7.4(4)c.1) Profundidad de la fosa de socavación ............................................... 409

2B.202.7.4(4)c.2) Dimensiones en planta de la fosa de socavación ................................ 410

2B.202.7.4(4)c.3) Enrocado de protección al pie de descargas ............................... 411

2B.202.7.4(5) Socavación general de un cauce fluvial ........................................................ 411

2B.202.7.4(5)a) Características del fenómeno ................................................................ 411

2B.202.7.4(5)b)Métodos de estimación de la socavación general .................................... 411

2B.202.7.4(5)b.1)Método de Neill .................................................................................... 412

2B.202.7.4(5)b.2) Método de Lischtvan – Levediev ......................................................... 414

2B.202.7.4(5)c) Recomendaciones para la aplicación de los métodos ........................... 417

2B.202.8 DISEÑO DE OBRAS DE DEFENSAS FLUVIALES .................................................... 418

2B.202.8.1 Definiciones y conceptos básicos .......................................................................... 418

2B.202.8.1(1) Tipos de obras fluviales ................................................................................ 418

2B.202.8.1(1)a) Defensas longitudinales y transversales de riberas .......................... 418

2B.202.8.1(1)b) Protecciones de pilas y estribos de puentes ........................................... 422

2B.202.8.1(1)c) Protecciones locales de otras obras ..................................................... 425

2B.202.8.1(1)d) Obras de retención de sedimentos en cauces .......................................... 426

2B.202.8.1(2) Elementos constructivos básicos ................................................................... 427

2B.202.8.1(2)a) Enrocados ................................................................................................ 427

2B.202.8.1(2)b) Gaviones ................................................................................................... 428

2B.202.8.1(2)c) Elementos prefabricados de hormigón y acero ..................................... 429

2B.202.8.1(2)d) Otros materiales ....................................................................................... 429

2B.202.8.1(3) Componentes de una obra de defensa fluvial ......................................... 430

2B.202.8.1(3)a) Coraza ...................................................................................................... 430

2B.202.8.1(3)b) Fundación ................................................................................................ 431

2B.202.8.1(3)c) Coronamiento ........................................................................................... 431

2B.202.8.1(3)d)Talud ......................................................................................................... 432

2B.202.8.1(3)e) Terraplén de respaldo ........................................................................... 432

2B.202.8.1(3)f) Zarpas o dentellones ................................................................................. 433

2B.202.8.1(3)g) Soleras ...................................................................................................... 433

2B.202.8.2 Procedimientos y técnicas de diseño hidráulico .................................................... 433

2B.202.8.2(1) Diagnóstico del problema a resolver ............................................................ 433

2B.202.8.2(2) Información básica ....................................................................................... 434

2B.202.8.2(2)a) Información posible de recopilar y fuentes usuales ................................. 435

2B.202.8.2(2)a.1) Información general y de apoyo cartográfico.................................... 435

2B.202.8.2(2)a.2)Información hidrológica y meteorológica ........................................ 436

2B.202.8.2(2)a.3) Información fluviométrica ................................................................... 436

2B.202.8.2(2)a.4) Información sedimentométrica............................................................ 436

2B.202.8.2(2)b)Estudios de campo ..................................................................................... 436


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2B.202.8.2(2)c)Estudios básicos ........................................................................................ 439

2B.202.8.2(2)c.1)Hidrología ............................................................................................ 439

2B.202.8.2(2)c.2)Estudio hidráulico ................................................................................ 439

2B.202.8.2(2)c.3)Estudio mecánico fluvial ...................................................................... 439

2B.202.8.2(2)c.4) Caracterización del comportamiento hidráulico y mecánico fluvial .......................................................................................................................................... 439

2B.202.8.2(3) Requerimientos específicos ........................................................................... 440

2B.202.8.2(3)a) Constructivos ............................................................................................ 440

2B.202.8.2(3)b) Ambientales .............................................................................................. 440

2B.202.8.2(3)c) Operacionales .......................................................................................... 441

2B.202.8.3 Criterios generales de diseño para obras fluviales ................................................. 441

2B.202.8.3(1) Espigones..................................................................................................... 442

2B.202.8.3(1)a) Localización en planta ............................................................................. 442

2B.202.8.3(1)b) Longitud de los espigones ........................................................................ 445

2B.202.8.3(1)c) Separación y longitud de los primeros espigones ................................... 446

2B.202.8.3(1)d) Gradiente longitudinal, elevación y ancho del coronamiento de los espigones ........................................................................................................................... 446

2B.202.8.3(1)e) Orientación de los espigones .................................................................... 448

2B.202.8.3(1)f) Fundación ................................................................................................. 450

2B.202.8.3(1)g) Forma de los espigones en planta ............................................................ 451

2B.202.8.3(1)h) Separación entre espigones ..................................................................... 451

2B.202.8.3(2) Defensas longitudinales ................................................................................ 455

2B.202.8.3(2)a) Localización en planta ............................................................................. 455

2B.202.8.3(2)b) Talud de protección ............................................................................... 455

2B.202.8.3(2)c) Coronamiento .......................................................................................... 456

2B.202.8.3(2)d) Fundaciones ............................................................................................ 457

2B.202.8.3(2)e)Coraza de protección ............................................................................... 458

2B.202.8.3(2)e.1)Dimensionamiento del enrocado .......................................................... 461

2B.202.8.3(2)e.1.1) Corazas de defensas longitudinales de riberas. ........................... 461

Para dimensionar el peso del enrocado de la coraza de una defensa longitudinal en una ribera puede emplearse la fórmula del California Highway Division (CHD) de los EEUU, definida como sigue: ........................................................................................ 461

2B.202.8.3(2)e.1.2) Corazas de defensas costeras o defensas fluviales sujetas a oleaje. ...................................................................................................................................... 462

2B.202.8.3(2)e.2) Distribución de tamaños de los enrocados ......................................... 462

2B.202.8.3(2)e.3) Espesor de la coraza con enrocado ................................................... 463

2B.202.8.3(2)e.4) Colocación de la coraza ...................................................................... 463

2B.202.8.3(2)e.5) Uso de gaviones ................................................................................. 464

2B.202.8.3(2)f) Protecciones al pie .................................................................................... 465

2B.202.8.3(2)g) Otros componentes de la obra ................................................................. 465


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2B.202.8.3(2)g.1) Coraza de protección .......................................................................... 466

2B.202.8.3(2)g.2) Socavación al pie ................................................................................ 466

2B.202.8.3(3) Obras de retención de sedimentos ................................................................ 466

2B.202.8.3(3)a)Barreras estabilizadoras del perfil de un cauce ....................................... 466

2B.202.8.3(4) Aspectos constructivos y de mantenimiento de las obras ............................. 467

2B.202.8.3(4)a) Elementos constructivos ........................................................................ 467

2B.202.8.3(4)b) Alteración del lecho y manejo del cauce .................................................. 469

2B.202.8.3(4)c) Mantenimiento periódico del cauce ........................................................ 469


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CAPÍTULO 2B.200 DISEÑO HIDRÁULICO DE ESTRUCTURAS DE DRENAJE SECCIÓN 2B.201 NORMAS PARA ESTUDIOS DE HIDROLOGIA, HIDRAULICA Y TRANSPORTE DE SEDIMENTOS El presente Capítulo está orientado al tratamiento de los fundamentos teóricos de los aspectos hidrológicos e hidráulicos que intervienen en el diseño del drenaje y saneamiento de las obras viales. Adicionalmente se incorporan los fenómenos de transporte de sedimentos, procesos fluviales y métodos de análisis, también tratados aquí desde un punto de vista conceptual. Las instrucciones, procedimientos y normas para el diseño de estas obras se entregan en el Capítulo 600 “Instalación de Drenaje, Alcantarillado y Agua Potable” del Volumen N° 3 del Manual NEVI-12-MTOP. 2B.201.1 ASPECTOS GENERALES 2B.201.1.1 Organización de la Sección La presente Sección describe los aspectos de hidrología e hidráulica necesarios de considerar en el estudio de un proyecto vial. En este apartado se incluyen los aspectos conceptuales y los fundamentos básicos sobre los cuales se sustentan los criterios y las recomendaciones de diseño específicas que el Manual NEVI-12-MTOP entrega. La Sección se organiza en cuatro temas que tratan aspectos generales, procedimientos y técnicas hidrológicas e hidráulicas, alcance de los estudios de hidrología e hidráulica en las diferentes etapas de un proyecto vial y presentación de algunos procedimientos específicos de diseño para casos típicos de análisis hidrológico y de diseño hidráulico. 2B.201.1.2 Objetivos y Alcances de los Estudios de Hidrología e Hidráulica Los estudios de hidrología y de hidráulica en un proyecto vial deben proporcionar a El Consultor los elementos de diseño necesarios para dimensionar las obras que, técnica, económica y ambientalmente, cumplan con los siguientes fines:

Salvar cauces naturales, lo cual implica obras importantes tales como puentes y alcantarillas de gran longitud o altura de terraplén.

Restituir el drenaje superficial natural, el cual se ve afectado por la construcción de la vía. Ello debe lograrse sin obstruir o represar las aguas y sin causar daño a las propiedades adyacentes.

Captar, conducir y disponer de las aguas lluvia que se recolecten sobre la plataforma de la vía o que escurren hacia ella, sin causar un peligro al tránsito.

Eliminar o minimizar la infiltración de agua en los terraplenes o cortes, la que puede afectar las condiciones de estabilidad de la obra básica.

Asegurar el drenaje subterráneo de la plataforma y obra básica de modo que no se afecte adversamente las obras de la superestructura.

Considerar el impacto ambiental que pueden ocasionar las obras proyectadas.


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Para cumplir con los fines anteriores El Consultor requiere conocer y aplicar técnicas de hidrología y de hidráulica que le permitan desarrollar los estudios definidos en la Sección 2B.201.3 “Alcance de los estudios de hidrología e hidraulica en proyectos viales”. Los conocimientos de hidrología le permitirán a El Consultor estimar los escurrimientos superficiales en secciones específicas de quebradas, esteros, ríos y canales, en los puntos en que la vía cruza dichos cauces. Estos escurrimientos deben asociarse a la probabilidad de ocurrencia que ellos tienen, a fin de tener antecedentes probabilísticos sobre su comportamiento futuro. Igualmente, la hidrología permite calcular y estimar los escurrimientos de aguas lluvia sobre la franja de la vía o en superficies vecinas y que fluyen superficialmente hacia ella, así como también las propiedades hidráulicas del subsuelo y las condiciones de la napa freática bajo la plataforma vial. La hidráulica le permite a El Consultor predecir las velocidades y las alturas de escurrimiento en cauces naturales o artificiales; definir las dimensiones de las obras de drenaje transversal; calcular las dimensiones y espaciamiento de subdrenes, diseñar los elementos del sistema de recolección y disposición de aguas lluvia y definir las secciones y gradientes de cunetas de coronación, cunetas laterales y canales interceptores. 2B.201.1.3 Estudios Hidrológicos Los estudios hidrológicos relacionados con un proyecto vial tienen por objetivo definir las crecidas para el diseño de las obras de drenaje transversal y los caudales que deben evacuar las obras de drenaje y saneamiento de la plataforma. La estimación o selección de las crecidas de diseño para una obra de infraestructura es un problema que requiere de conocimiento y experiencia. El problema no tiene un método único de solución y en cada caso particular El Consultor lo debe enfrentar sin reglas fijas ni predeterminadas, sino que recurriendo a su conocimiento y experiencia. Las reglas y normas deben ser suficientemente amplias y generales para dar cabida a un análisis del especialista en aquellos casos que se estime necesario. Una crecida es un fenómeno que se presenta en un sector o zona de un río e involucra un aumento de caudal y altura de agua de relativa corta duración y de repentina aparición que produce consecuencias adversas para la población y sus bienes. Las definiciones usuales del fenómeno tienden a centrar la atención en algunos aspectos específicos de las crecidas sin mencionar otros, entregando así acepciones aparentemente diferentes. El fenómeno se puede caracterizar por diferentes magnitudes medibles, las cuales tienen su propia forma de afectar a la población y a sus bienes. Entre las magnitudes que se suelen usar están el caudal máximo, el nivel máximo de aguas en distintos sectores del cauce y de las zonas inundables, la velocidad del escurrimiento, la duración del fenómeno, la extensión del área afectada, el volumen de sólidos arrastrado o depositado, la frecuencia con que se produce la inundación y otras. Las consideraciones anteriores hacen evidente la dificultad para tratar el problema, ya que la variable de interés no es siempre la misma y las consecuencias adversas son cambiantes en el


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tiempo, e incluso dependen de factores antrópicos totalmente ajenos a las causas del evento, como son, por ejemplo, las políticas de ocupación territorial. En las últimas tres décadas han sucedido algunos acontecimientos que han influido sustancialmente en los métodos y técnicas disponibles para estimar crecidas de diseño. Los hechos principales se relacionan con uso generalizado de la computación que ha ocurrido en este tiempo, lo cual ha revolucionado tanto las posibilidades de recoger, manipular y tratar la información hidrológica, como también las alternativas de métodos y técnicas cada vez más complejas que hoy son posibles gracias al avance ocurrido en los métodos numéricos, a las facilidades de cálculo computacional y al acceso amplio, simple y económico de equipos y computadores cada vez más rápidos. Desde la aparición en la década del 60 del Stanford Watershed Model (Crawford y Linsley, 1962), muchos otros investigadores han formulado modelos matemáticos del ciclo hidrológico que presentan una amplia variedad en cuanto a complejidad y requerimientos de información. Especialmente relevantes son el SWM ya mencionado y sus desarrollos posteriores, el modelo RORB (Laurenson y Mein, 1983) y el modelo SHE (Sistema Hidrológico Europeo) desarrollado en forma conjunta por el Institute of Hydrology de Wallingford (Inglaterra), SOGREAH (Grenoble-Francia) y el Instituto de Hidrología (Dinamarca) (Abbot et al, 1986 a y b). Es importante también mencionar el aporte hecho al tema por el Natural Environment Research Council del Reino Unido, quien emprendió un amplio y completo estudio sobre los métodos para estimar crecidas en el Reino Unido, dando origen a un extenso programa de investigación que culminó con la publicación de un manual de consulta muy completo, que sirve como referencia y guía de diseño (NERC, 1975). Los avances de la computación y de los métodos numéricos han abierto nuevas expectativas y posibilidades, tanto en relación a los métodos directos como también en el campo de los modelos precipitación-escurrimiento. 2B.201.1.4 Estudios Hidráulicos Los estudios hidráulicos permiten abordar el dimensionamiento y/o verificar el comportamiento hidráulico de obras tales como puentes, alcantarillas, fosos, canales, cunetas y en general obras de conducción de aguas que deban ser proyectadas o modificadas para el diseño del camino o carretera. Estos estudios también son necesarios para conocer el comportamiento de los cauces naturales que la obra vial debe salvar. Los estudios hidráulicos son necesarios para el análisis y diseño de puentes y alcantarillas, para evaluar los efectos que tienen las obras por proyectar sobre la distribución de velocidades en los cauces, sobre las alturas de escurrimiento, sobre la estabilidad de los cauces, sobre el régimen del escurrimiento, sobre el arrastre de sedimentos y sobre la erosión. En general, los principios hidráulicos rigen el análisis y diseño de las obras de drenaje transversal, de las obras de drenaje subterráneo y las necesarias para asegurar un adecuado drenaje de la plataforma.


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Los avances en computación y métodos numéricos ocurridos en las últimas décadas han abierto nuevas posibilidades para abordar el diseño en este campo, que tradicionalmente se apoyaba en muchos procedimientos de tipo empírico con técnicas gráficas. En particular distintas agencias del gobierno americano, tales como la Federal Highway Administration, el Bureau of Reclamation, el U.S. Corps of Engineers, el California Division of Highways y otras agencias estatales, han hecho importantes aportes, tanto metodológicos como de procedimientos y criterios de diseño. 2B.201.1.5 Erosión de Suelos, Arrastre y Depósito de Sedimentos En la Sección 2B.201.2.3 se desarrolla el tratamiento conceptual de estas materias, cuyas técnicas y criterios de diseño se abordan en las Secciones 2B.202.7 y 2B.202.8 del Manual NEVI-12-MTOP. La erosión es un proceso natural por medio del cual las partículas del suelo se desprenden debido a la lluvia y son arrastradas por el escurrimiento. Las variables principales que determinan este proceso son la intensidad, magnitud y duración de la lluvia, las características del escurrimiento, altura y velocidad, las características del terreno y las propiedades del suelo. El proceso natural de erosión se puede ver seriamente afectado por las operaciones de construcción de la obra vial. Dado que la construcción de una obra vial moderna puede afectar grandes áreas de terreno, la consideración de los problemas de erosión, sedimentación y arrastre debe ser una preocupación central del diseño y planificación de las obras viales. Los estudios de erosión y arrastre deben permitir la construcción y materialización de las obras viales, manteniendo en niveles aceptables los efectos adversos relativos a estos problemas. Aun cuando en estas materias también ha habido un avance en los últimos años y se han desarrollado metodologías para abordar los problemas y se conocen medidas para aminorar los efectos, todavía se requiere de mayor investigación y datos de terreno para perfeccionar los procedimientos en uso. Los datos cuantitativos de terreno para caracterizar la erosión y para calcular el arrastre y depósito en corrientes de agua son escasos y los métodos disponibles han sido desarrollados para condiciones de laboratorio o de campo con una ampliación y representatividad muy limitada. Problemas típicos de esta naturaleza en la ingeniería vial son la colmatación de alcantarillas, la socavación adyacente a las funciones de pilas y estribos en puentes y la socavación de taludes de terraplenes y riberas de cauces. 2B.201.2 PROCEDIMIENTOS Y TECNICAS HIDROLOGICAS E HIDRAULICAS 2B.201.2.1 Factores que determinan el Escurrimiento El escurrimiento proveniente de una cuenca pequeña depende en forma importante de las condiciones del terreno y vegetación de la cuenca, en cambio en una cuenca grande el efecto de atenuación y almacenamiento en la red hidrográfica juega un rol significativo. Las cuencas de tamaño importante están usualmente controladas por estaciones de medida de caudal, en


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tanto que en las pequeñas es necesario recurrir a métodos aproximados para la estimación de escurrimientos. Sin embargo, el tamaño no es el único factor que define el comportamiento de la cuenca en el sentido mencionado y, por consiguiente, es difícil dar una definición cuantitativa de lo que se entiende por cuenca pequeña. En general se supondrá que ella es de un tamaño tal, que su respuesta ante tormentas intensas de corta duración depende primordialmente de factores topográficos y de manejo de suelo, pero no de las características del sistema hidrográfico. En cada uno de los métodos que se incluyen más adelante se indica, en forma general, el rango de validez del procedimiento. El escurrimiento de una cuenca es el resultado de dos grupos de factores: aquéllos que dependen del clima y aquéllos que representan la fisiografía de la cuenca. Los factores climatológicos incluyen los efectos de la lluvia, nieve y evapotranspiración y, generalmente, exhiben un comportamiento estacional. En la precipitación en forma de lluvia es necesario considerar la intensidad, magnitud total de agua caída, duración, distribución en el tiempo, distribución espacial y probabilidad de ocurrencia de la tormenta. Entre los factores fisiográficos de la cuenca se distinguen aquéllos que son característicos de la cuenca y los que representan el sistema hidrográfico. La cuenca influye en el escurrimiento a través de su geometría (tamaño, forma, pendiente, densidad de drenaje, distribución de alturas) y a través de factores físicos, tales como uso de suelo, condiciones de infiltración, tipo de suelo y características geológicas. Las principales características del sistema hidrográfico que determinan el escurrimiento son su capacidad de conducción (sección, forma, pendiente, rugosidad) y su capacidad de almacenamiento (presencia de lagos, cauces, lagunas y embalses). Todos los elementos anteriores tienen variaciones tanto en el espacio como en el tiempo y por consiguiente es difícil conseguir relaciones simples que permitan estimar el escurrimiento con precisión si sólo se consideran algunos de los factores más importantes. Por lo tanto se considera conveniente aplicar un criterio técnico en las metodologías y emplear varios procedimientos de estimación si fuese posible, a fin de tomar las decisiones más adecuadas. 2B.201.2.2 Métodos para calcular una Crecida de Diseño 2B.201.2.2 (1) Consideraciones generales

Existen varios procedimientos alternativos para definir la crecida de diseño de una obra hidráulica, los cuales son más o menos pertinentes en distintas situaciones, dependiendo de la información hidrológica disponible y de las características de la cuenca. Todos ellos tienen un mayor o menor grado de subjetividad y suponen distintas hipótesis. Una política aconsejable en un caso particular es usar varios métodos independientes y agregar un análisis de sensibilidad de los resultados ante cambios en los parámetros o en las condiciones iniciales. Así se obtiene una estimación del comportamiento hidrológico del caudal


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máximo en varios escenarios para, posteriormente, emplear la experiencia y un criterio adecuado en la selección del valor de diseño apropiado para el caso en estudio. El objetivo del cálculo de la crecida de diseño es asociar una probabilidad de ocurrencia a las distintas magnitudes de la crecida. Para lograr este fin se cuenta con procedimientos directos, regionales e indirectos. Los primeros requieren valores de caudales máximos observados en el punto de interés; los segundos se utilizan cuando no existen observaciones o existen pocas observaciones de caudales en el lugar del estudio y se justifican las decisiones analizando los datos de otros lugares similares, y los últimos estiman las crecidas en base a la relación que existe entre la precipitación u otras variables explicativas y el escurrimiento. Cualquiera sea el método que se emplee es conveniente tener presente que para conseguir el fin buscado se requiere contar con información relevante, adecuada y precisa. La calidad del resultado de los cálculos está ligada estrechamente a la información hidrológica empleada. Por ello es importante verificar la representatividad, consistencia y precisión de los datos usados. 2B.201.2.2(2) Métodos directos

La utilización de los llamados métodos directos requiere contar con observaciones de caudales o niveles de agua en el punto de interés. Los registros permiten hacer un análisis de frecuencia de la variable de interés y entregar como resultado una relación entre la magnitud de la crecida y su probabilidad de ocurrencia o, en otras palabras, asociar a cada valor de crecida una probabilidad. Para lograrlo existen métodos gráficos y analíticos. Los métodos gráficos o empíricos requieren definir una posición de trazado para cada valor de las muestra en un gráfico entre la crecida y el período de retorno, ya que al dibujar el valor de la crecida en función del período de retorno o la probabilidad se cumple el objetivo buscado. Varios investigadores apoyándose en los estadígrafos de orden han sugerido posiciones de trazado. Entre los más conocidos están los propuestos por Hazen, Weibull, Gringorten y el llamado método de California. Una de las fórmulas preferidas es la de Weibull, que asocia a cada valor de crecida un período de retorno calculado como la razón entre el tamaño de la muestra más uno y el número de orden del valor en un ordenamiento decreciente en magnitud. Una vez asociado un período de retorno a cada valor, se acostumbra a graficar el resultado en un papel de rayado especial, llamado de probabilidades, el cual permite linealizar la función distribución acumulada con el objeto de facilitar la extrapolación de la muestra histórica. El procedimiento analítico se basa en ajustar a la muestra un determinado modelo probabilístico, ya que el modelo es justamente una función matemática que asocia una probabilidad a cada valor de la variable aleatoria. (Precipitación máxima en 24 horas, caudal máximo instantáneo, u otra variable). El ajuste de un modelo probabilístico a la muestra requiere elegir un modelo y luego estimar los parámetros del modelo elegido. La elección del modelo es un problema que puede tener varias soluciones y no existen reglas definidas y únicas, pudiéndose decir que el modelo se elige tanto por razones teóricas, prácticas como por decisiones de orden administrativo, como es el caso de las recomendaciones del Interagency Committee of Water


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Resources de Estados Unidos. Los modelos usuales son el Normal, Log-normal de dos y tres parámetros, el Gama de dos y tres parámetros y la Distribución de valores extremos. Existen argumentos teóricos que apoyan a veces la distribución de valores extremos, aun cuando ellos no son concluyentes en todos los casos y la elección continúa siendo un problema de criterio y de conveniencia que debe ser resuelto por El Consultor en cada caso particular. El segundo problema, una vez seleccionado el modelo, es estimar sus parámetros, aspecto que también puede abordarse por diferentes métodos según sea el criterio estadístico para medir la bondad del estimador. Los procedimientos más utilizados son el Método de los momentos, el Método de máxima verosimilitud y el Método de momentos ponderados por probabilidad. El primero se basa en un teorema de la teoría de muestreo, que establece que un buen estimador de los momentos del modelo o población son los momentos de la muestra. El segundo método selecciona el estimador que maximiza la función de verosimilitud que representa la función de probabilidad conjunta de la muestra, dado el valor de los parámetros del modelo. Este método tiene mejores propiedades asintóticas que el de momentos cuando el tamaño de la muestra tiende a infinito, pero puede entregar estimadores sesgados en el caso de muestras reducidas. Por último, el método de momentos ponderados por probabilidad constituye una generalización del primero, en el cual cada punto de la muestra se pondera por su probabilidad de excedencia o de no excedencia y entrega estimadores adecuados para muestras de tamaño finito. 2B.201.2.2 (3) Métodos regionales

A menudo se cuenta con escasos datos observados y puede ocurrir que no existan registros de caudal en el punto de interés, no siendo posible entonces recurrir a los procedimientos directos. En este caso se pueden extender los registros cercanos al punto en cuestión apoyándose en los llamados métodos regionales, los cuales tienen como objetivo derivar una curva de frecuencia de crecidas aplicable a cualquier punto dentro de una región hidrológicamente homogénea. Los enfoques más conocidos son los elaborados por el U.S. Geological Survey y el National Environment Research Council del Reino Unido. El análisis regional tiene las siguientes ventajas: analiza en forma integrada una base de información, compatibilizándola espacial y temporalmente; permite extraer y estudiar la estructura y dependencia espacial del fenómeno; disminuye la incertidumbre y los errores que puedan existir en registros individuales; complementa registros puntuales con observaciones de lugares hidrológicamente similares y permite inferir estimaciones de variables en lugares sin información. En esencia, el método consiste en derivar una curva de frecuencia de crecidas adimensional, dividiendo cada una de las crecidas observadas en los puntos con información por la crecida media anual de la estación correspondiente y, posteriormente, ocupar algún criterio de promedio para llegar a definir una sola curva regional. Logrado esto, se establece una relación para estimar la crecida media anual en función de propiedades de la cuenca (tamaño, pendiente, proporción de área impermeable, etc.) y de la lluvia (lluvia anual, máxima diaria, máxima en


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cinco días, etc.). La curva de frecuencia de crecidas en un punto sin registro ubicado dentro de la región hidrológicamente homogénea, se obtiene estimando la crecida media anual del lugar en función de las variables explicativas y posteriormente utilizando dicho valor para convertir las razones de la curva de frecuencia regional en valores de crecidas. 2B.201.2.2 (4) Modelos de precipitación-escorrentía

Los métodos indirectos para el estudio de crecidas son procedimientos que permiten transformar la precipitación efectiva en escorrentía. Esta herramienta permite a El Consultor aprovechar la mayor cantidad de información de precipitación para extender registros más escasos de caudal y mejorar así los métodos para estimar crecidas en aquellos puntos que no cuentan con información o bien ésta es escasa. Dentro del ámbito de los modelos precipitación-escorrentía existe gran variabilidad entre los procedimientos disponibles, pues ellos abarcan desde relaciones empíricas muy simples hasta complejos modelos de simulación que representan las variaciones espaciales y temporales del proceso de transformación. A medida que aumenta la complejidad del método se incrementan también las necesidades de información básica para aplicarlo. Estos métodos son determinísticos y en consecuencia no incorporan el concepto del riesgo asociado a los resultados. Para calcular la crecida de diseño requieren adicionalmente que se defina la tormenta de diseño y la precipitación efectiva, ya que el método implica solamente una transformación y por ello surge un nuevo problema. No siendo posible describir extensamente las distintas alternativas en esta Sección, conviene al menos mencionar algunas ideas con respecto a tres procedimientos: el método racional, el hidrograma unitario y los métodos hidrometeorológicos. El método racional es ampliamente usado y tiene la ventaja de ser aparentemente muy simple, ya que expresa que el caudal máximo es proporcional a la lluvia caída en el área multiplicada por un coeficiente que se denomina coeficiente de escurrimiento. Es apropiado para ser usado en áreas pequeñas, preferentemente impermeables. Sus limitaciones principales se relacionan con el hecho de suponer un coeficiente de escorrentía constante independiente de las condiciones de humedad de la cuenca y la hipótesis de igualar el período de retorno de la tormenta al de la crecida. El hidrograma unitario propuesto por Sherman en 1932 fue el hito que marcó el nacimiento de la hidrología moderna y es un método que en la actualidad se usa extensamente. Es bastante intuitivo, simple de aplicar y supone una linealidad entre el estímulo y el resultado. Su aplicación es confiable en cuencas relativamente pequeñas. En los casos en que los datos de caudales son escasos se puede recurrir a los métodos de hidrogramas unitarios sintéticos para estimar las características principales del hidrograma en función de propiedades geomorfológicas de la cuenca. Finalmente, los métodos hidrometeorológicos se utilizan para estimar las crecidas de diseño de obras cuya falla acarrearía efectos desastrosos y en las cuales sería necesario definir obras asociadas a períodos de retorno muy superiores a la longitud de los registros observados,


146

siendo entonces muy poco precisa la extrapolación. El método consiste en estimar la crecida máxima probable (CMP) aplicando las técnicas de análisis hidrológicos usuales a la precipitación máxima probable (PMP). La PMP se deriva analizando los factores que inciden en las mayores tormentas registradas y ajustando las condiciones de humedad ambiental, movimiento de masas de aire y secuencias posibles de ocurrir para obtener la envolvente superior de las tormentas hidrológicas y meteorológicamente posibles. Posteriormente se transforma esta tormenta mediante el hidrograma unitario o algún otro modelo precipitación-escorrentía para producir la crecida máxima probable. Los problemas principales de este método son la falta de estandarización de los procedimientos y la dificultad para asociar una probabilidad de ocurrencia a la crecida resultante. Los modelos precipitación-escorrentía requieren la definición de una tormenta de diseño, lo cual es un problema complejo que se caracteriza por la dificultad de precisar y definir cuantitativamente las propiedades de la tormenta. El Consultor enfrenta este problema en uno de dos escenarios. A veces se cuenta con información pluviográfica representativa de la zona de interés y del análisis de los registros se pueden seleccionar uno o varios episodios de lluvias adecuados para una situación de diseño. En otros casos no existen registros adecuados y representativos y El Consultor debe recurrir a procedimientos aproximados que simulen tormentas parecidas a los escasos registros del área. Una tormenta es un conjunto de intervalos de lluvia que ocurren en un lugar debido a una determinada situación meteorológica y presenta una intensidad de lluvia esencialmente variable en el espacio y en el tiempo. La tormenta queda caracterizada para el propósito del diseño por su duración, magnitud, intensidad, variaciones de la intensidad en el tiempo y en el espacio y la probabilidad de ocurrencia de la tormenta. Conviene también tener presente, que aun cuando se seleccionen valores para todos los parámetros que caracterizan una tormenta, existirán varios temporales con iguales características, pero que presenten otras diferencias que pueden dar origen a escurrimientos bastante distintos entre sí. No existen criterios claros para definir las propiedades de los temporales de diseño, pero existen antecedentes que demuestran la trascendencia de cada uno de los factores nombrados en la onda de la crecida. La dificultad de contar con información adecuada para abordar el problema en forma precisa, hace recomendable analizar el comportamiento de la cuenca frente a distintas situaciones y posteriormente seleccionar una tormenta o una crecida de diseño, teniendo en vista los resultados obtenidos y la sensibilidad de la respuesta frente a cambios en la tormenta. Un asunto muy ligado a éste es la obtención de la lluvia efectiva una vez definida la tormenta total. Los métodos para calcular las pérdidas por infiltración son muy variados; prácticamente no existe información de terreno para definir los parámetros del suelo que se requieren y tampoco es posible validar los resultados, sino en forma muy global. Estos factores dificultan enormemente las decisiones y nuevamente es necesario recurrir a un conocimiento adecuado y a la experiencia.


147

2B.201.2.3 Seguridad y Confiabilidad del Diseño En el proceso de selección de la crecida de diseño se pueden distinguir tres etapas bien características. Primero es necesario identificar la confiabilidad de la obra o el nivel de riesgo que se considera aceptable para el problema en estudio. Segundo se debe calcular el período de retorno o probabilidad de ocurrencia de la magnitud de la variable de diseño, compatible con el riesgo elegido y con la vida útil de la obra y, finalmente, se debe estimar la magnitud de la crecida asociada al período de retorno seleccionado. A continuación se analizan en mayor detalle cada uno de estos aspectos. 2B.201.2.3 (1) Riesgo del diseño

El riesgo aceptable en cada caso particular se determina considerando la seguridad de funcionamiento que es necesario garantizar para la obra, y las consecuencias que acarrea una eventual falla. Los diversos efectos que ocurren cuando falla una obra se pueden clasificar en sociales, económicos, políticos y ambientales. La importancia relativa de cada tipo de efecto dependerá del criterio del análisis y del caso particular. Entre los efectos sociales se pueden mencionar las pérdidas de vidas humanas, la erradicación de habitantes de sus viviendas, los daños sicológicos asociados a la pérdida de familiares y/o a la destrucción de bienes. Estos efectos negativos son muy importantes y difícilmente evaluables en términos económicos y en consecuencia es complejo incorporarlos en una evaluación cuantitativa. Sin embargo, siempre deben ser considerados en el análisis del riesgo. Los efectos económicos incluyen los costos directos de reposición de las obras destruidas y los costos asociados a los daños adicionales producidos en los bienes públicos y privados. Normalmente se generan también costos indirectos, producto de las consecuencias que tiene la falla de la obra sobre la vida económica del área afectada. Dentro de los aspectos políticos se incluyen el deterioro de la imagen del gobierno o de las instituciones públicas responsables de la obra, los problemas estratégicos o de seguridad nacional que se generan, los costos e inconvenientes asociados a los cambios en los planes de inversión pública para hacer frente a las soluciones de emergencia, lo que ocasiona que ciertas inversiones programadas sean atrasadas o bien dejadas de lado. La falla de una obra puede en ocasiones tener efectos ecológicos y ambientales impredecibles y extremadamente difíciles de cuantificar y, en ciertos casos, imposibles de reparar. Estas características dificultan enormemente su consideración en un análisis cuantitativo y obligan a El Consultor a un análisis exhaustivo de las posibles consecuencias ambientales ante una eventual falla para que ellas sean consideradas al menos en términos cualitativos para fijar la seguridad aceptable de la obra. Una vez evaluados los efectos anteriormente nombrados, en lo posible en forma cuantitativa, se puede fijar la seguridad de la obra y por lo tanto obtener un riesgo de falla que se considera aceptable.


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2B.201.2.3 (2) Período de retorno de diseño

Elegido el valor adecuado para la probabilidad de falla de la estructura o riesgo, y fijada la vida útil de la obra, es posible relacionar ambos conceptos con el fin de determinar el período de retorno de la crecida de diseño. Para determinar la magnitud de la crecida de diseño normalmente se utiliza la llamada serie anual de datos hidrológicos, constituida al elegir del registro de información observada o simulada el mayor evento ocurrido en cada año. Es pues razonable suponer, o bien elegir, la información de modo que cada uno de los puntos de la muestra, sea probabilísticamente independiente, y suponer también que las características de la serie observada son invariables en el tiempo. Aceptando las dos hipótesis anteriores, se aplican conceptos probabilísticos para relacionar períodos de retorno, vida útil y riesgo de falla. Un evento de una magnitud dada tiene un período de retorno de n años, si este evento en promedio, es igualado o superado una vez cada n años. Es importante tener presente que la noción de período de retorno y su inverso, la probabilidad de excedencia, es un valor medio, vale decir, el suceso con período de retorno de n años será excedido en promedio un vez cada n años si la serie se repite un número grande de veces. Así entonces, la probabilidad de excedencia en un año cualquiera, para un evento con período de retorno de 10 años es 0,1 y, en consecuencia, la probabilidad que el suceso no sea excedido es 0,9. Al considerar la independencia entre lo que ocurre en un año con lo que sucede en el siguiente, se puede establecer que la probabilidad que este mismo suceso no sea excedido en una serie de 10 años es 0,9 elevado a 10, o sea 0,35. Quiere decir entonces que la probabilidad de excedencia de un suceso de período de retorno de 10 años en el transcurso de 10 años es 0,65, lo que implica que es bastante probable que dicha magnitud sea sobrepasada una o más veces en el período. Extendiendo la idea anterior a un número cualquiera de años se puede establecer que la probabilidad que la variable sea mayor que un cierto valor (Q) asociado a un período de retorno (T) en el transcurso de una vida útil de n años, que es lo que se denomina riesgo de falla, puede calcularse con la expresión siguiente:

⁄ (Ec.2B.201-01)

A modo ilustrativo algunos valores calculados con la expresión anterior se encuentran tabulados en la Tabla 2B.201-01 adjunta:

Tabla 2B.201-01 Período de retorno para distintas vida útil y riesgo de falla

Riesgo de falla

Vida útil de la obra, años 10 20 30 50 100

0,25 35 70 105 174 348 0,10 95 190 285 475 950 0,05 195 390 585 975 1.950 0,01 995 1.990 2.985 4.977 9.953

Fuente: Manual de Carreteras de Chile / 2010.-


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La tabla indica, por ejemplo, que si se considera aceptable tener un riesgo de 0,10 para una obra que tiene una vida útil de 50 años, entonces la crecida de diseño para esta estructura debe estar asociada a un período de retorno de 475 años. Por otra parte, si se trabaja con un período de retorno igual a la vida útil de la obra, la expresión anterior establece que el riesgo de falla es aproximadamente 64% para vidas útiles en el rango entre 5 y 100 años. Calculado el período de retorno que se debe usar en el diseño para tener un riesgo compatible con la importancia y vida útil de la obra, queda la última fase del proceso que consiste en cuantificar la magnitud de la crecida asociada al período de retorno seleccionado. Este paso constituye lo que se conoce como análisis de frecuencia de crecidas y se cuenta con varios métodos para realizarlo. 2B.201.2.3 (3) Otras consideraciones

La estimación de crecidas en algunas situaciones tiene toda la complicación que se ha descrito e incluso otras adicionalesque se deben a factores propios de la situación geográfica y económica del lugar. Algunos factores que complican el problema se deben a la gran variabilidad climática que se presenta en ciertos casos, a las condiciones topográficas y geológicas propias de las zonas de montaña y al nivel de información hidrológica que normalmente se dispone. Para zonas con climas que varían de desérticos a lluviosos, en cada una de estas situaciones se requiere de metodologías con características propias e idealmente de un grado de información diferente. Por ejemplo, las características áridas o de semiaridez de un sector con escasos temporales durante el año, hace especialmente difícil la estimación de las condiciones de infiltración que pueden presentarse durante un temporal. Por otra parte, en las zonas con lluvias más distribuidas a lo largo del año, las variables hidrológicas, que son aleatorias, tienden a ser menos asimétricas con respecto a los valores medios y en consecuencia los métodos hidrológicos se comportan mejor. La mayoría de las cuencas tiene parte de su superficie en zonas montañosas y presentan un gran desnivel. Esta condición incide fuertemente en el tamaño del área aportante, en la naturaleza de la precipitación que la cuenca recibe, en el arrastre y depósito de sedimentos y en la heterogeneidad espacial de las precipitaciones. El ideal para estas condiciones es contar con abundante información hidrológica y con estaciones de mediciones ubicadas a distintas alturas. Lamentablemente estas condiciones no se dan usualmente e incluso la única información disponible es normalmente representativa sólo de la parte baja de la cuenca y, generalmente, no se cuenta con antecedentes confiables para extrapolar la información hacia las áreas altas de la cuenca. 2B.201.2.4 Estudios de Frecuencia El objetivo del análisis de frecuencia de cualquier variable aleatoria es asociar a cada valor de la variable una probabilidad de ocurrencia. Ello se logra representando la variable con un determinado modelo probabilístico y estimando los parámetros de dicho modelo. Logrado este objetivo se construye un modelo probabilístico del fenómeno, pudiendo obtenerse estimados de los


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valores de la variable asociados a cualquier probabilidad de ocurrencia. Sin embargo el estimado del valor asociado a un período de retorno o probabilidad, es también una variable aleatoria, por ser una función de variables aleatorias y, por consiguiente, se puede asociar a dicha estimación no sólo un valor puntual, sino también un error de estimación y un intervalo de confianza. En los siguientes párrafos se describen los principales modelos probabilísticos, los procedimientos para estimar sus parámetros, la elección del tipo de modelo más adecuado para representar una muestra y el cálculo de la precisión de los valores estimados para diferentes períodos de retorno. 2B.201.2.4 (1) Modelos de distribución 2B.201.2.4 (1)a) Funciones de probabilidad - variable discreta Un modelo probabilístico de un experimento requiere asociar un valor de probabilidad a cada punto del espacio muestral. En el caso de las variables aleatorias discretas, la función que asocia una probabilidad a la variable se denomina función de probabilidad de masa (FPM), y se designa por px(x0). Esta función representa la probabilidad que el valor experimental de la variable aleatoria X sea igual a x0 en la realización del experimento. Usualmente la función de probabilidad de masa se representa por un gráfico de barras para cada valor de la variable aleatoria. Cualquier función matemática es una posible función probabilidad de masa siempre que cumpla las siguientes dos propiedades que se derivan directamente de los axiomas de probabilidad. En primer lugar, su valor debe estar comprendido entre 0 y 1 ya que representa una probabilidad y, en segundo término, la sumatoria para todos los posibles valores de x debe ser unitaria (evento universal). Se define función distribución acumulada (FDA) a la función que establece la probabilidad que la variable aleatoria X tome valores menores o iguales a un valor dado en la realización del experimento.

∑

(Ec.2B.201-02)

Esta función es siempre positiva, está comprendida entre 0 y 1 y es creciente, debido a los axiomas de probabilidad y a las propiedades de la función probabilidad de masa. El valor esperado de una función biunívoca de una variable aleatoria X es la sumatoria para todos los posibles valores de X del producto de la función por la FPM evaluada en el mismo punto que la función.


151

∑

(Ec.2B.201-03) En particular son importantes algunos casos especiales de la función g(x), como el valor esperado de potencias enteras de x, los cuales se denominan momentos de x. Se puede definir también la potencia centrada con respecto al valor esperado o momento central n-ésimo de x. El primer momento de x se conoce también como valor esperado o promedio de x (E(x)) y el segundo momento central se conoce como varianza de x (sx

2):

∑

(Ec.2B.201-04)

∑

(Ec.2B.201-05)

( )

∑( )

(Ec.2B.201-06)

2B.201.2.4(1)b) Funciones de probabilidad - variable continua Para definir las funciones de probabilidad para la variable continua se procede en forma idéntica al caso discreto, salvo que las sumatorias son reemplazadas por integrales. La probabilidad asociada a una variable continua está representada por la función densidad de probabilidades (fdp). Si X es una variable aleatoria continua en el rango -∞ a + ∞ se define:

∫

(Ec.2B.201-07) Donde: fx(x) = la función densidad de probabilidades. La integral representa el área marcada en la Figura 2B.201-01, la cual es igual a la probabilidad que el valor de la variable aleatoria x esté comprendido en el intervalo a, b. Esta función tiene la propiedad de ser positiva y de encerrar un área unitaria bajo ella. Es decir, se cumple que:

y∫

(Ec.2B.201-08)


152

Figura 2B.201-01 Area que representa la Prob (a≤ x≤ b) Es importante recalcar que en este caso la probabilidad de un evento está asociada al área bajo la curva de la función densidad de probabilidades y no al valor de la función, lo cual implica que siendo X una variable continua, la probabilidad asociada a un valor específico es nula y sólo se puede hablar de probabilidad asociada a un intervalo de la variable. Se define función de distribución acumulada (FDA) de la variable X a la probabilidad de que la variable aleatoria sea menor o igual a un valor dado:

∫

(Ec. 2B.201-09) La función distribución acumulada mide la probabilidad que en una realización cualquiera de un experimento el valor de la variable sea menor o igual al valor x0 y tiene las siguientes propiedades:

Fx (+∞) = 1 Fx (-∞) = 0

(Ec. 2B.201-10) Fx (b) ≥ Fx (a) para b ≥ a

(Ec. 2B.201-11) Los valores esperados y los momentos se calculan mediante la integración del producto de la función densidad de probabilidades por la función para todo el rango de la variable aleatoria.


153

( ) ∫

(Ec. 2B.201-12) En la Tabla 2B.201-02 adjunta se resumen las expresiones para las funciones densidad de probabilidades o funciones de distribución acumulada para los modelos de uso habitual en los estudios hidrológicos.

Tabla 2B.201-02 Funciones densidad y probabilidad acumulada

2B.201.2.4(2) Estimación de parámetros Los modelos probabilísticos constituyen herramientas matemáticas para manejar variables aleatorias y para asociar probabilidades a los distintos valores de ellas. El hidrólogo al trabajar con registros observados requiere elegir el modelo más adecuado para representar la muestra y además debe estimar los parámetros del modelo seleccionado. Una vez elegido el tipo de modelo a emplear, se debe estimar utilizando los registros observados, los parámetros del modelo. Las metodologías usuales para ello son el método de máxima verosimilitud, el método de los momentos, y últimamente se ha aconsejado usar el método de momentos ponderados por probabilidad.


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2B.201.2.4 (2)a) Método de máxima verosimilitud Se define como función de verosimilitud de n variables aleatorias x1, x2, x3,… xn a la función densidad de probabilidad conjunta de las n variables, g(x1, x , x3,… xn, Q). La función de verosimilitud entrega entonces la probabilidad que las variables aleatorias tomen valores particulares x1, x ,… xn. En particular si x1, x2,x3,… xn es una muestra aleatoria de la función densidad f(x,Q), entonces la función verosimilitud es: L(Q) = g(x1, x2,..., xn, Q) = f(x1,Q) f(x2, Q)f(xn,Q) Si Θ es el valor de Q que maximiza L(Q), entonces se dice que Θ es el estimador de máxima verosimilitud de Q. El estimador de máxima verosimilitud es la solución de la ecuación que anula la primera derivada de la función de verosimilitud con respecto al parámetro. Para facilitar la búsqueda del parámetro se aprovecha la condición que las funciones L(Q) y lnL(Q) tienen sus máximos para el mismo valor de Q, ya que en algunos casos es más simple encontrar el máximo del logaritmo de la función. El procedimiento de máxima verosimilitud tiene ventajas teóricas para la estimación de los parámetros de un modelo, cuando las muestras son de tamaño grande. Sin embargo, es usual que el álgebra involucrada en el cálculo de los parámetros por este método sea más complicada. El cálculo de los parámetros de los modelos por este procedimiento es más complejo que por otros métodos, pues generalmente se debe resolver la ecuación resultante por métodos iterativos. El cálculo de los parámetros requiere estimar el valor de los parámetros que maximizan la función logarítmica presentada. Este cálculo requiere resolver el sistema de ecuaciones que se forma al igualar a cero la primera derivada de la función de verosimilitud o del logaritmo de dicha función, con respecto a cada uno de los parámetros. En la Tabla 2B.201-03 se muestran las expresiones para el logaritmo de la función de verosimilitud de varios modelos probabilísticos.


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Tabla 2B.201-03 Logaritmo de las funciones de verosimilitud

2B.201.2.4 (2)b) Método de los momentos Este método se apoya en un teorema fundamental de la teoría de muestreo que expresa que los momentos de la muestra son buenos estimadores de los momentos de la población o universo. En consecuencia este método establece que dado un conjunto de observaciones x1, x2, x3,… xn de la variable aleatoria x, un buen estimador del promedio del universo es el promedio de la muestra:

∑ (Xbar = promedio x)

(Ec. 2B.201-13) Análogamente, el estimador de la varianza σ2 es la varianza de la muestra S2:

∑

(Ec. 2B.201-14) Se pueden encontrar ecuaciones similares para los momentos de orden superior, siendo los dos primeros momentos suficientes para las distribuciones de dos parámetros. No siempre se cumple que los parámetros de una distribución sean exactamente iguales a los dos primeros momentos. Sin embargo, los parámetros son siempre funciones de los momentos y puede resolverse el sistema de ecuaciones resultante para encontrar los parámetros. En general la estimación de los parámetros de una muestra utilizando el procedimiento de los momentos es el más sencillo, pues requiere obtener de la muestra los estimadores de tantos momentos como parámetros tenga el modelo de distribución. En seguida se forma un sistema de ecuaciones igualando los estimadores calculados de la muestra con los correspondientes momentos del universo o población. Así se forma un sistema de tantas ecuaciones como parámetros hay que estimar. En la Tabla 2B.201-04 se muestran las expresiones para calcular los parámetros de varios modelos probabilísticos usando el método de los momentos. Las expresiones están en función del


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promedio de la muestra (xbar), la desviación estándar (σ), el coeficiente de variación Cv y el coeficiente de asimetría (g). Donde:

(Ec. 2B.201-15)

[

]∑(

)

(Ec. 2B.201-16)

Tabla 2B.201-04 Parámetros de los modelos de distribución por método de momentos

En el caso del modelo Gumbel o Valores extremos tipo I se puede incorporar una corrección por el tamaño de la muestra. Si se supone que la muestra es de tamaño grande o infinito, los parámetros se estiman con las expresiones indicadas en la Tabla 2B.201-04 adjunta. Si se quiere incorporar una corrección debido al tamaño de la muestra se ocupan las siguientes relaciones en función de los estadígrafos anteriores, del valor medio (ybar) y desviación estándar (σn) de la variable reducida:

(Ec. 2B.201-17)

(Ec.2B.201-18) Los valores promedio ybar y desviación estándar σn de la variable reducida se calculan a partir de la variable ym ordenada de mayor a menor:


157

[(

)]

(Ec. 2B.201-19) En el caso de la distribución Pearson III se recomienda corregir el valor del coeficiente de asimetría en el caso de muestras pequeñas, introduciendo la siguiente corrección en función del tamaño de la muestra (N):

√

(

)

(Ec. 2B.201-20) En el Numeral 2B.201.2.4(2)b) se ilustra el empleo del método de los momentos para estimar los parámetros de las distribuciones Log-normal-2, Valores extremos tipo I y Pearson III. 2B.201.2.4(2)c) Método de los momentos ponderados por probabilidad Greenwood y otros autores (1979) recomiendan estimar los parámetros de diversas distribuciones mediante el método de momentos ponderados por probabilidad (MPP), ya que este procedimiento tiene características preferibles al de máxima verosimilitud o de momentos convencionales cuando el tamaño de la muestra es limitado. Los momentos ponderados por probabilidad se definen como el valor esperado del producto de tres términos: la variable aleatoria (x), la función de distribución acumulada (F(x)) y el complemento de esta función. De esta forma el MPP de orden i, j, k se calcula mediante la siguiente expresión:

[ ] ∫

(Ec. 2B.201-21) Los momentos convencionales constituyen un caso especial de los MPP, ya que en ellos el exponente i es unitario y los otros dos exponentes son nulos. Para facilitar el cálculo de los MPP se usan valores particulares para los exponentes. Por ejemplo, para la distribución Wakeby se recomienda usar un valor unitario para el exponente i y nulo para el exponente j. En este caso se denomina M1.0.k al MPP de orden k, y se designa simplemente por Mk (Greenwood et al., 1979). Para las distribuciones de valores extremos generalizados y tipo I se recomienda un exponente unitario para i y nulo para k. Landwehr y otros autores (1979) recomiendan calcular estimadores de los MPP a partir de la muestra, utilizando la siguiente expresión, que entrega MPP sesgados para k positivo, en función del tamaño de la muestra (n), de los valores de caudales ordenados en forma creciente (xi) y del número de orden (i) de cada valor en la lista:


158

∑ [

]

(Ec. 2B.201-22) Los autores nombrados también exploraron el empleo de estimadores insesgados para los MPP. Sin embargo, reportan que los estimadores moderadamente sesgados proporcionan mejores resultados, particularmente al estimar los valores de los cuantiles superiores, lo cual es especialmente relevante en el contexto del análisis de frecuencia de crecidas. Para encontrar estimadores con este método, se debe establecer una igualdad entre los momentos ponderados del modelo y los correspondientes de la muestra, formándose un sistema de ecuaciones con tantas ecuaciones como parámetros hay que estimar. En el caso de la distribución EV1 se forma un sistema de 2 ecuaciones igualando los momentos de la muestra y del modelo para j=0 y j=1. En el caso de distribución Wakeby se forma un sistema de 5 ecuaciones para K=0 ...K=4, procediendo de igual modo. Los momentos de la muestra se calculan ponderando cada valor por la probabilidad Fi:

(Ec. 2B.201-23) El índice i representa el número de orden de cada valor de la muestra ordenada en valores crecientes, es decir, cuando i vale uno se tiene el valor más pequeño. Los momentos se estiman por las expresiones siguientes (Hosking et al., 1985):

∑

(Ec. 2B.201-24) O bien:

∑

(Ec. 2B.201-25) Los momentos ponderados del universo o población dependen del modelo probabilístico que se emplee. A continuación se incluyen en la Tabla 2B.201-05 las expresiones para diferentes modelos.


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Tabla 2B.201-05 Momentos ponderados por probabilidad

2B.201.2.4 (3) Selección de modelos El único procedimiento para verificar el comportamiento de un modelo matemático, ya sea probabilístico o determinístico, es comparar las predicciones efectuadas por el modelo con observaciones de la realidad. Si el modelo fuese determinístico, y no existiese error experimental, entonces la comparación con los valores observados sería simple y concluyente. Sin embargo en el caso de modelos probabilísticos, debido a la naturaleza misma del modelo, las observaciones son sólo una muestra de la realidad y, en consecuencia, una repetición del ensayo puede dar un resultado diferente. Resulta pues, poco probable encontrar una correspondencia exacta entre modelo y realidad, aún cuando las hipótesis sean válidas. Por ello es necesario definir la magnitud de la discrepancia que puede obtenerse sin que sea necesario desechar la hipótesis estudiada. Al ser la variable observada una variable aleatoria, pueden producirse grandes diferencias, aun cuando ello sea poco probable. Por otro lado, una correspondencia entre la predicción y la observación tampoco es suficiente para garantizar que la hipótesis sea cierta. En la elección de un modelo probabilístico es conveniente considerar todo el conocimiento que se tenga sobre la variable. Por ejemplo, puede haber ciertas limitantes físicas que hagan imposible la existencia de valores negativos, valores límites, etc. Si el modelo no concuerda con estas limitantes, cabe preguntarse si esas discrepancias son o no importantes al adoptar un determinado modelo. Otra medida cualitativa sobre la bondad del modelo es su facilidad de tratamiento matemático u operativo, la cual también conviene considerar. Fuera de estas nociones cualitativas deben considerarse ciertos aspectos cuantitativos. A saber, pueden calcularse los momentos de orden superior de la distribución y compararlos con los valores calculados a partir de la muestra. Sin embargo, es preciso tener presente que el error medio cuadrático cometido en la estimación de dichos momentos, aumenta al incrementar el orden de momento y por ello disminuye la precisión en los estimadores. También se recomienda comparar las probabilidades observadas con las calculadas con el modelo. Entre los métodos para seleccionar modelos probabilísticos se distinguen los procedimientos gráficos y losanalíticos. 2B.201.2.4 (3)a) Métodos gráficos Para verificar el modelo propuesto, se recurre usualmente a comparaciones gráficas entre el


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modelo y los datos, ya sea utilizando la función densidad de probabilidad, o bien, la distribución acumulada. En ambos casos la comparación gráfica permite una visualización rápida del ajuste del modelo, e indica las zonas en las cuales el ajuste es deficiente. Ello permite decidir sobre la bondad del ajuste, estimar los distintos percentiles de la distribución y los parámetros del modelo. Una etapa útil en el análisis es dibujar los datos en forma de un gráfico de barras. Al graficar las frecuencias observadas para cada intervalo de la variable se obtiene el histograma, en el cual la altura de cada barra es proporcional al número de observaciones en ese intervalo. Este gráfico entrega a El Consultor un cuadro inmediato de las frecuencias observadas en cada intervalo y su comparación con el modelo propuesto. Para estudiar el ajuste de los datos al modelo, se procede a graficar la curva de distribución acumulada. Para facilitar la decisión se acostumbra a usar un papel especial de modo que el modelo probabilístico se representa en él por una recta. Para ello se deforma la escala de las abscisas de modo de estirar los extremos de la distribución. Existen papeles de probabilidad para los modelos de distribución Normal, Log-Normal y Valores extremos. Para preparar un gráfico de probabilidades de un conjunto de valores se sigue el siguiente procedimiento:

i. Se obtiene un papel especial, llamado papel de probabilidades diseñado para el modelo en estudio, siempre que éste exista.

ii. Se ordenan las observaciones en orden creciente de magnitud. iii. Se grafican las observaciones en el papel de probabilidades, asignándole a cada una, una

probabilidad o posición de ploteo. Existen varias posiciones de ploteo y en la actualidad una de las preferidas es la propuesta por Weibull, que entrega un estimador no sesgado de probabilidad.

En este caso la probabilidad se calcula con la siguiente expresión:

(Ec. 2B.201-26) Donde: m número de orden en ordenamiento creciente. n número de datos. Se utiliza también el concepto de período de retorno que se define como el tiempo para el cual en promedio se produce un evento igual o superior al considerado. Es decir,


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(Ec. 2B.201-27) O bien:

(Ec. 2B.201-28)

iv. Si los puntos graficados se ajustan a una recta, entonces el modelo elegido representa un buen ajuste y se traza la recta en forma visual. Si los puntos no representan una tendencia lineal, entonces el modelo elegido no es adecuado. Una desviación sistemática indica un ajuste pobre.

2B.201.2.4(3)b) Métodos cuantitativos Los métodos anteriores permiten juzgar en forma gráfica la bondad del ajuste de los datos a un determinado modelo probabilístico. Sin embargo, en ciertas ocasiones es preferible contar con procedimientos cuantitativos que permitan una decisión objetiva sobre el ajuste. A continuación se describen dos procedimientos cuantitativos: el test chi-cuadrado y el test Kolmogorov-Smirnov. Los tests de hipótesis sobre modelos de distribución cuentan con las siguientes etapas generales: Primero se calcula un estadígrafo a partir de los datos observados. Luego se calcula la probabilidad de obtener el estadígrafo calculado, en el supuesto que el modelo sea correcto. Esto se realiza refiriéndose a una tabla probabilística que entregue los percentiles del modelo de distribución del estadígrafo. Finalmente, si la probabilidad de obtener el valor del estadígrafo calculado es baja, se concluye que el modelo supuesto no provee una adecuada representación de la muestra. Debe hacerse notar que este procedimiento permite rechazar un modelo por no ser adecuado, pero no permite probar que el modelo probabilístico elegido sea el correcto.

(a) Test Chi-Cuadrado. Es el test más usado para medir la bondad de ajuste de un modelo y es aplicable estrictamente a cualquier tipo de distribución, siempre que los parámetros de ella hayan sido estimados mediante el método de máxima verosimilitud. No obstante para aplicaciones prácticas de hidrología, es posible utilizar este test, aunque los parámetros de la distribución hayan sido estimados por otros métodos, como por ejemplo, el método de los momentos. El test consiste en comparar, en intervalos previamente definidos de la variable aleatoria, el número de casos observados en ese intervalo con el teórico, el cual es función del modelo probabilístico en estudio.


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Si O1, O2,…. Ok son las frecuencias absolutas observadas y E1, E2, … Ek son las frecuencias teóricas en cada una de las clases, se define un estadígrafo.

∑

(Ec. 2B.201-29)

La variable X2 tiende a tener una distribución chi-cuadrado con K-S-1 grados de libertad, siendo K el número de clases o intervalos definidos y S el número de parámetros estimados en el modelo. Para que el ajuste de la distribución a la muestra sea aceptable, se requiere que el valor chi-cuadrado sea menor o, a lo sumo, igual al valor teórico que toma la distribución chi-cuadrado para un cierto nivel de significación (normalmente 5%). Las tablas de la distribución chi-cuadrado permiten conocer el valor teórico de chi en función de los grados de libertad y del nivel de probabilidad deseado. Se recomienda elegir un número reducido de clases de modo que el valor teórico de casos observados en cada clase sea por lo menos igual a 5.

(b) Test de Kolmogorov-Smirnov. Este procedimiento es un test no paramétrico que permite probar si dos muestras provienen del mismo modelo probabilístico. Como caso particular se puede usar para determinar si un modelo probabilístico se ajusta a una muestra.

El test se basa en calcular el estadígrafo D definido como el valor máximo de la diferencia absoluta entre la función distribución acumulada empírica (Gn(a)) y la función distribución del modelo calculada para cada punto de la muestra (Fn(a)). En general, el estadígrafo se calcula usando las distribuciones empíricas de las muestras, de la siguiente manera:

[ ]

(Ec. 2B.201-30) La prueba es rechazar la hipótesis nula si D es mayor o igual que un valor crítico que depende de n y del nivel de significancia. Se cuenta con tablas de los valores críticos (Hollander y Wolfe, 1973). Una de ellas se incluye en la Tabla 2B.201-06 adjunta.


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Tabla 2B.201-06 Valores críticos para el test de Kolmogorov-Smirnov

Tamaño muestra

Nivel de significancia

n 0,20 0,15 0,10 0,05 0,01 1 0,90 0,93 0,95 0,98 0,99 2 0,68 0,73 0,78 0,84 0,93 3 0,57 0,60 0,64 0,71 0,83 4 0,49 0,53 0,56 0,62 0,73 5 0,45 0,47 0,51 0,56 0,67 6 0,41 0,44 0,47 0,52 0,62 7 0,38 0,41 0,44 0,49 0,58 8 0,36 0,38 0,41 0,46 0,54 9 0,34 0,36 0,39 0,43 0,51

10 0,32 0,34 0,37 0,41 0,49 11 0,31 0,33 0,35 0,39 0,47 12 0,30 0,31 0,34 0,38 0,45 13 0,28 0,30 0,33 0,36 0,43 14 0,27 0,29 0,31 0,35 0,42 15 0,27 0,28 0,30 0,34 0,40 16 0,26 0,27 0,30 0,33 0,39 17 0,25 0,27 0,29 0,32 0,38 18 0,24 0,26 0,28 0,31 0,37 19 0,24 0,25 0,27 0,30 0,36 20 0,23 0,25 0,26 0,29 0,35 25 0,21 0,22 0,24 0,26 0,32 30 0,19 0,20 0,22 0,24 0,29 35 0,18 0,19 0,21 0,23 0,27 40 0,17 0,18 0,19 0,21 0,25 45 0,16 0,17 0,18 0,20 0,24 50 0,15 0,16 0,17 0,19 0,23

n>50 1,07/√n 1,14/√n 1, /√n 1,36/√n 1,63/√n

2B.201.2.4 (4) Precisión en la estimación El promedio y la varianza de la muestra son, a su vez, variables aleatorias y, como tales, puede estudiarse su valor medio, su varianza y su distribución. En especial, es importante la relación entre ellos y el valor esperado de la variable x. Se puede demostrar, utilizando el teorema del límite central, que el valor esperado del promedio de la muestra es igual al promedio de la variable aleatoria x, y que la varianza del promedio o error medio cuadrático es σ2/n. Una estimación puntual de un parámetro es a veces poco conveniente, ya que rara vez coincide con el parámetro, por esta razón se prefiere, a veces, realizar una estimación mediante un intervalo (i, s) en el cual i es el límite inferior y s es el límite superior del intervalo. Este intervalo se denomina intervalo de confianza o de significación del estimador. Las estimaciones puntuales asociadas a cualquier período de retorno T se pueden expresar en función del llamado factor de frecuencia (K), introducido por Chow (1964), el promedio (m’1) y la desviación estándar (m2) de la variable:


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√

(Ec. 2B.201-31) La expresión anterior es una forma general de expresar el valor asociado a un período de retorno T, siendo el factor de frecuencia una función del período de retorno y de los parámetros del modelo seleccionado. El error estándar del estimado representa la falta de precisión en la estimación, proveniente del hecho que los parámetros del modelo de probabilidad no se conocen con certeza, sino que sólo se cuenta con un valor estimado de ellos, calculado en base a una muestra de longitud limitada de la variable aleatoria. La obtención de la varianza del estimado, se puede alcanzar expresando la varianza de una función de variables aleatorias como la suma de las varianzas y de las covarianzas de las variables. En general, si el valor asociado a un cierto período de retorno es función de k momentos centrados y del período de retorno, se tiene (Kite, 1978):

(Ec. 2B.201-32)

Dado que T no es una variable, la varianza de xT está dada por:

∑[

]

∑ ∑ (

)

(

) ( )

(Ec. 2B.201-33)

Esta expresión entrega un valor para el error estándar o la varianza del estimado en función de los momentos centrados, de funciones de ellos y del factor de frecuencia. El cálculo de la varianza del estimado dependerá del método empleado para estimar los momentos de la distribución. En general se acostumbra a expresar ST en función de un coeficiente, de la varianza de la variable aleatoria y del tamaño de la muestra, de acuerdo con la expresión siguiente (Kite, 1978):

√

(Ec. 2B.201-34) Finalmente, el intervalo de confianza del estimado se obtiene, usualmente, bajo el supuesto que la variable estimada se distribuye normalmente y se expresa según la relación siguiente en función de la estimación puntual, del error estándar del estimado y de una variable estandarizada normal correspondiente al nivel de significancia del intervalo. Cuando se especifica el intervalo de confianza correspondiente a una significancia del 95%, el valor de z es 1,96.

(Ec. 2B.201-35)


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En la Tabla 2B.201-07 se indica el valor de δ para diferentes períodos de retorno para los modelos normal, log-normal y valores extremos tipo I, suponiendo en este último caso que el tamaño de la muestra es infinito.

Tabla 2B.201-07 Valores del coeficiente δ (Kite,1978) Período retorno 5 10 20 50 100

N y LN 1,1638 1,3497 1,5340 1,7634 1,9249 VE1 1,54568 2,087798 2,637346 3,36841 3,95469

En la Tabla 2B.201-08 se muestran los valores de δ para la distribución Pearson Tipo III para diferentes períodos de retorno y valores del coeficiente de asimetría.

Tabla 2B.201-08 Valores de δ para la distribucion Pearson III

Coeficiente Asimetría

Período de retorno, años 5 10 20 50 100

0,0 1,1698 1,3748 1,6845 2,1988 2,6363 0,2 1,2309 1,4989 1,8815 2,4986 3,0175 0,4 1,2905 1,6227 2,0915 2,8423 3,4724 0,6 1,3492 1,7441 2,3094 3,2209 3,9895 0,8 1,4082 1,8609 2,5303 3,6266 4,5595 1,0 1,4699 1,9714 2,7492 4,0522 5,1741 1,2 1,5382 2,0747 2,9613 4,4896 5,8240 1,4 1,6181 2,1711 3,1615 4,9301 6,4992 1,6 1,7157 2,2627 3,3455 5,3644 7,1881 1,8 1,8374 2,3541 3,5100 5,7827 7,8783 2,0 1,9888 2,4525 3,6536 6,1755 8,5562

2B.201.2.5 Analisis Regional de Crecidas 2B.201.2.5(1) Método del U.S.Geological Survey El método regional de frecuencia de crecidas desarrollado por el U.S. Geological Survey, requiere calcular dos relaciones básicas, que se suponen válidas para todos los puntos ubicados dentro de una región hidrológicamente homogénea. La primera es una curva de frecuencia de crecidas, expresada en forma adimensional y aplicable a los puntos dentro de la zona hidrológicamente homogénea. Esta curva expresa la relación entre una crecida índice o adimensional y el período de retorno, expresando las crecidas máximas como la razón entre la crecida y la crecida media anual. La segunda relación indica la variación de la crecida media anual en función del área de drenaje, o de otras características significativas de la cuenca. En el método del USGS los períodos de retorno de las crecidas se estiman con la expresión propuesta por Weibull y se utiliza el modelo de valores extremos tipo I, ajustando las curvas gráficamente. En este caso la crecida media anual está definida como el valor correspondiente a un período de retorno de 2,33 años. El procedimiento exige verificar que los registros usados puedan considerarse hidrológicamente homogéneos. Este procedimiento se encuentra detallado por Dalrymple en el Manual de Hidrología del U.S. Geological Survey (Dalrymple, 1960).


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2B.201.2.5 (2) Método WAK – PWM

Para aplicar el método WAK-PWM (distribución Wakeby con parámetros calculados mediante momentos ponderados) en una región homogénea, es necesario calcular los cinco primeros momentos de las series anuales de crecidas en cada sitio; normalizar los momentos, dividiendo cada uno de ellos por el primero (crecida media); obtener un estimador regional para los momentos, ponderando los momentos estandarizados de cada sitio por el número de datos de cada uno y, finalmente, estimar los parámetros regionales de la distribución Wakeby válida para la región, utilizando el método de momentos ponderados por probabilidad para los estimadores regionales estandarizados. Los parámetros son estimados resolviendo el sistema de ecuaciones que se obtiene al igualar los primeros cinco momentos de la muestra a los cinco primeros momentos expresados en función de los parámetros de la distribución. Una vez que la distribución de probabilidades regional ha sido calculada, para la estimación de frecuencia de crecidas se requiere del uso de la distribución regional y de una estimación de la crecida media en el sitio. Esta estimación, generalmente se obtiene estableciendo una ecuación de regresión entre la crecida media anual en los lugares con información hidrológica en función de variables explicativas, tales como el área de la cuenca aportante, la pendiente del cauce principal, la lluvia máxima en 24 horas, la latitud, la longitud, la altura media y otras. 2B.201.2.6 Tormentas de Diseño 2B.201.2.6 (1) Medición y registros

La precipitación expresada como altura de agua se mide en forma continua en pluviógrafos o pluviómetros. Los instrumentos son básicamente recipientes estandarizados que recogen la precipitación y la miden por unidad de área en términos de altura. Aquéllos que entregan un registro continuo están equipados con un sistema que indica en forma mecánica o electrónica la precipitación acumulada en función del tiempo. La mayor parte de los datos se recogen en pluviómetros que miden la lluvia acumulada entre las 7 de la mañana del día anterior y las 7 de la mañana del día de la lectura. La mayoría de las estaciones existentes son de propiedad del Instituto Nacional de Meteorología e Hidrología (INAMHI), institución que cuenta con listados de los registros e indican la ubicación de la estación y sus características principales. Previo a usar la información recogida en una de las estaciones es indispensable asegurarse que los registros sean precisos, representativos y confiables. Es necesario ser conscientes que la lluvia medida es una muestra recogida en una pequeña superficie y sujeta a problemas de viento, y exposición debido a la posible obstrucción por árboles, edificios u otros elementos, así como a la precisión intrínseca de los instrumentos utilizados para su recolección y registro. Quien usa la información debe emplear un criterio adecuado y las técnicas recomendadas para asegurar que la información cumpla algunos requisitos mínimos para asegurar su representatividad. La


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recolección y análisis preliminar de la información de lluvias representa una proporción importante del tiempo dedicado al estudio hidrológico. 2B.201.2.6(2) Características principales de las lluvias y de las tormentas de diseño

Una tormenta es un conjunto de intervalos de lluvia producido por una situación meteorológica favorable; el número de horas sin lluvia que separa una tormenta de otra es un valor arbitrario, pero típicamente se supone que lapsos del orden de seis a ocho horas sin lluvia determinan eventos diferentes. Las características principales de este episodio, desde la perspectiva de usar la información para diseñar sistemas de drenaje urbano o rural, son su duración, magnitud total, variación de la intensidad en el tiempo y variación de la lluvia en el espacio. 2B.201.2.6(2) a) Duración

Una de las primeras decisiones de El Consultor es escoger la duración de la tormenta por utilizar, entendiendo por duración al total de intervalos de lluvia. La importancia de la duración de la lluvia es evidente ya que la intensidad media de la tormenta decrece con la duración y el área aportante de la cuenca crece al aumentar la duración de la tormenta. La selección de la duración de la tormenta de diseño está influenciada por factores del clima de la región en estudio y por aspectos propios del área aportante, tales como su tamaño, pendiente y rugosidad superficial. Es usual que la duración de diseño sea igual al tiempo de concentración del área aportante, definido como el tiempo necesario para que la gota más alejada llegue a la salida. Otros criterios tienden a seleccionar duraciones de tormentas más o menos largas, en el rango entre 24 horas y 48 horas, ya que es usual que las crecidas importantes ocurran en temporales de duraciones significativas. Sin embargo, en este caso es necesario tener presente que implícitamente se está incluyendo la probabilidad de ocurrencia de dicha tormenta, valor que se desconoce. 2B.201.2.6(2) b) Magnitud e intensidad

Una vez establecida la duración total del temporal se debe tomar una decisión sobre la magnitud de la lluvia, o total de agua caída durante el temporal. Existe una relación entre duración, magnitud y probabilidad de ocurrencia, la cual normalmente se estudia y se representa en familias de curvas intensidad-duración-frecuencia (IDF) o precipitación-duración-frecuencia (PDF). El efecto de la magnitud de la tormenta se ve enormemente influenciado por la variación temporal y espacial que presenta la intensidad de la lluvia. Es difícil definir lo que se entiende por intensidad representativa, ya que se puede hablar de intensidades máximas, medias, u otros valores que la representen.


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2B.201.2.6(2) c) Hietograma de la tormenta

La distribución en el tiempo de la lluvia total caída durante un temporal es, sin lugar a dudas, un factor primordial en la determinación del escurrimiento de respuesta de la cuenca y, en consecuencia, debe ser considerado en la definición de una tormenta de diseño. Sin embargo, aun cuando es conocida la influencia del hietograma en la forma y magnitud de la onda de crecida, es usual que se proceda utilizando hipótesis bastante simplificadas. Algunos estudios que se pueden consultar para definir distribuciones en el tiempo para las tormentas de diseño son los siguientes:

Huff, F.A. (1967) Time distribution of rainfall in heavy storms. Water Resources Research, Vol. 3, pp 1007-1019.

National Environment Research Council (1975) Flood Studies Report. Whitefriars Press, Londres.

Stappung, C. (1999) Lluvias de Diseño de Sistemas de Aguas Lluvias en Chile. XIV Congreso Chileno de Ingeniería Hidráulica, Soc. Chilena de Ingeniería Hidráulica, 3-5 Noviembre, Santiago.

Varas, E. (1985) Hietogramas de Tormentas de Diseño. VII Congreso Nacional de Ingeniería Hidráulica, Soc. Chilena de Ingeniería Hidráulica,7-9 Noviembre, Concepción.

2B.201.2.6(2) d) Variación espacial La distribución espacial de la tormenta es también un factor de gran importancia en la definición de la tormenta de diseño. Los estudios al respecto han tomado dos enfoques. En algunos casos se han encontrado curvas de igual precipitación considerando como origen el centro de la tormenta y en otros se ha estudiado la variación dentro un área definida. Sin embargo, la obtención de información en relación a la distribución espacial requiere de una red pluviográfica densa. No existen antecedentes sobre estudios de esta índole y en general la red de estaciones no es lo suficientemente densa como para poder abordarlos. Más aún, el problema se ve complicado por la influencia de la topografía en la precipitación. Esta complicación adicional permite eso sí, suponer una variación espacial definida a través de aplicar una relación entre precipitación y altura. 2B.201.2.6(2) e) Probabilidad de ocurrencia

La probabilidad de ocurrencia de una tormenta de diseño es un problema muy difícil de resolver, pues es complejo asociar una probabilidad de ocurrencia a un fenómeno que presenta una variabilidad importante en el espacio y en el tiempo. Adicionalmente, desde el punto de vista del diseño, interesa también relacionar la frecuencia de la tormenta de diseño con la probabilidad de la crecida resultante. Por lo dicho anteriormente, es difícil contar con la información necesaria para caracterizar y


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describir cuantitativamente la tormenta de diseño. Al analizar y estudiar el registro de lluvias es poco probable que se encuentren situaciones similares que permitan definir probabilidades de ocurrencia. Prácticamente todas las tormentas difieren en la distribución espacial, en la variación de la intensidad, magnitud y duración. El segundo problema es también muy complejo porque inciden en él las condiciones de humedad de la cuenca, y sobre este punto se tienen sólo valores índices que describen situaciones en forma cualitativa. Sin embargo, en situaciones de diseño se acostumbra a asociar la probabilidad a la magnitud de la lluvia y suponer que la frecuencia de la crecida es igual a la frecuencia de la lluvia que la origina. Esta suposición adquiere mayor realidad a medida que se alcanzan condiciones de saturación en el área aportante y, por lo tanto, representa una situación conservadora desde la perspectiva del diseño. En consecuencia, la definición de la tormenta de diseño es un problema complejo que se caracteriza por la dificultad de precisar y definir cuantitativamente las características del temporal, de la cuenca, la asignación de probabilidades a la tormenta y a la crecida resultante. El Consultor se enfrenta a este problema en uno de dos escenarios:

Se cuenta con registros pluviográficos representativos del área de interés y del análisis de dichos registros se pueden seleccionar tormentas que representen situaciones adecuadas para el diseño.

La otra situación es bastante usual y corresponde a aquélla en la cual no existen registros adecuados y representativos y El Consultor debe simular tormentas que tengan características similares a los escasos registros del área.

2B.201.2.7 Curvas intensidad-duracion-frecuencia de lluvias El diseño hidráulico de las obras de drenaje requiere el uso de las llamadas curvas intensidad-duración-frecuencia de lluvias (IDF). Estas relaciones presentan la variación de la intensidad de la lluvia de distintas duraciones, asociadas a diferentes probabilidades de ocurrencia, y son necesarias para estimar indirectamente el escurrimiento proveniente de cuencas pequeñas esencialmente impermeables, en función de la lluvia caída. Para determinar estas curvas se necesita contar con registros pluviográficos de lluvia en el lugar de interés y seleccionar la lluvia más intensa de diferentes duraciones en cada año, con el fin de realizar un estudio de frecuencia con cada una de las series así formadas. Es decir, se deben examinar los hietogramas de cada una de las tormentas ocurridas en un año y de estos hietogramas elegir la lluvia correspondiente a la hora más lluviosa, a las dos horas más lluviosas, a las tres horas más lluviosas y así sucesivamente. Con los valores seleccionados se forman series anuales para cada una de las duraciones elegidas. Estas series anuales están formadas eligiendo, en cada año del registro, el mayor valor observado correspondiente a cada duración, obteniéndose un valor para cada año y cada duración. Cada serie se somete a un análisis de frecuencia asociando modelos probabilísticos, así se consigue una asignación de


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probabilidad para la intensidad de lluvia correspondiente a cada duración, la cual se acostumbra a representar en un gráfico único de intensidad vs. duración, teniendo como parámetro la frecuencia o período de retorno. Debe destacarse que formar las series anuales es un proceso largo y laborioso, que involucra el examen cuidadoso de los rollos pluviográficos, la lectura de los valores, la digitación de la información, la contrastación y verificación de los valores leídos con los registros pluviométricos cercanos y el análisis de las tormentas registradas para encontrar los máximos valores registrados para cada una de las duraciones seleccionadas. Para facilitar el trabajo de El Consultor, a continuación se presentan los resultados del último estudio realizado por el INAMHI (Instituto Nacional de Meteorología e Hidrología) de Ecuador el año 1999. Presentándose en la Figura 2B.201-02 la zonificación del país y en la Tabla 2B.201-09 y en la Tabla 2B.201-10 las ecuaciones determinadas para cada una de las 35 zonas identificadas por el indicado estudio. El trabajo elaborado por el Departamento de Hidrometría del INAMHI para la determinación de los valores máximos de intensidades correspondientes a diferentes períodos de retorno utilizó los paquetes estadísticos FLOOD y SAFARHY, desarrollados por la Universidad de Chihuahua (México) y la ORSTOM (Francia) empleando las leyes de distribución Normal, Log Normal, Gama de dos y tres parámetros, Log Pearson III y Type I de Fisher – Tippett o de Gumbel. El análisis se efectuó con la información de 65 estaciones pluviográficas y 113 estaciones pluviométricas distribuidas en todo el territorio nacional. Donde en las ecuaciones representativas: It, Tr intensidad máxima de lluvia con duración t y período de retorno de Tr años, t duración de la lluvia, minutos, Id intensidad diaria para un período de retorno de Tr años (Id = Pd/24), mm/hora. Pd precipitación diaria (precipitación máxima en 24 horas), mm.


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Figura 2B.201-02 Zonificación de intensidades


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Tabla 2B.201-09 Ecuaciones para Zonas 1 a 18


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Tabla 2B.201-10 Ecuaciones para Zonas 19 a 35


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Figura 2B.201-03 Isolíneas de intensidades Id para Tr = 5 años


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Para retornos mayores a 100 años (por ejemplo 200 y 500 años para puentes) se recomienda extrapolar los valores de Id mediante el uso de papel semilogarítmico aplicando el método de Gumbel para las precipitaciones máximas diarias (Pd) registradas en la estación meteorológica representativa para un proyecto vial específico, de tal manera que al graficar dichos valores se obtiene una recta. 2B.201.2.8 Método Racional 2B.201.2.8(1) Procedimiento tradicional

Este método propuesto por Mulvaney en 1850, ha tenido y tiene bastante aplicación para estimar el caudal de diseño en cuencas urbanas y rurales pequeñas, debido a su evidente lógica, aún cuando tiene limitaciones teóricas. Ha sido recomendado para cuencas del orden de 1.000 hás, (10 km2) pero se reportan casos de aplicación a cuencas del orden de 3.000 hás. (30 km2); en consecuencia, la aplicación de este método se limitará a cuencas cuyas áreas no superen las 2.500 hás. (25 km2). Si el área de la cuenca supera los 15 km2 se recomienda subdividir el área aportante en zonas homogéneas. Este método establece que el caudal máximo es proporcional a la lluvia de diseño y al tamaño de la cuenca aportante. Es decir el caudal máximo asociado a un determinado período de retorno se calcula con la siguiente expresión:

(Ec.2B.201-36) Donde: Q caudal en m3/s C coeficiente de escorrentía i intensidad de la lluvia de diseño en mm/h A área aportante en km2

A pesar de la aparente facilidad y simplicidad del método, la determinación adecuada del coeficiente de escorrentía y de la intensidad de la lluvia de diseño, implica un cuidadoso y juicioso análisis en cada caso. La intensidad de la lluvia de diseño corresponde a aquélla con una duración igual al tiempo de concentración del área y con una frecuencia o período de retorno compatible con la importancia y trascendencia de la obra. El tiempo de concentración se define como el tiempo que demora el agua hidráulicamente más alejada en llegar al punto de salida. Su estimación se realiza en base a fórmulas empíricas desarrolladas para distintos casos particulares. Es usual que estas expresiones empíricas al ser aplicadas a una situación particular produzcan resultados bastante diferentes, y El Consultor deberá usar su experiencia y criterio para seleccionar el valor más adecuado. En la Tabla 2B.201-11 se presentan algunas de estas fórmulas. Adoptado una frecuencia o período de retorno y seleccionada la duración de diseño, puede


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estimarse la intensidad de la lluvia recurriendo a la familia de curvas IDF representativas del lugar de interés. El coeficiente de escorrentía depende de las características del terreno, uso y manejo del suelo, condiciones de infiltración y otros factores difíciles de cuantificar. Para elegir el valor más apropiado se recurre a tablas y a la experiencia y criterio de El Consultor. Al aplicar este procedimiento es preciso tener presente sus hipótesis y limitaciones. El método supone que el coeficiente de escorrentía es constante para las distintas tormentas, lo cual es más valedero para tormentas intensas donde una gran parte de la superficie tiende a saturarse y a comportarse como área impermeable. Se supone que la frecuencia de la lluvia de diseño es igual a la frecuencia del escurrimiento máximo, lo cual supone que el coeficiente de escorrentía es constante. Se supone que la situación de lluvia más crítica es aquélla con duración igual al tiempo de concentración. La importancia de esta restricción puede analizarse simulando los caudales estimados para varias situaciones. La estimación del tiempo de concentración mediante fórmulas empíricas extrapoladas a situaciones diferentes a las condiciones en que ellas se derivaron, puede originar errores significativos.

Tabla 2B.201-11 Tiempos de concentración Autor Expresión Observaciones

California Culverts Practice (1942) Tc=56,867(L3/H)0,385 Cuencas de montaña Izzard (1946) Tc=525,28(0,0000276i+c)Ls0,33/(i0,667 S0,333) (1) Experimentos de laboratorio

Federal Aviation Agency (1970) Tc=3,26(1,1-C)L0,5(100S)0,33 Aeropuertos Morgali y Linsley (1965) Tc= 7 Ls0,6 n0,6 / (i0,4S0,3) (1) Flujo superficial

Soil Conservation Service (1975) Tc= 258,7 L0,8 ((1000/CN)-9)0,7 / 1900 S0,5 Cuencas rurales Nota

(1): en estos casos se debe resolver el sistema de ecuaciones para “Tc” e “i” a partir de las curvas IDF del lugar, donde la frecuencia “T” es un dato del problema.- Fuente: Viessman et al (1977), California Highway Manual (1997).- Donde: Tc tiempo de concentración, min Ls longitud de escurrimiento superficial, m L longitud del cauce, km S gradiente, m/m H diferencia de alturas en la cuenca, m i intensidad de lluvia, mm/h C coeficiente de escorrentía CN número de curva (curve number) n rugosidad superficial de Manning 2B.201.2.8 (2) Método racional modificado

Este método es una extensión del procedimiento racional para lluvias que tengan una duración mayor que el tiempo de concentración del área, y tiene como objetivo contar con un hidrograma y no sólo con una estimación del gasto al pico. De esta forma se puede emplear el procedimiento


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racional en situaciones que necesitan hidrogramas, por ejemplo para dimensionar embalses de retención de las aguas lluvia. Se supone que la forma del hidrograma es trapecial con rectas de ascenso y de recesión con duraciones iguales al tiempo de concentración. De esta manera el hidrograma aumenta linealmente hasta alcanzar el gasto máximo para el tiempo igual al de concentración. Luego el caudal permanece constante hasta el instante en que termina la lluvia. La última rama es lineal y el caudal disminuye hasta un valor nulo. Procediendo de esta manera se calculan hidrogramas para diferentes duraciones de lluvia, dado que para cada duración se utiliza la intensidad de lluvia correspondiente a dicha duración seleccionada de la curva IDF. Cuando la duración elegida es igual al tiempo de concentración el hidrograma se transforma en un triángulo isósceles.

2B.201.2.9 Método del Soil Conservation Service Otro procedimiento recomendable para estimar los gastos máximos en cuencas rurales y urbanas, así como en la forma del hidrograma correspondiente, es el desarrollado por el Soil Conservation Service de Estados Unidos, método conocido como procedimiento de la curva número (CN). Esta metodología cuenta con dos etapas o pasos: calcular el volumen escurrido o lluvia efectiva y estimar el caudal máximo y la forma del hidrograma de la crecida.

2B.201.2.9 (1) Determinación del volumen

El volumen escurrido, expresado en unidades de altura de agua (pulgadas), o lluvia efectiva (Q), se calcula en función de la lluvia (P), del potencial máximo de retención de agua (S) y de las pérdidas iniciales (Ia), las cuales se estiman en un 20% del potencial máximo, por medio de la siguiente expresión:

(Ec. 2B.201-37) El potencial máximo de retención de agua es función de la curva número y se calcula como sigue:

(Ec. 2B.201-38) El factor CN o curva número depende del tipo de suelo, de la naturaleza y cobertura del suelo y de las condiciones previas de humedad. El Soil Conservation Service ha publicado extensas y amplias investigaciones sobre este factor y presenta tablas para seleccionar el valor más representativo de cada situación. La Tabla 2B.201-12 incluye las condiciones rurales y urbanas más corrientes.


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En Ecuador aún está pendiente la tarea de investigar los valores de CN para las condiciones locales en Costa, Sierra, Oriente y Región Insular de suelos, cobertura vegetal y condiciones previas de humedad para una mayor precisión en la aplicación del método.

Tabla 2B.201-12 Valores de Curvas Número para áreas rurales y urbanas Cobertura Superficie

Porcentaje impermeable

Grupo de suelo A B C D

Desarrollado: Prados y parques Pasto < 50 % 68 79 86 89 Pasto 50 % - 75 % 49 69 79 84 Pasto > 75 % 39 61 74 80 Areas impermeables: Estacionamientos pavimentados 98 98 98 98 Calles y caminos: Pavimentados 98 98 98 98 Grava 76 85 89 91 Tierra 72 82 87 89 Zonas rurales: Praderas 68 79 86 89 Arbustos y pastos naturales 48 67 77 83 Cultivos en hileras 67 78 85 89 Bosques y praderas 43 65 76 82 Residencial: Sitios de 500 m2 o menos 65 77 85 90 92 Sitios de 1.000 m2 38 61 75 83 87 Sitios de 2.000 m2 25 54 70 80 85 Sitios de 5.000 m2 20 51 68 79 84 Sitios de 10.000 m2 12 46 65 77 82 Areas urbanas en desarrollo: Areas nuevas con poca vegetación 77 86 91 94

La infiltración del terreno varía bastante en función de la permeabilidad del suelo y las condiciones de la superficie. El método distingue 4 tipos de suelos (A, B, C y D). El suelo de tipo A corresponde a suelos arenosos o limo-arenosos con bajo potencial de escurrimiento. Son suelos con buen drenaje y conductividades hidráulicas del orden de 7 mm/h. Los suelos tipo B tienen tasas de infiltración moderadas y son de tipo limoso. Sus conductividades hidráulicas son del orden de 3 a 6 mm/h. Los suelos C tienen baja capacidad de infiltración cuando están saturados y son limos arcillosos con algo de arena. Finalmente los suelos tipo D tienen un alto potencial de escurrimiento y pequeña infiltración. Están formados fundamentalmente por suelos finos arcillosos o limosos, con conductividades hidráulicas del orden de 1 mm/h. 2B.201.2.9 (2) Estimación de la forma y del gasto máximo

El Soil Conservation Service propone también el uso de un hidrograma triangular que se asemeja a una curva de hidrograma adimensional derivado a partir de muchos hidrogramas calculados. Esta simplificación permite estimar el valor máximo del caudal, el tiempo de base y el tiempo al pico, lo cual define totalmente la forma del hidrograma y su valor máximo. Este hidrograma tiene


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una zona de ascenso que corresponde aproximadamente al 37% del volumen escurrido. El tiempo de base y el tiempo al pico se pueden estimar en base al tiempo de concentración de la cuenca. Las expresiones propuestas son las siguientes:

(Ec. 2B.201-39)

(Ec.2B.201-40)

(Ec. 2B.201-41) Donde: qp caudal al pico Tc tiempo de concentración Tb tiempo de la base del hidrograma Tp tiempo al píco Q volumen escurrido expresado en altura de agua Las expresiones anteriores permiten calcular la forma del hidrograma conocido el volumen escurrido y el tiempo de concentración. 2B.201.2.10 Hidrogramas Unitarios 2B.201.2.10(1) Hidrogramas unitarios

Se denomina hidrograma a la curva que expresa la variación del caudal con el tiempo. Esta curva sintetiza la respuesta de la cuenca frente a la acción conjunta de las características geomorfológicas y climatológicas sobre ella. Este hidrograma de escurrimiento puede dividirse en dos componentes principales, la respuesta rápida o escurrimiento directo, y la respuesta lenta asociada al agua subterránea. El primero representa el agua que escurre superficialmente hacia el cauce natural, la cual se incorpora rápidamente al río poco después de la lluvia. El segundo constituye el aporte del agua subterránea a la sección del río que define la cuenca y representa la escorrentía que se mantiene durante el período sin lluvias. Hidrograma unitario es el escurrimiento superficial resultante de una lluvia efectiva de magnitud unitaria (1 mm), de intensidad constante, uniformemente distribuida sobre toda la cuenca y de una duración dada. El concepto fue propuesto por Sherman en 1932 y a la fecha sigue siendo un procedimiento ampliamente utilizado en los estudios hidrológicos. Supone una respuesta lineal de la cuenca frente a distintos estímulos de lluvia y constituye una metodología indirecta y determinística para estimar la escorrentía superficial que produce una lluvia efectiva conocida. En la determinación del hidrograma unitario uno de los mayores problemas es estimar la lluvia


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efectiva, o sea la cantidad de agua que realmente escurre y, por consiguiente, calcular la proporción de la lluvia que se infiltra. Para ello es necesario definir la capacidad de infiltración o cantidad máxima de agua por unidad de tiempo, que el suelo es capaz de absorber bajo ciertas condiciones, la cual, en general, disminuye con el tiempo para una lluvia dada. Un suelo inicialmente seco tiene una alta capacidad de infiltración, y al humedecerse la capacidad de infiltración disminuye, tendiendo a un valor constante. Para estimar la escorrentía a partir de la lluvia se utilizan métodos indirectos, constituidos por tres etapas secuenciales de transformación, cada una de las cuales representa un fenómeno físico del proceso. La primera representa el proceso de infiltración para estimar la lluvia efectiva a partir de la precipitación total, la segunda corresponde a la transformación de la lluvia efectiva en escorrentía directa o superficial, y la tercera requiere estimar la escorrentía subterránea o base para agregar al escurrimiento directo y obtener el hidrograma total. En este contexto, el hidrograma unitario es un modelo determinístico del escurrimiento, y constituye un operador que transforma la lluvia efectiva que cae sobre la cuenca para producir el hidrograma de escurrimiento superficial. Las hipótesis principales del método del hidrograma unitario son las siguientes. En primer lugar, supone que el hidrograma de la crecida correspondiente a una cierta lluvia, refleja todo el conjunto de características físicas de la cuenca (forma, tamaño, gradiente, suelos, vegetación, etc.), las cuales se suponen invariantes en el tiempo. En segundo lugar, supone una distribución homogénea de la lluvia tanto en el espacio como en el tiempo. Por último, supone la constancia del tiempo base del hidrograma unitario para lluvias efectivas de la misma duración, así como la proporcionalidad entre las ordenadas del hidrograma y el volumen escurrido. Las hipótesis anteriores no se satisfacen plenamente en las condiciones reales. En primer lugar hay una variación estacional de la vegetación que puede cambiar la infiltración sustancialmente. El mismo efecto tiene el manejo del suelo en zonas agrícolas. La variación espacial de la lluvia efectiva puede producir cambios apreciables en la forma del hidrograma resultante y, por consiguiente, los hidrogramas unitarios para lluvias de la misma duración, distribución en el tiempo y magnitud, pero de distribución espacial distinta, son diferentes. En cuencas con régimen de precipitación principalmente orográfico, aunque la distribución espacial de la lluvia no sea uniforme, la configuración general se mantiene constante de una tormenta a otra y ello minimiza estos efectos. Lo anterior lleva a limitar la aplicación del método a cuencas con áreas menores de 4.000 km2 (Linsley, 1977) con el fin de conseguir minimizar el efecto de los inconvenientes señalados. En relación a la tercera hipótesis es conveniente, desde el punto de vista práctico, desarrollar hidrogramas unitarios seleccionando tormentas de corta duración, ya que éstas serán en general más intensas y con mayores posibilidades de uniformidad temporal. Al variar la intensidad de la lluvia efectiva en forma importante, tienden a producirse cambios y distorsiones en la forma del hidrograma unitario.


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La cuarta hipótesis establece que el tiempo base del hidrograma de escorrentía directa es prácticamente constante para lluvias efectivas de la misma duración. Es importante recalcar, sin embargo, que el tiempo base de un hidrograma de escorrentía directa es difícil de determinar exactamente, ya que depende del método empleado para separar los componentes del hidrograma. El tiempo base de un hidrograma unitario variará directamente con la duración de la lluvia efectiva, a una mayor duración de la lluvia corresponderá un menor gasto máximo para el mismo volumen unitario de escorrentía. Por ello, teóricamente, es necesario calcular un hidrograma unitario para cada duración posible de lluvia efectiva. Sin embargo, desde un punto de vista práctico, el efecto de las variaciones de duración no es tan significativo y se puede aceptar una tolerancia de +- 25% en la duración establecida para el hidrograma unitario, es decir, si se tiene un hidrograma unitario de una duración de 4 horas, el mismo hidrograma puede ser usado para lluvias efectivas con duraciones comprendidas entre 3 y 5 horas (Espíldora, 1987). La quinta hipótesis se refiere al principio de linealidad o superposición. La teoría del hidrograma unitario supone que las cuencas se comportan como sistemas lineales, es decir las ordenadas homólogas o correspondientes de los hidrogramas de escorrentía directa, son directamente proporcionales a los correspondientes volúmenes de precipitación efectiva. Un hidrograma unitario corresponde, por lo tanto, a un operador lineal que actúa sobre una lluvia efectiva de cierta duración, distribución espacial y temporal, para transformarla linealmente en el hidrograma de escorrentía directa. Esta hipótesis de transformación lineal en estricto rigor no tiene por qué cumplirse, ya que la complejidad y heterogeneidad de las cuencas y su comportamiento variable frente a distintas características del régimen de lluvias, producen en la realidad una transformación no lineal de la lluvia efectiva en escorrentía directa. Desde un punto de vista teórico, las únicas hipótesis necesarias para la teoría general del hidrograma unitario son las de linealidad y las de invariabilidad, no siendo las demás hipótesis tan esenciales al método. Como las características físicas de la cuenca hidrográfica se suponen constantes, (hipótesis de invariabilidad) se puede esperar que tormentas semejantes den origen a hidrogramas unitarios parecidos. Si se calcula el hidrograma unitario en base a una sola tormenta existe una incertidumbre en la estimación, por lo cual es aconsejable promediar varios hidrogramas unitarios provenientes de tormentas que tengan la misma duración. Por ello, para obtener el hidrograma unitario representativo de la cuenca, se calcula el caudal máximo como el promedio de los valores máximos de los hidrogramas unitarios elegidos y el tiempo promedio de los máximos de los hidrogramas unitarios, dibujándose un hidrograma unitario promedio siguiendo la forma de los otros hidrogramas y pasando por el punto máximo calculado. Esta sección describe dos procedimientos para calcular el hidrograma unitario. El primero supone una tormenta de intensidad constante en el tiempo y el segundo es apropiado para tormentas con intensidad variable en el tiempo. Una dificultad para la aplicación de ambos métodos es la obtención de la lluvia efectiva, la cual es esencialmente variable en el espacio y en el tiempo, no contándose normalmente con información suficiente para estimarla adecuadamente.


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2B.201.2.10(1)a) Método convencional El procedimiento convencional, supone que el hidrograma de escurrimiento proviene de una tormenta uniforme de intensidad constante. Por consiguiente, basta con restar del hidrograma de escurrimiento total el flujo base y, posteriormente, calcular el volumen escurrido, representado por el área bajo la curva del hidrograma. Una vez calculado el volumen, se expresa como milímetros escurridos, dividiendo el volumen total escurrido superficialmente por el área de la cuenca aportante y se expresa en mm. El hidrograma unitario se obtiene dividiendo cada una de las ordenadas del hidrograma total por el número de mm escurridos. 2B.201.2.10(1)b) Método matricial Una buena estimación de las ordenadas del hidrograma unitario puede derivarse del sistema de ecuaciones que minimiza la suma de los cuadrados de las desviaciones entre las ordenadas del escurrimiento superficial y las calculadas mediante la aplicación del hidrograma unitario a la lluvia efectiva en los distintos intervalos. El procedimiento se puede plantear en forma matricial y las ordenadas del hidrograma unitario se obtienen como solución de un sistema de ecuaciones, análogo al denominado ecuaciones normales del problema de regresión por mínimos cuadrados. Adicionalmente, en este caso, a la matriz de coeficientes se suma a una matriz identidad amplificada por un factor, con el objeto de amortiguar las oscilaciones que tienden a producirse. Cuando se tienen valores para tiempos discretos de la precipitación efectiva, del caudal superficial observado y de las ordenadas del hidrograma unitario, la relación de convolución se expresa mediante la siguiente sumatoria:

∑ i = 1, , ….n (Ec.2B.201-42)

Donde: Qj caudal observado en instante j pi precipitación efectiva en instante i uj ordenada del hidrograma unitario en instante j Esta relación da origen a un conjunto de ecuaciones lineales para determinar las ordenadas del hidrograma unitario conociendo la lluvia efectiva y el caudal superficial observado. Las ecuaciones pueden presentarse en una forma matricial para facilitar la solución del sistema de ecuaciones (Bruen y Dooge, 1984). En estricto rigor, el número de elementos del vector que representa las ordenadas del hidrograma unitario debe ser igual al número de ordenadas del caudal superficial observado menos el número de intervalos de lluvia efectiva más uno. Así la base del hidrograma unitario será consistente con la duración del hietograma de lluvia efectiva y con el tiempo base del hidrograma superficial observado. En la práctica, el cálculo de las ordenadas del hidrograma unitario se complica debido a errores inherentes a la medición de lluvias y caudales, y debido a las aproximaciones e incertidumbre de


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los métodos para estimar la lluvia efectiva y para calcular el escurrimiento superficial a partir de los registros observados. Si el sistema de ecuaciones fuese absolutamente consistente, bastaría con seleccionar un subconjunto de ecuaciones para encontrar todas las componentes del vector incógnita. Sin embargo, por las razones mencionadas, es necesario contar con un número mayor de ecuaciones y formular un problema de optimización sin restricciones. Una forma típica de obtener una solución a este problema es imponer la condición de minimizar la suma de los cuadrados de los errores entre el caudal superficial observado y el calculado. De esta manera, el vector solución se puede obtener multiplicando el inverso de la matriz PTP por el vector PTQ. Es frecuente que la matriz PTP tenga una condición numérica poco adecuada, lo que tiende a producir inestabilidades y valores negativos en el vector solución, hecho sin una realidad física. Para amortiguar este problema y eliminar las oscilaciones y valores negativos, Kunchment (1967) sugirió incorporar un factor amortiguador en las ecuaciones normales y obtener una solución sesgada, pero estable, de modo que las ordenadas del hidrograma son la solución del siguiente sistema de ecuaciones:

(Ec. 2B.201-43)

En general, existen rutinas de cálculo que resuelven el problema y entregan las ordenadas del hidrograma unitario. 2B.201.2.10(2) Hidrogramas unitarios sintéticos Ante la ausencia de registros hidrométricos, pueden determinarse las características del hidrograma unitario estableciendo una analogía con otras zonas con registros. Así se derivan expresiones empíricas para estimar las propiedades del hidrograma unitario en función de la geometría y topografía de la cuenca. 2B.201.2.11 Modelos de simulación En las últimas décadas han aparecido muchos modelos de simulación del ciclo hidrológico de variado grado de complejidad. El rango va desde el método racional hasta el modelo SHE (Sistema Hidrológico Europeo) desarrollado como un esfuerzo conjunto de grupos de investigación daneses, ingleses y franceses. Este modelo incluye ecuaciones de flujo no permanente en la zona saturada y no saturada del suelo para representar el flujo superficial, y permite reflejar las variaciones espaciales de la precipitación, de la evaporación y de las características de infiltración del suelo. Lamentablemente, por su misma complejidad, requiere información detallada de terreno, la cual normalmente no está disponible. Con el desarrollo y la divulgación de Internet algunas agencias estatales han colocado a disposición de la comunidad profesional y científica los modelos hidrológicos desarrollados, por lo cual la disponibilidad y accesibilidad de ellos ha aumentado en forma significativa. Algunos de los modelos más conocidos se describen brevemente a continuación.


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HYDRAIN, modelo desarrollado en forma conjunta por la Federal Highway Administration y algunas agencias de diferentes estados de Estados Unidos de Norteamérica. El modelo tiene módulos para estimar el escurrimiento de áreas rurales y urbanas. Cuenta para zonas rurales con el método racional, el modelo log-Pearson III, métodos basados en ecuaciones de regresión múltiple y del National Resource Conservation Service. HEC-1 es un modelo desarrollado por el U.S. Corps of Engineers que simula el escurrimiento superficial de una cuenca proveniente de un evento aislado de precipitación. El modelo puede calibrarse si se cuenta con eventos observados de lluvia y escorrentía. Entrega la respuesta de la cuenca, representada por un conjunto de componentes hidráulicos e hidrológicos. HSP es un modelo del ciclo hidrológico que ha sido desarrollado a partir del modelo de Stanford, uno de los primeros modelos del ciclo hidrológico. Necesita como datos de entrada los registros de precipitación horaria y datos diarios de evaporación y caudales medios diarios para fines de calibración. Las versiones más recientes simulan también el transporte de sedimentos, la erosión y el transporte de contaminantes en los ríos. TR-20 y TR-55 son modelos desarrollados por el National Resource Conservation Service de Estados Unidos de Norteamérica que calculan el escurrimiento en una cuenca. Los modelos están basados en procedimientos del tipo de la curva número, descrito previamente en el Numeral 2B.201.2.9. 2B.201.2.12 Aspectos generales de los procedimientos y técnicas hidráulicas La mayor parte de las estructuras hidráulicas que se presentan en una carretera o camino tienen una condición de flujo en conductos abiertos. Este tipo de escurrimiento se caracteriza por tener una superficie libre, es decir sujeta a presión atmosférica como uno de los bordes del escurrimiento. Este hecho complica la solución de los problemas hidráulicos, debido a que la velocidad, altura de agua y caudal son funciones de la gradiente de fondo y de la superficie libre. El escurrimiento en canales o en contornos abiertos se puede clasificar desde diferentes puntos de vista. Dependiendo si las características del escurrimiento (alturas, presiones, velocidades, caudales) varían o no en el tiempo, se habla de escurrimientos permanentes o escurrimientos no permanentes o transientes. Dependiendo de la variación de dichas características en el espacio o a lo largo de la canalización se habla de escurrimientos uniformes y variados. Por último, las variaciones pueden ser graduales o rápidas. Debido a que las variables tiempo y espacio son independientes, las clasificaciones anteriores pueden combinarse y tenerse, por ejemplo, un escurrimiento permanente gradualmente variado. Adicionalmente, dependiendo de la razón entre las fuerzas de inercia, las de gravedad y las viscosas, se pueden distinguir otros tipos de comportamiento. Al considerar la razón entre las fuerzas debidas a la viscosidad del fluido y las inerciales puede definirse el número de Reynolds, y hablarse de flujos laminares, de transición o turbulentos. La mayor parte de los flujos que se producen en las obras viales son turbulentos. Por último si se considera la razón entre las fuerzas de gravedad y las de inercia, se puede definir el llamado número de Froude, dado por Q2L/gΩ3 según se define más adelante, parámetro que permite distinguir entre los flujos de río o subcríticos (F<1,0), los críticos (F=1,0) y los torrenciales o super


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críticos (F >1,0). De acuerdo a su origen los cauces pueden ser naturales o artificiales. Los primeros tienen una sección recta irregular y los segundos son normalmente de sección geométricamente regular, prismáticos y tienen una sección recta de forma rectangular, trapecial, triangular, circular o parabólica. Para calcular las propiedades del escurrimiento en un cauce se deben calcular o expresar algunas características geométricas en función de la altura de agua, o distancia vertical desde el punto más bajo de la sección recta a la superficie libre. Las características de interés son el área (Ω, superficie de la sección recta medida normalmente al flujo), el ancho superficial (L, ancho de la sección recta en la superficie libre), el perímetro mojado (χ, longitud de la intersección de la superficie mojada en el lecho con la sección recta), el radio hidráulico (R, razón entre el área y el perímetro mojado), y la profundidad media o profundidad hidráulica (D, razón entre el área y el ancho superficial). En las corrientes naturales las magnitudes anteriores deben calcularse en función de las coordenadas que definen la sección recta del escurrimiento. Las características de secciones en forma de arco, herradura u ovoides pueden obtenerse de Domínguez (1974). Es usual considerar que la distribución de presiones en la sección recta obedece a la ley de la estática de fluidos, es decir la presión varía linealmente con la profundidad. Este resultado es estrictamente válido cuando las líneas de flujo del escurrimiento son rectas y paralelas. Por otra parte, debido a la presencia de la superficie libre y a la existencia de roce o fricción en el fondo de la canalización, la distribución de las velocidades en la sección recta no es uniforme. La influencia de la falta de uniformidad en la distribución de velocidades, normalmente se toma en consideración introduciendo los coeficientes de Coriolis en la ecuación de energía y de Boussinesq en la ecuación de cantidad de movimiento. Sin embargo, es usual que se suponga que ambos coeficientes tienen un valor unitario.

2B.201.2.13 Escurrimiento crítico Este tipo de flujo se caracteriza por las siguientes propiedades: la energía específica es mínima para un caudal dado (energía por unidad de peso referida al fondo); el caudal es un máximo para un nivel de energía específica dado; la altura de velocidad (V2/2g) es igual a la mitad de la profundidad hidráulica; la velocidad media del flujo es igual a la velocidad de propagación de ondas elementales de traslación y el número de Froude es unitario. En general, la presencia del escurrimiento crítico se refiere a una sección recta específica de la canalización, o sección crítica, sin embargo en ciertos casos se puede dar que un tramo del canal escurra con flujo crítico. El escurrimiento cerca de la condición de energía mínima es inestable y un pequeño cambio en la energía específica provoca un cambio significativo en la altura de aguas, y por consiguiente, en la velocidad del escurrimiento. Por ello, se recomienda que los diseños estén alejados al menos en 10% de la condición de crisis.


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Tabla 2B.201-13 Elementos geométricos en secciones de escurrimiento

No obstante lo anterior, el escurrimiento crítico tiene importantes aplicaciones en la medición del caudal y en el control del flujo. Se aprovecha el escurrimiento crítico para medir el caudal, porque existe una relación bi-unívoca entre la altura del escurrimiento y el caudal. Adicionalmente, cuando se produce escurrimiento crítico la sección aísla el escurrimiento de variaciones que se produzcan hacia aguas abajo, ya que la crisis separa los escurrimientos de río de los de torrente. En el escurrimiento crítico, las alturas de agua y las velocidades medias están ligadas por la condición de que el número de Froude sea unitario, lo cual implica que se cumplan las relaciones siguientes entre el caudal (Q), el ancho superficial (L), el área de sección (Ω) y la aceleración de gravedad (g):

(Ec. 2B.201-44)


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y

(Ec. 2B.201-45) luego:

(Ec. 2B.201-46) Dado que el área y el ancho superficial son funciones de la altura de aguas, la expresión anterior entrega una relación entre la altura de aguas y el caudal. Las condiciones críticas se obtienen al establecer la relación anterior para las diversas secciones analizadas en la Tabla 2B.201-13 adjunta. 2B.201.2.14 Escurrimiento uniforme El flujo uniforme se desarrolla cuando las fuerzas de fricción en el lecho de la canalización, que son aquéllas que se oponen al movimiento, se equilibran con la componente paralela al fondo de las fuerzas de gravedad, que son aquéllas que producen el movimiento. En estos casos la velocidad media y la altura de agua permanecen inalteradas a lo largo de la canalización y la pendiente de la línea de energía es paralela al fondo del conducto. Por consiguiente el flujo uniforme se caracteriza por cumplir con las siguientes propiedades:

a) La profundidad, área de la sección recta, velocidad media y caudal son constantes en cada sección del canal.

b) La línea de energía, la gradiente del eje hidráulico y la gradiente de fondo son paralelas.

El escurrimiento uniforme se puede dar en canales prismáticos y en flujo permanente. En estricto rigor es raro que se produzca en canales naturales por las variaciones de la sección recta, pero se alcanzan estas condiciones en forma aproximada. En el escurrimiento uniforme la velocidad media (V) cumple la llamada ecuación de Manning con el área de la sección (Ω), el radio hidráulico (R), la gradiente de fondo (i) y el coeficiente de rugosidad de Manning (n):

(Ec. 2B.201-47)

La elección del coeficiente de rugosidad adecuado requiere de experiencia y del conocimiento de los factores que influyen en este valor. Influyen el tamaño y forma de las partículas del fondo del lecho, la vegetación, la sinuosidad del cauce, el arrastre de sólidos, los obstáculos al escurrimiento, la forma y tamaño de la sección, la altura de aguas y el gasto. Existen tablas y referencias que ayudan al Consultor a elegir el valor más adecuado (Chow, 1964).


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Una vez seleccionado el coeficiente de rugosidad, conocido el caudal y la forma de la sección recta, la expresión anterior permite calcular la altura de aguas y las demás propiedades de la sección. 2B.201.2.15 Flujo gradualmente variado 2B.201.2.15 (1) Planteamiento de las ecuaciones Se entiende por movimiento permanente gradualmente variado (MPGV) aquél en el cual las condiciones de escurrimiento (sección, velocidad media) son constantes en el tiempo, pero varían en forma paulatina a lo largo de la canalización, de modo que rija la ley hidrostática en cada sección. Las principales hipótesis para establecer las ecuaciones que rigen este tipo de escurrimiento son: Las pérdidas de carga (o la gradiente de la línea de carga) se puede estimar como si el

movimiento fuera uniforme utilizando las fórmulas de Chezy, Manning u otros. Aún cuando este hecho no está demostrado, la práctica y la validación experimental han confirmado su uso.

El cauce es prismático, siendo en consecuencia, constante la forma y alineación del lecho. Gradiente del canal pequeña, lo que implica que la vertical y la altura de agua coinciden,

por lo tanto no hay factores de corrección para la presión ni incorporación de aire en el escurrimiento.

La forma de la distribución de velocidades en las distintas secciones es constante, de modo que el coeficiente de energía cinética o de Coriolis se mantiene constante.

El factor de rugosidad es constante y no depende de la altura de agua. Considerando el coeficiente de Coriolis constante y una gradiente de fondo pequeña, de modo que la altura de agua medida verticalmente sea igual a la altura perpendicular al fondo, se puede expresar la energía por unidad de peso y su variación a lo largo de la canalización. En este caso, la variación de la carga total (energía por unidad de peso) según la dirección del flujo referida a un plano horizontal es:

(

)

(Ec. 2B.201-48) Esta derivada es igual, con signo negativo, a la pérdida de carga por unidad de longitud, y corresponde a la gradiente de la línea de carga (J). Reemplazando en la expresión anterior la variación del fondo en función de la gradiente y la variación de la velocidad en función de variaciones en el caudal (Q), se obtiene la ecuación básica que, una vez integrada, entrega las variaciones de la altura de agua (h) con la dirección del flujo. Interviene en la ecuación además el área (Ω), el ancho superficial (L) y la aceleración de gravedad (g).


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(Ec. 2B.201-49)

2B.201.2.15(2) Trazado del eje hidráulico

Consiste en integrar la ecuación del movimiento permanente gradualmente variado de tal forma de conocer, en cualquier punto de la corriente, la altura de agua con que ésta escurre para un gasto dado en un lecho de forma conocida. Para el trazado de un eje hidráulico se acostumbra seguir la siguiente pauta:

Dibujar el perfil longitudinal del canal distorsionando las escalas vertical y horizontal. Dado que un canal es una obra esencialmente lineal se deberá tener una escala vertical mucho mayor que la horizontal para hacer apreciables las fluctuaciones del eje hidráulico.

En el perfil longitudinal se deben diferenciar los distintos tramos que se presentan, calculándose las respectivas alturas normales y críticas procediéndose a graficarlas en el perfil. Estos tramos deberán ser suficientemente largos, de tal manera que no constituyan una singularidad.

Ubicar posibles secciones de control, entendiéndose como tales aquellas secciones donde la altura de agua depende de consideraciones distintas a las del movimiento gradualmente variado y que determinan puntos conocidos del eje hidráulico. Para los tramos en gradiente fuerte se ubicarán controles aguas arriba y para tramos en gradiente suave los controles se ubicarán aguas abajo.

Una vez separados los tramos, se traza cualitativamente el eje hidráulico, pues se conocerá el tipo de perfil en cada caso ayudándose de los puntos de control.

El cálculo propiamente tal se efectúa por alguno de los métodos que se verán a continuación, calculándose en cada tramo las alturas de agua asociadas a cada punto para un gasto dado. Para el cálculo del eje hidráulico se han desarrollado diversos métodos, los que se pueden clasificar como métodos gráficos, de integración directa y numéricos.

2B.201.2.15(2)a) Puntos de control y puntos de partida Los puntos de control y de partida constituyen condiciones de borde para la integración de las ecuaciones. Las secciones de control o puntos de control son aquellas secciones en que la altura de agua se calcula por consideraciones distintas a la ecuación del movimiento gradualmente variado. Los puntos de partida inicial son aquellas secciones de control en que independiente de lo que pase aguas arriba o aguas abajo producen una altura conocida del eje hidráulico, es decir representan los únicos puntos desde los cuales puede comenzar el cálculo. Los puntos de partida secundarios son puntos de control en los cuales su comportamiento hidráulico depende del eje hidráulico en otros puntos y que, en consecuencia, se transforman en puntos de partida una vez que se conocen las condiciones que influyen en su funcionamiento. (Por ejemplo, existe una compuerta con resalto rechazado o ahogado). En general, los puntos de control están ligados a singularidades en el cauce. Estas imponen al


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escurrimiento un comportamiento especial, afectando las alturas de agua en las inmediaciones. Comparadas con el canal tienen longitudes despreciables y para los efectos del eje hidráulico representan un punto en el perfil y su comportamiento hidráulico se rige por consideraciones distintas a la del MPGV. Entre las situaciones más típicas pueden citarse los ensanches y estrechamientos ya sean bruscos o paulatinos, las compuertas, los vertederos, o cualquier obra especial que resulte de la combinación de varias de ellas. Uno de los tipos de secciones de control interesantes y que no constituyen una singularidad propiamente tal, son las secciones donde se producen el cambio de gradiente o rugosidad del lecho, o ambas, entre dos tramos consecutivos de un canal de idéntica forma. Desde el punto de vista hidráulico en estas secciones solo se produce un cambio en la altura normal al pasar de un tramo a otro. Se define gradiente suave cuando la altura normal es mayor que la altura crítica y gradiente fuerte es aquella cuya altura normal es menor que la altura crítica. Si se supone que los tramos que siguen y anteceden a la sección de cambio son lo suficientemente largos como para que no existan otras interferencias, se pueden presentar los siguientes casos:

de gradiente suave a más suave; de gradiente suave a menos suave; de gradiente suave a fuerte; de gradiente fuerte a menos fuerte; de gradiente fuerte a más fuerte; y de gradiente fuerte a suave.

Para determinar la altura que impone una sección de este tipo basta considerar el hecho que los ríos dependen de aguas abajo y los torrentes sólo de aguas arriba. De tal manera que cuando en el primer tramo hay una pendiente suave la altura de agua en la sección de control la impone el tramo de aguas abajo. Cuando en el segundo tramo hay una pendiente fuerte la altura la impone el tramo de aguas arriba. 2B.201.2.15(2)b) Métodos de cálculo para el trazado del eje hidráulico Existen varios procedimientos para calcular el trazado de un eje hidráulico una vez que se ha analizado su forma general y determinado los puntos de control y partida. Estos métodos pueden ser analíticos, gráficos o numéricos. Sin embargo, hoy en día prevalecen los enfoques numéricos para integrar la ecuación diferencial. Existen diversos métodos que permiten integrar en forma numérica la ecuación del MPGV. La aplicabilidad o conveniencia de cada uno depende de las características de la situación particular a resolver. Los métodos de integración numérica más utilizados son el directo por etapas y el método por etapas fijas. (b1) Método directo por etapas. Este método es especialmente aplicable al caso de canalización de características regulares, con pendiente y sección transversal constante, que es el caso típico de los canales. Básicamente en él se trata de obtener en cada etapa del cálculo la


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distancia a la cual se produce una altura de aguas determinada. Si se considera un tramo de canal con dos secciones separadas entre sí una distancia Dx, las pérdidas por fricción en el tramo se evalúan multiplicando la distancia entre las secciones consideradas por la pendiente promedio de la línea de energía en el tramo. En consecuencia, la diferencia entre las energías por unidad de peso entre las dos secciones está relacionada con la distancia entre ellas, la caída del fondo (i) y la caída promedio de la línea de energía (Jm):

(Ec. 2B.201-50) Ecuación que permite calcular la distancia ∆x desde una sección con características conocidas hasta otra en que se produce una altura de agua también conocida (h2).

El procedimiento por seguir consiste en lo siguiente:

Comenzar el cálculo en una sección cuyas características del escurrimiento sean conocidas (sección de control) y avanzar hacia donde esa sección de control ejerce su influencia.

Calcular en esa sección la energía específica requerida al fondo, H1, y la gradiente de la línea de energía, según la ecuación de Manning (J1).

Darse una altura de agua arbitraria de acuerdo a la tendencia del eje hidráulico y calcular para esa altura la energía específica, H2, y la gradiente de la línea de energía J2.

Calcular la gradiente de la línea de energía promedio en el tramo, (Jm). Encontrar la distancia entre las dos secciones mediante la ecuación:

(Ec. 2B.201-51) Si la distancia es positiva se habrá avanzado hacia aguas abajo y si es negativa hacia aguas arriba. En general, para variaciones pequeñas de la altura de agua, el cálculo ∆h es inherentemente impreciso, ya que corresponde a una pequeña diferencia entre números relativamente grandes (H1- H2) y por lo tanto es conveniente calcularla como el producto de la diferencia entre las alturas de agua y el número de Froude promedio en el tramo. (b2) Método de etapas fijas. Este método básicamente consiste en calcular la cota de agua que tiene el eje hidráulico a una distancia determinada y fija de una sección conocida. En estas condiciones es un método que se adapta fundamentalmente al cálculo de ejes hidráulicos en canalizaciones de sección irregular y en cauces naturales, donde sólo se conocen las propiedades de las secciones ubicadas a distancias fijas y determinadas. Es corriente en los lechos naturales tener información de las características de la sección en algunas estaciones, y suponer que ellas son representativas del cauce en esa zona. Para estos casos en lugar de calcular la altura de agua en cada sección es preferible determinar la cota del eje hidráulico referida a un sistema horizontal fijo. El problema básico se puede plantear en los siguientes términos: para un gasto dado se conoce en


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una sección del cauce la cota del eje hidráulico y se desea conocer la de una sección contigua. En todas las secciones es posible calcular el área, perímetro, perímetro mojado y radio hidráulico en base a la información del perfil transversal. Se supone conocido también el coeficiente de rugosidad del lecho. El procedimiento es por aproximaciones sucesivas siguiendo el siguiente esquema general:

En la sección inicial (1) se conocen las características del escurrimiento y, por lo tanto, la cota de la línea de energía (H1) y su gradiente (J1)

(Ec.2B.201-52)

(Ec.2B.201-53)

Darse un valor de prueba para la cota del eje hidráulico en la sección 2, (z2 + h2) con el cual es posible calcular las propiedades del escurrimiento en esa sección en base a la información del perfil correspondiente. Se calcula:

(Ec.2B.201-54)

(Ec.2B.201-55)

Calcular y comprobar los valores de la cota de la línea de energía en base a la altura de agua y en base a la pérdida de energía en el tramo.

(Ec.2B.201-56)

(Ec.2B.201-57)

Si ambos valores coinciden el cálculo es el correcto, si no se debe probar con otro valor para la cota del eje hidráulico en la sección 2.

Con el objeto de evitar demasiados tanteos hasta dar con el valor correcto (aquél para el cual las energías coinciden), Henderson (1966) propone calcular la corrección de la altura de agua en la segunda sección en función del error de las energías (He).el número de Froude en la sección 2 (F2),


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la distancia entre las secciones, el radio hidráulico (R2)y la pendiente de la línea de energía (J2) en la segunda sección.

(Ec. 2B.201-58) 2B.201.2.16 Singularidades Las singularidades en conductos abiertos constituyen un caso de flujo rápidamente variado. En este tipo de flujo existe una curvatura pronunciada de las líneas de flujo. Se producen cambios importantes en la altura de aguas y en la velocidad en un corto trecho, caracterizándose en general este tipo de escurrimiento por una gran turbulencia. El escurrimiento rápidamente variado se caracteriza por:

La curvatura de las líneas de flujo es pronunciada, por lo que no se puede suponer que exista una distribución hidrostática de presiones en la sección recta.

Los cambios de velocidad y altura ocurren en una pequeña longitud, por lo cual los efectos de fricción en el lecho no son importantes y generalmente no se consideran en el análisis.

Las características del flujo quedan básicamente determinadas por la geometría de la transición y por el tipo de flujo.

Los coeficientes de Coriolis y de Boussinesq son en general mayores que uno, dado que las velocidades varían bruscamente, pero no se pueden determinar con exactitud.

Las zonas de separación, torbellinos y vórtices que se producen, tienden a distorsionar el flujo y los perfiles de velocidad. En algunos casos fijan los límites del escurrimiento, independientemente de los bordes físicos.

Las mayores pérdidas de energía se producen en situaciones donde hay una desaceleración de la corriente y no en los casos de aceleración o aumento de la velocidad.

En los métodos de análisis del flujo rápidamente variado se pueden distinguir tres casos: se aplica el principio de conservación de energía en aquellos casos en que es posible determinar las pérdidas de energía; se usa el principio de cantidad de movimiento o el de momenta cuando es posible calcular las fuerzas externas aplicadas sobre el volumen de control y, por último, muchos casos se resuelven por métodos experimentales que se generalizan aplicando los principios de análisis dimensional y semejanza hidráulica. Los principales casos de flujo rápidamente variado incluyen los resaltos hidráulicos en lechos rectangulares, trapeciales y circulares en gradientes horizontales con y sin cambio de gradiente; los vertederos de pared delgada, gruesa, laterales y curvos; las compuertas planas, de sector o laterales; los cambios de sección, ya sea de forma, ensanches, estrechamientos bruscos o paulatinos, los ensanches bruscos o paulatinos, las gradas de bajada o subida, etc. El tratamiento de los múltiples casos que pueden presentarse escapan al alcance de este Manual, pero se pueden consultar en los libros de Domínguez (1974), Chow (1959) y Henderson (1966),


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además de algunos manuales de diseño preparados por el Bureau of Reclamation y el Corps of Engineers de Estados Unidos de Norteamérica. 2B.201.2.17 Estructuras especiales 2B.201.2.17 (1) Restricciones y obstrucciones Estas singularidades consisten en una reducción brusca del ancho de la sección recta, similar a la que puede producirse con las pilas de un puente. La obstrucción es similar al concepto anterior, pero se producen dos o más secciones parciales. El efecto que tiene esta reducción de la sección en el escurrimiento depende de la geometría de la singularidad, del caudal que escurre y del tipo de flujo. El fenómeno no tiene una solución analítica, pero se han encontrado soluciones particulares por medios experimentales. Cuando el flujo es tranquilo, de río o sub-crítico, la restricción de la sección produce un remanso que se desarrolla hacia aguas arriba de la singularidad. En la sección contraída del escurrimiento puede o no existir una sección de control con escurrimiento crítico, dependiendo de la relación entre la energía específica normal y la crítica. Cuando el escurrimiento es de torrente, la constricción afecta solamente en la zona cercana a la singularidad. En este tipo de singularidades las mayores pérdidas de energía se concentran en la zona donde la sección se expande, posteriormente a la restricción. Chow (1959) y Domínguez (1974) entregan gráficos para resolver diferentes geometrías y casos particulares de restricciones de sección. 2B.201.2.17 (2) Alcantarillas

Las alcantarillas constituyen casos especiales de restricción de la sección recta, y cuentan además con una contracción de la sección a la entrada. El flujo en una de estas estructuras es complejo y depende de la geometría de la entrada, de la forma de la alcantarilla, del largo, de la gradiente y rugosidad, de las condiciones del escurrimiento a la entrada y a la salida. Por ello existen experiencias de laboratorio y de terreno para determinar las condiciones del flujo. Diversos investigadores americanos como Yarnell, Nagler, Woodward, Mavis, Straub, Morris, Shoemaker, Clayton y otros, han estudiado numerosos casos que cubren la mayoría de las situaciones de la práctica. El escurrimiento en una alcantarilla ocurre a boca llena cuando la salida está sumergida, o bien cuando la carga a la entrada es alta y la alcantarilla es larga. El escurrimiento será con sección parcial cuando la carga a la entrada es menor que un valor crítico, siempre que la salida no esté sumergida. Este valor crítico es del orden de 1,2 ó 1,5 veces la dimensión de la altura total de la alcantarilla. Para efectos prácticos se acostumbra a distinguir 6 casos o tipos de escurrimiento diferentes. Salida sumergida (tipo 1), salida no sumergida, con carga a la entrada mayor que el valor crítico y alcantarilla larga (tipo 2); salida no sumergida, carga a la entrada mayor que el valor crítico y alcantarilla corta (tipo 3); carga a la entrada menor que el valor crítico con altura de aguas a la salida mayor que la altura crítica (tipo 4); carga a la entrada menor que el valor crítico con altura de aguas a la salida menor que la altura crítica en pendiente suave (tipo 5) y carga a la entrada


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menor que el valor crítico con altura de aguas a la salida menor que la altura crítica con pendiente fuerte (tipo 6). Los primeros dos casos constituyen situaciones de flujo a presión o en conducto cerrado y los otros son casos de escurrimiento en conductos abiertos. En el tipo 3 la alcantarilla actúa como un orificio, con un coeficiente de gasto que varía entre 0,45 y 0,75. En los últimos tres casos la alcantarilla actúa como un vertedero con coeficientes de gasto entre 0,75 y 0,9 dependiendo de las condiciones a la entrada. 2B.201.2.17(3) Puentes

El flujo bajo un puente constituye también un caso de restricción de la sección, el cual ha sido estudiado experimentalmente por diversos investigadores. Yarnell ha efectuado un cuidadoso análisis de la literatura técnica al respecto y ha efectuado también numerosos experimentos en laboratorio. Las expresiones más utilizadas son las de Nagler y las de D’Aubuisson. La fórmula de Nagler entrega el caudal (Q) en función de un coeficiente empírico, el ancho de la sección contraída (b2) la altura de aguas abajo (y3), la velocidad de aguas abajo (V3), la pérdida de energía (h3), la velocidad aguas arriba (V1) y dos coeficientes empíricos (β, θ). El coeficiente empírico θ disminuye cuando la contracción disminuye, normalmente tiene un valor del orden de 0,30. El coeficiente β varía con la razón de estrechamiento (b2/b1). La expresión de Nagler es la siguiente:

√ (

)√(

)

(Ec. 2B.201-59) La expresión propuesta por D’Aubuisson es:

√

(Ec. 2B.201-60)

Tabla 2B.201-14 Coeficientes de contracción KN y KA

Forma de la pila

Razón de estrechamiento 0,90 0,80 0,70

KN KA KN KA KN KA Rectangular 0,91 0,96 0,87 1,02 0,86 1,02 Extremos semicirculares 0,94 0,99 0,92 1,13 0,95 1,20 Extremos triangulares 0,95 0,94 0,92 Par de cilindros 0,91 0,89 0,88 Forma lenticular 0,95 1,00 0,94 1,14 0,97 1,22


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2B.201.2.18 Fenómenos de transporte de sedimentos, procesos fluviales y métodos de análisis El desarrollo de este tema tiene como objetivo definir la terminología y establecer las definiciones y conceptos básicos utilizados comúnmente en los estudios de transporte de sedimentos y de hidráulica y mecánica fluvial. En lo específico se aborda la caracterización de los sistemas fluviales y cursos naturales atendiendo a la identificación y clasificación de los distintos tipos de cauces, lo cual depende de su morfología y del material del cual está constituido su lecho. Además se incluye la descripción de los fenómenos de transporte de sedimentos y procesos asociados que ocurren tanto a nivel de cuenca, como aquéllos que se originan debido a la interacción directa entre el material constitutivo del lecho y el escurrimiento. Se caracterizan asimismo los procesos de erosión y sedimentación de los suelos de una cuenca y los fenómenos de transporte de sedimentos y los procesos asociados de socavación y sedimentación que se verifican en un cauce. Finalmente se incluyen descripciones detalladas de los diferentes tipos de enfoques y métodos utilizados para el estudio de los fenómenos de transporte de sedimentos, acompañados de comentarios de cada uno y comparaciones entre ellos. Todo lo que se presenta en esta sección constituye el fundamento conceptual general que sustenta los procedimientos y técnicas de hidráulica y mecánica fluvial que se describen en el Volumen N° 2 Sección 2B.202.7 del Manual NEVI-12-MTOP. 2B.201.2.18(1) Sistemas fluviales y los cauces naturales

Se define a continuación la terminología y se plantean las definiciones básicas utilizadas para caracterizar los distintos tipos de cauces, dependiendo de su gradiente y del material constitutivo de su lecho, sea éste sedimento granular, grueso o fino, o sedimento cohesivo. Se incluyen en estas definiciones algunas de las características geomorfológicas más comunes asociadas a cada uno de los tipos de cauces. Los materiales que conforman los lechos de los ríos son en general sedimentos que abarcan un amplio rango de tamaños en variadas proporciones, incluyendo: arcillas, limos, arenas, gravas, bolones y fragmentos de roca. A lo largo de los cauces estos materiales tienden a distribuirse ordenados espacialmente por rangos de tamaños dominantes, generalmente con una tendencia hacia la disminución de dichos tamaños y un aumento de la redondez de sus partículas en la medida que aumenta la distancia desde las cabeceras a las desembocaduras. Por ejemplo, los sedimentos que dominan típicamente en las desembocaduras de los ríos en el mar son las arenas y limos, en cambio en sectores montañosos y conos de deyección dichos sedimentos abarcan tamaños mayores y de mayor dispersión granulométrica, desde fragmentos de roca y gravas angulosas hasta arenas y finos, con un tamaño medio más cercano al representativo de las fracciones gruesas de la distribución. En general pueden diferenciarse tres zonas según el comportamiento sedimentológico de los ríos. Una primera zona corresponde a la de producción de los sedimentos, la cual se ubica en la zona de la cabecera de la cuenca, en donde tanto el cauce principal como los afluentes poseen gradientes altas y alta capacidad de arrastre de los sedimentos; morfológicamente estos cauces


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pueden ser de sinuosidad baja a media, dependiendo de la constitución geológica de los suelos. La segunda es una zona de transferencia de los sedimentos, la cual se caracteriza por gradientes intermedias con lechos escasamente sinuosos o bien trenzados cuando existe una tendencia a formar depósitos inestables de material, como en los conos de deyección. La tercera corresponde a la zona de almacenamiento o acumulación de los sedimentos en donde las gradientes y velocidades del escurrimiento son más bajas, por lo que el material fino tiende a depositarse aquí. Son cauces de sinuosidad media a alta que pueden derivar en la formación de meandros. Atendiendo al material predominante del cual están constituidos sus lechos y a las características morfológicas asociadas, para fines de la ingeniería los cauces pueden ser descritos como sigue: 2B.201.2.18(1)a) Cauces de lechos constituidos por sedimentos granulares finos o arenosos Corresponden a cursos naturales que se desarrollan en zonas de llanura de baja gradiente o sectores cercanos a desembocaduras al mar o a lagos costeros que influencian el escurrimiento hacia aguas arriba, por lo que el flujo se desarrolla peraltado y a bajas velocidades. Debido a esto el material fino tiende a depositarse formando bancos de arena e islas, siendo este tipo de material característico de estos sectores. El cauce presenta en general riberas bajas y poco definidas, y planicies aluviales que son inundadas durante las crecidas. Los lechos arenosos son lechos móviles que se caracterizan por deformarse con el paso del agua generando ondulaciones de fondo, cuyas formas y características dependen del tamaño del sedimento, de las propiedades físicas del agua (densidad y viscosidad) y de las propiedades mecánicas del escurrimiento (velocidad, altura, etc). La presencia de las ondas sedimentarias en un lecho arenoso es determinante en el comportamiento hidráulico y mecánico fluvial, pues condiciona la resistencia al escurrimiento del lecho y, por lo tanto, la pérdida de carga. Los cauces con lechos móviles se denominan cauces aluviales. En algunos cauces, producto de las bajas gradientes de las llanuras y de la constitución geológica de los suelos en que se desarrollan, se generan meandros los que se caracterizan por una sucesión de curvas más o menos regulares y periódicas, conectadas por tramos relativamente rectos conocidos como cruces o atraviesos. En las curvas el escurrimiento tiende a socavar la orilla externa, produciéndose un avance natural de la curva tanto hacia aguas abajo como hacia afuera. El material socavado es depositado en una proporción importante, en los cruces o en el lado interno de la siguiente curva, formándose de este modo dunas o barras que tienden a avanzar hacia el interior del cauce y hacia aguas abajo, todo lo cual se traduce en un proceso de migración del meandro. 2B.201.2.18(1)b) Cauces de lechos constituidos por sedimentos granulares gruesos Corresponden a los cursos naturales que se desarrollan en las zonas de cabecera y medias de las cuencas. Poseen mayores gradientes que los cauces arenosos por lo que las velocidades del escurrimiento son más altas y los sedimentos constitutivos del lecho son típicamente de granulometría extendida, con predominio de las fracciones de material más grueso incluyendo fragmentos de roca, bloques, bolones y grava gruesa con partículas más angulosas en la medida que


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se alcanzan las zonas de cabecera. Debido a las altas velocidades que desarrolla el escurrimiento, el material más fino (gravas finas, arenas, limos y arcillas) es arrastrado con mayor facilidad hacia las zonas más bajas, produciéndose una tendencia a mantener en el lecho el material de mayor tamaño, el cual normalmente forma una capa de material uniforme y grueso conocida como coraza. Por lo anterior, los sectores de gradientes altas corresponden a sectores generadores o productores de sedimentos y los sectores de gradientes medias corresponden a sectores de transferencia. Los lechos con sedimentos gruesos se deforman en barras o se mantienen relativamente planos, por lo que la pérdida de carga está determinada principalmente por la aspereza de los granos de sedimento. Cuando la altura del agua relativa al tamaño del sedimento es pequeña se está en presencia de un flujo macrorrugoso. Esto sucede típicamente en los torrentes de montaña. Los cauces con este tipo de lechos pueden considerarse cauces aluviales o cauces de lecho fijo dependiendo de la inestabilidad del lecho. Estos cauces pueden presentarse con escasa sinuosidad para los niveles de aguas máximas, confinados por riberas rocosas o de alta resistencia a la erosión. Para niveles bajos se desarrollan barras que hacen que la línea de máxima profundidad de las secciones (thalweg) oscile a lo ancho del lecho. En general, los cauces rectos constituyen un estado transicional que precede a los cauces con meandros o a los cauces trenzados. Los cauces no confinados tienden a desarrollar brazos con facilidad y a evolucionar hacia un cauce trenzado. Un cauce trenzado se caracteriza principalmente por el ancho de sus secciones de escurrimiento, la indefinición de sus orillas y la inestabilidad general del lecho ocasionada por los cambios rápidos y aleatorios que se producen especialmente durante las crecidas. El escurrimiento se desarrolla en varios brazos, los que tienden a converger y diverger en forma repetida a lo largo del valle. 2B.201.2.18 (1)c) Cauces de lechos constituidos por sedimentos cohesivos Los suelos constituidos por materiales cohesivos que forman el cauce de un curso natural se caracterizan por formar conglomerados consolidados, en que las fuerzas de unión entre partículas son principalmente de origen electroquímico. Los cauces que poseen lechos de este tipo admiten inicialmente flujos con mayores velocidades (antes de que las fuerzas de roce rompan la estructura del suelo), en comparación a velocidades equivalentes que movilizan material granular de granulometría fina o gruesa. Sin embargo, una vez que la estructura del suelo cede, éste colapsa en forma abrupta y masiva. Los cauces donde el lecho presenta material cohesivo se ubican generalmente en depósitos glaciares (morrenas) y en desembocaduras o entradas de agua afectadas por mareas. Al estudiar el comportamiento de materiales cohesivos desde el punto de vista del transporte hidráulico, interesan fundamentalmente las propiedades relacionadas con las partículas en conjunto y no individualmente. Quedan incluidas dentro de esta categoría la adhesión entre partículas, la resistencia al corte del material, la composición granulométrica de la fracción


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gruesa, la composición mineral del aglutinante y el índice de plasticidad. Adicionalmente a la clasificación de cauces arriba descrita se han propuesto diversas otras clasificaciones que enfatizan algunos aspectos más específicos y que por lo mismo, permiten establecer diversas subcategorías de ríos atendiendo a distintos aspectos. Entre éstas cabe mencionar la de Culbertson, Young y Price, la cual considera aspectos como los siguientes:

Variabilidad del ancho de cauces. Complejidad del trenzamiento. Sinuosidad general del cauce. Lagunas remanentes de meandros en planicies de inundación. Desplazamiento lateral del cauce o avance de meandros. Altura de bordes o riberas. Rellenos ribereños naturales. Planicies aluviales. Cobertura vegetal de orillas.

2B.201.2.18 (2) Fenómenos de transporte de sedimentos y procesos asociados

En el presente párrafo se describe la mecánica del transporte de sedimentos vinculada a los fenómenos de erosión o sedimentación, y socavación o depósito. El objetivo de esta descripción es mostrar las diferentes formas que caracterizan la remoción, transporte y depósito de los sedimentos en los suelos de una cuenca y en sus cursos de drenaje. 2B.201.2.18 (2)a) Procesos de erosión y sedimentación

Los procesos relacionados con la erosión y sedimentación pueden tener gran importancia en obras hidráulicas. En efecto, existen dispositivos, obras y sistemas hidráulicos en los que el sedimento juega un rol fundamental, pues muchas veces éste no sólo determina su diseño y dimensionamiento, sino además tiene incidencia directa en su operación. Por este motivo resulta importante disponer en la práctica de medios que permitan cuantificar el volumen de sedimento a que darán origen procesos naturales o acelerados de erosión.


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Figura 2B.201-03 Clasificación de ríos según Culbertson et al (1967)


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Se utiliza el término sedimentación para denominar genéricamente los procesos de erosión, transporte y depósito que caracterizan el desprendimiento y movimiento natural de sedimentos en una cuenca o en un curso natural. Dado que el proceso erosivo constituye el origen mismo de la


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sedimentación, es usual muchas veces utilizar como sinónimo de sedimentación también la palabra erosión. De este modo, se entiende tácitamente que en ausencia de erosión los restantes procesos, y por lo tanto la sedimentación misma, son inexistentes. En términos generales, la erosión es el desprendimiento o arranque de partículas del suelo y su movilización a lugares distintos de los de origen, por efecto aislado o combinado de las fuerzas asociadas al escurrimiento del agua, al viento o a la gravedad. Al superar las fuerzas resistentes al movimiento del sedimento a las fuerzas motrices que lo solicitan, se produce el depósito de las partículas, las que pueden mantenerse en el lugar donde quedaron o ser nuevamente removidas y transportadas. En el primer caso, al permanecer un tiempo largo inmóviles, el conjunto de partículas experimenta un proceso de compactación o densificación paulatina debido a la acción del peso de otras partículas o del mismo fluido. Un proceso típico de compactación ocurre en los embalses donde el sedimento depositado se va acumulando a lo largo del tiempo. La erosión puede ser natural o acelerada. En el primer caso existe un equilibrio dinámico caracterizado por una tasa de formación del suelo por descomposición de rocas similar a la tasa de remoción, siendo este proceso relativamente lento. La erosión acelerada, en cambio, se caracteriza por un rompimiento de este equilibrio natural lo que se manifiesta a través de una pérdida creciente de suelo que no se ve compensada por la formación de nuevo suelo. En problemas que atañen más propiamente a la ingeniería fluvial, los sedimentos se clasifican atendiendo a su origen en dos grupos, que desde el punto de vista de su remoción y transporte presentan diferentes comportamientos: sedimentos que tienen su origen directo en los suelos de la cuenca y sedimentos que provienen directamente del cauce aluvial. 2B.201.2.18(2)b) Procesos de erosión y sedimentación en los suelos de una cuenca Los sedimentos que provienen de la superficie de la cuenca aparecen en los cursos naturales junto con la escorrentía superficial. Corresponden a materiales finos, usualmente en el rango de arenas finas, limos y arcillas, que se encuentran presentes en el lecho sólo en cantidades menores. Se ha sugerido utilizar el límite 10% (en peso) para diferenciar estos materiales de los propiamente constitutivos del lecho. En la terminología del arrastre de sedimentos se utiliza el término inglés “washload” o carga de sedimento asociada al lavado de los suelos de la cuenca, para denotar al material que proviene de la erosión de la cuenca. Entre los factores que condicionan los procesos de erosión, transporte y sedimentación a nivel de cuenca, se incluyen la gradiente del terreno, el régimen de precipitaciones, la cobertura vegetal, las formaciones superficiales y los factores antrópicos, o sea, factores ligados a la actividad del hombre, tales como actividad agrícola, pecuaria, industrial, minera, etc. Desde el punto de vista de los principales agentes que intervienen en él, es posible distinguir tres grandes procesos en la naturaleza: el hídrico, el eólico y el de remoción en masa. El primero dice relación con la acción fundamental que ejerce el agua y puede subdividirse a su vez en erosión pluvial, erosión por escurrimiento difuso, erosión por escurrimiento difuso intenso, erosión laminar y erosión por escurrimiento concentrado o lineal. El segundo proceso está vinculado a la acción


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del viento, en tanto el tercero a la acción combinada de la gravedad y del agua, principalmente. La erosión pluvial se debe al impacto de las gotas de lluvia que desprenden partículas de suelo, dejándolas disponibles para el transporte; este impacto también produce una compactación e impermeabilización parcial del suelo por sellado de los poros superficiales. La erosión por escurrimiento difuso está asociada a la formación de hilillos de agua que siguen cursos convergentes y divergentes los cuales producen desprendimiento local de material y su posterior transporte a cortas distancias. Ocurre incluso bajo la cubierta vegetal, pero en este caso su capacidad de remoción de suelo es limitada. La erosión por escurrimiento difuso intenso corresponde a una intensificación del proceso anterior, en el cual los hilillos se convierten en pequeños cursos que recorren distancias mayores, llegando incluso a profundizarse con lluvias posteriores. La erosión laminar se produce cuando el suelo se encuentra saturado o impermeabilizado en forma de una lámina. Se genera en zonas desprovistas de cubierta vegetal, preferentemente en regiones de clima semiárido y su acción se traduce en un raspado casi uniforme de la superficie del suelo. La erosión por escurrimiento concentrado o lineal ocurre cuando los hilos de agua tienen capacidad de arrastre suficiente como para transformarse en surcos o cárcavas que se profundizan con cada lluvia. Contrariamente a lo que sucede con la erosión difusa, la erosión concentrada aporta gran cantidad de material y de variada granulometría. Los procesos de erosión eólica ocurren en regiones muy secas durante períodos suficientemente largos que permiten que las partículas pierdan su cohesión, o en suelos granulares no cohesivos, como en el caso de dunas en zonas costeras o desérticas. En general la existencia de una cobertura vegetal aminora o impide la erosión eólica.

Los procesos de remoción en masa corresponden a desplazamientos o movilizaciones masivas de material debido a la acción sísmica o a la gravedad, sobre suelos saturados o semi-saturados que han perdido resistencia. Los procesos de remoción en masa incluyen movimientos rápidos (flujos de barro y detritos, derrumbes, desprendimientos, desplomes) y movimientos lentos (reptación y solifluxión). 2B.201.2.18(2)c) Procesos de socavación y sedimentación en los cauces aluviales Los sedimentos que provienen del lecho y del cauce de inundación son movilizados por el agua, proceso que va íntimamente asociado con las características hidráulicas del curso. Estos materiales son el resultado de la continua interacción entre el lecho móvil y el escurrimiento. Por su origen, en la literatura inglesa se ha adoptado el término “bed material load” o “bed load” para denotar la carga de sedimento o gasto sólido de fondo que tiene su origen en el material movilizado por el flujo desde el lecho, el cual da origen a los procesos de socavación y sedimentación de cauces aluviales.


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Se define como socavación al descenso local que experimenta un lecho móvil con respecto a su nivel natural, debido a un desbalance localizado entre la capacidad erosiva de una corriente y el suministro de sedimento en una zona específica. Este descenso afecta a pilas y estribos de puentes, como a toda estructura cuya fundación esté inserta en un lecho móvil en que se produzca este desbalance. Los tipos principales de socavación pueden agruparse en las siguientes categorías: Socavación general en estrechamientos naturales o artificiales durante el paso de una crecida.

Estos estrechamientos se pueden producir en la sección de emplazamiento de un puente (por la presencia de terraplenes de acceso y estribos), en obras de encauzamiento o bien en secciones naturalmente más angostas de un río.

Socavación local al pie de obras como, por ejemplo, pilas, estribos, punta de espigones o muros guiadores, barreras, etc.

Socavación natural localizada debido a variaciones en las condiciones de escurrimiento, asociadas con los procesos fluviales naturales como transporte de sedimentos, migración de ondas sedimentarias (dunas, rizos, etc.) y desplazamiento lateral de cauces.

Degradación del lecho debido a alteraciones en el equilibrio sedimentológico de un río, por ejemplo por la interrupción del arrastre desde aguas arriba causada por la implantación de una presa o una barrera.

La socavación local debida a la presencia de un puente puede ocurrir por las siguientes causas:

Debido a la contracción local causada por los estribos y pilas del puente que significan mayores velocidades locales del escurrimiento y, por lo tanto, mayor capacidad localizada de arrastre. Esta mayor capacidad es suplida por el material proveniente del lecho en las vecindades de la contracción, lo cual se traduce en socavación de la sección (socavación general).

Por la obstrucción que representan para el escurrimiento los estribos y pilas, lo cual genera torbellinos locales que aumentan la capacidad erosiva del flujo en torno a estas estructuras.

Por la obstrucción producida por enrocados u obras destinadas a proteger localmente estructuras contra la socavación. La práctica de amontonar roca suelta en torno a pilas, como elementos de protección, puede resultar contraproducente al generarse grandes hoyos de socavación en particular en las cercanías de las pilas.

Debido a alteraciones en el patrón local del escurrimiento (cambios de dirección y aceleramiento) producidas por las pilas, los estribos o los terraplenes de acceso al puente. Estas alteraciones son características de cauces inestables con tendencias a la oscilación transversal, los cuales por no haber sido encauzados mediante obras especiales tienden a ser modificados por la presencia de puentes.

Como ya se mencionó anteriormente, los cauces aluviales experimentan descensos locales de su lecho o la erosión de sus riberas, los que constituyen fenómenos atribuibles a procesos fluviales naturales. Entre los fenómenos de socavación natural más importantes cabe citar los siguientes:

Socavación en curvas y estrechamientos. Durante el paso de las crecidas tiende a producirse un mayor arrastre de material en el lado exterior de las curvas y en las secciones más estrechas y al no existir una alimentación desde aguas arriba compatible con este mayor


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arrastre, se origina una profundización localizada del lecho, es decir, socavación local. Avance de ondas sedimentarias. Producto del transporte de los sedimentos, los lechos

móviles se deforman en ondas cuasi-periódicas las cuales presentan características que dependen del tamaño del sedimento y de las condiciones físicas del agua y mecánicas del escurrimiento. Estas ondas tienen distintas formas y comportamientos y han sido identificadas como rizos, dunas, rizos sobre dunas, antidunas, sistemas formados por sucesiones de pozas y rápidos, y barras alternadas. La migración de estas ondas hace aparecer localmente al lecho como descendiendo, una vez que ha pasado la cresta de la onda de crecida.

Socavación de riberas y migración lateral de cauces. Pese a que localmente estos fenómenos pueden aparecer como aleatorios, muchas veces los cambios que experimenta el cauce obedecen a procesos de largo plazo como formación de valles, migración de meandros, etc. El problema se presenta agudizado en ríos jóvenes, con cauces trenzados e inestables que escurren en pequeños y múltiples canales sin deformación significativa durante los períodos de estiaje, pero que tienden a migrar u oscilar lateralmente en forma brusca durante las crecidas.

Se entiende por degradación al descenso paulatino que experimenta un lecho aluvial cuando se producen alteraciones en el equilibrio sedimentológico de un río. Las siguientes son posibles causas de degradación:

Implantación de una presa. Cuando se construye una presa, conjuntamente con el embalse de agua se atrapa sedimento. Al realizar entregas controladas de agua al río, la capacidad de arrastre del agua limpia descargada genera un déficit que es suplido por sedimento proveniente del lecho que no se repone, lo cual conduce a una profundización del cauce.

Dependiendo de los caudales en el río, de la morfología del cauce y de la granulometría del sedimento, el proceso puede tomar varios años o decenas de años hasta que se vuelve a una nueva situación de equilibrio.

Entrega o restitución localizada de caudales. Si en una sección de un río se realizan entregas concentradas de caudal, a partir de ese punto se aumenta la capacidad de arrastre de ese río. Si los aportes de sedimento de aguas arriba al punto de entrega no aumentan, se genera una profundización gradual o degradación que cambia la gradiente del lecho.

Explotación de áridos. La explotación no controlada o no planificada puede producir degradación tanto hacia aguas arriba como hacia aguas abajo de la zona de extracción de material.

Remoción de un control natural de niveles del lecho. El perfil de equilibrio de un río puede ser alterado durante faenas de regularización de cauces, por ejemplo cuando se elimina un afloramiento rocoso o se modifica un control natural del lecho. En ese caso puede producirse degradación aguas arriba del control o socavación regresiva.

Modificación en las secciones de la desembocadura de un río, producida por ejemplo por el descenso permanente de los niveles de agua de un lago que influencian las condiciones del escurrimiento hacia aguas arriba.


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2B.201.2.18(2)d) Movimiento elemental de las partículas y modos de transporte El sedimento que transporta una corriente se compone de material de diversos orígenes. Desde un punto de vista mecánico se acostumbra a diferenciarlos atendiendo a su forma de transporte en dos grupos: sedimentos transportados en suspensión y sedimentos transportados por el fondo. Los materiales más finos son transportados en suspensión por fluctuaciones turbulentas del escurrimiento, proceso que se caracteriza matemáticamente como uno de difusión. Los sedimentos gruesos, en cambio, son transportados por arrastre de la corriente manteniendo un contacto continuo, aunque intermitente, con el lecho. Tal como lo indica su nombre, en el transporte de sedimentos en suspensión las partículas más finas tienden a permanecer suspendidas dentro del medio fluido en movimiento, debido a la acción de fuerzas de origen turbulento, cuyas magnitudes son suficientes como para contrarrestar el peso sumergido de dichas partículas. La velocidad que adquieren las partículas en su movimiento en suspensión es prácticamente la velocidad local del flujo en todo punto. Por otra parte, en el transporte de sedimentos por el fondo las partículas tienden a mantener un contacto continuo e íntimo con el lecho granular. Se da en general para las partículas de mayor tamaño, en las que el peso sumergido sobrepasa a las fuerzas hidrodinámicas de sustentación. El movimiento se efectúa por la acción de fuerzas hidrodinámicas de arrastre, que son preferentemente en la dirección del escurrimiento. Este movimiento se caracteriza por ser intermitente; las partículas se mueven y se detienen continuamente. Los períodos de reposo son en general mucho mayores que los de movimiento. Sin embargo, a medida que aumenta la capacidad de arrastre del flujo, estos períodos de reposo se van haciendo cada vez menores. En general, la velocidad media de movimiento de las partículas es mucho menor que la del flujo, por lo que puede despreciarse frente a esta última. En este modo de transporte se distinguen tres tipos de movimientos básicos o elementales: rodante, resbalante o deslizante y saltante. El movimiento rodante consiste en el avance de las partículas por medio de una rotación en torno a un punto de contacto, lo cual es generado por un torque local. El movimiento resbalante ocurre cuando las partículas al ser movilizadas se encuentran apoyadas sobre una superficie suficientemente plana de modo que no existe un punto de apoyo en torno al cual rotar. El tercer tipo corresponde a lo que se denomina saltación; en este tipo de movimiento las partículas son elevadas transitoriamente desde el lecho por la turbulencia del flujo para luego volver a él, lo que se traduce en saltos intermitentes que alcanzan unos pocos diámetros de partícula. Es un movimiento que se da principalmente en flujos gaseosos o de aire, pero siempre se da en flujos de agua bajo ciertas condiciones. En el caso de corrientes de agua, el transporte de saltación se observa en los escurrimientos a superficie libre llamados macrorrugosos, donde el tamaño del sedimento es grande en relación a altura de la corriente, lo cual es característico de los flujos torrenciales en lechos pedregosos.


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En la práctica, los movimientos descritos anteriormente no se presentan aisladamente sino en forma combinada, resultando altamente improbable que una partícula movilizada por la corriente tenga solamente uno de los tipos de movimiento indicados, siendo la forma principal o predominante del movimiento el de saltación. En el caso de partículas en suspensión, la trayectoria de las partículas es en gran medida aleatoria, puesto que su movimiento depende de las fluctuaciones turbulentas del flujo. Por otro lado, si las partículas se mueven rodando, resbalando sobre el lecho o saltando, su trayectoria también es de naturaleza aleatoria, pero ello tiene relación también con los choques con otras partículas del lecho. En el caso de la saltación esta trayectoria además es balística. La distinción entre los movimientos por el fondo y suspensión es compleja y difícil de hacer, especialmente cuando se trata de las partículas de menor tamaño. Desde el punto de vista matemático sin embargo, es importante hacer una diferenciación en tal sentido, puesto que el transporte de fondo constituye una condición de borde de las ecuaciones diferenciales que describen el movimiento en suspensión de las partículas sólidas. 2B.201.2.18(3) Tipos de análisis hidráulicos - mecánicos fluviales

En lo que sigue se describen los distintos tipos de modelamiento utilizados en la actualidad para representar y reproducir los procesos mecánico e hidráulico fluviales que tienen interés en ingeniería civil. En general puede señalarse que los ríos aluviales (con lecho móvil) son de naturaleza variable y que, en lapsos relativamente cortos, pueden experimentar cambios significativos en su profundidad, ancho, alineamiento y estabilidad. Los mayores cambios en un río se deben en general a fenómenos como la degradación, sedimentación y migración lateral. Tanto la naturaleza, con los fenómenos antes señalados, como el hombre, a través de la intervención de cauces y riberas, generan frecuentemente cambios en un río que pueden dar inicio a respuestas que se propagan en tiempos variables, a distancias importantes tanto hacia aguas arriba como hacia aguas abajo del punto de intervención. Un desarrollo apropiado del uso de los ríos y de sus recursos de agua requiere de un conocimiento completo y profundo del sistema y de los procesos que lo afectan. Estos objetivos pueden ser alcanzados mediante una comprensión adecuada de los procesos físicos que gobiernan las respuestas de un cauce a través de la utilización de técnicas de modelación. Básicamente es posible distinguir tres tipos de análisis de los fenómenos relacionados con la hidráulica y mecánica fluvial: aquéllos basados en la modelación teórica-empírica, en la modelación numérica y en la modelación física.


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2B.201.2.18(3)a) Modelación teórica – empírica Este tipo de modelación se refiere a la utilización de fórmulas o métodos de cálculo desarrollados a partir de un análisis teórico, semi-empírico o empírico, de fenómenos específicos relacionados con el transporte de sedimentos y la hidráulica de cauces naturales o canales aluviales. El cálculo que se deriva de este tipo de análisis está destinado a estimar las magnitudes que toman las variables que caracterizan el fenómeno en estudio. La mayor parte de las fórmulas o métodos de cálculo se pueden evaluar sin necesidad de recurrir al uso de recursos computacionales costosos, pero en algunos casos es conveniente programar los métodos para agilitar los cálculos. En ningún caso se requiere resolver ecuaciones diferenciales. Por otro lado, la mayoría de las fórmulas y métodos de cálculo, principalmente aquéllos más antiguos, son exclusivamente empíricos, lo cual hace necesario poner atención a las condiciones para las cuales fueron desarrollados con el fin de evitar su aplicación a condiciones muy distintas. En general, se recomienda desconfiar de fórmulas o métodos que no trabajen en términos de parámetros adimensionales. Es común que modelos alternativos para un mismo fenómeno entreguen magnitudes de las variables que lo describen extremadamente distintas. Los modelos más recientes son casi todos del tipo semi-teóricos. Es decir, tienen una base teórica sólida, pero requieren de la calibración de ciertos parámetros o coeficientes a partir de resultados obtenidos en estudios de laboratorio o de terreno. Por tal motivo para estos modelos resulta conveniente verificar que los rangos de las variables para las cuales el modelo fue desarrollado, coincidan o no difieran significativamente con aquéllos de las condiciones para las cuales se requiere aplicarlo. Dentro de los fenómenos que pueden cuantificarse utilizando este tipo de modelación pueden mencionarse fenómenos relacionados con aspectos hidráulicos tales como:

Coeficiente de rugosidad y pérdida de carga en cauces bajo condiciones de lecho fijo, rugoso y macrorrugoso.

Pérdidas de carga y propiedades del flujo en torno a singularidades tales como pilas y estribos de puentes, estrechamientos y expansiones, gradas y obras hidráulicas en general.

También se emplean modelos semi-teóricos en la cuantificación de fenómenos relacionados con aspectos de transporte de sedimentos, tales como:

Condiciones de arrastre incipiente o de iniciación del arrastre o arrastre crítico. Estabilidad de cauces aluviales. Estabilidad de enrocados. Resistencia hidráulica de cauces aluviales (lecho móvil) con presencia de ondas

sedimentarias. Condiciones de incorporación de sedimento en suspensión o suspensión incipiente. Tasas de arrastre de sedimento: gasto sólido en suspensión, gasto sólido de fondo y gasto

sólido total. Socavación generalizada en cauces. Socavación local en torno a obras hidráulicas: en pilas y estribos de puentes, al pié de


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descargas, compuertas, vertederos, saltos de esquí, descargas de canales y alcantarillas, etc. Degradación de cauces y socavación o erosión regresiva. Sedimentación de cauces y de obras de embalse y de retención de sedimentos.

2B.201.2.18(3)b) Modelación numérica Este tipo de modelación se refiere a la utilización de ecuaciones diferenciales para describir las variaciones espaciales y/o temporales de las características del flujo y/o de la geometría del lecho en cauces naturales, ante condiciones permanentes o transitorias de la corriente. Prácticamente en todos los casos las ecuaciones diferenciales deben resolverse recurriendo a métodos numéricos, tales como diferencias finitas, elementos finitos, volúmenes finitos, etc. Los modelos numéricos utilizados pueden ser en una, dos o tres dimensiones y son aplicables a condiciones sólo permanentes, o bien permanentes y transitorias. Los modelos numéricos pueden considerar condiciones de lecho fijo o móvil (cauce aluvial).

Modelos numéricos unidimensionales: Los modelos unidimensionales se utilizan en cauces bien definidos, relativamente rectos, donde sólo interesa describir la variación longitudinal a lo largo del tramo de cauce analizado, del flujo y/o la elevación del lecho. Los modelos unidimensionales para el flujo resultan de promediar las ecuaciones de continuidad y cantidad de movimiento en la sección de escurrimiento. Se plantean a partir de las llamadas ecuaciones de Saint-Venant, que son fundamentalmente ecuaciones de onda larga, las cuales requieren una relación de cierre que corresponde a una ley de resistencia del flujo. Con este objeto se suele utilizar la ecuación de Manning, la cual se supone válida también para condiciones de flujo gradualmente variado no obstante haberse desarrollado para flujo uniforme. En casos de lechos con sedimentos gruesos o de rugosidad relativa alta, puede ser necesario considerar explícitamente la influencia de dicha rugosidad para determinar la resistencia hidráulica, lo cual ocurre usualmente en cauces de montaña. En lechos arenosos (cauces aluviales) la resistencia hidráulica está determinada por las ondas sedimentarias del tipo de rizos, dunas o antidunas. En estos casos se deben incluir en el cálculo de la pérdida de carga relaciones de resistencia apropiadas. En la actualidad uno de los programas más utilizados para calcular ejes hidráulicos es el desarrollado por el Corp of Engineers de Estados Unidos denominado HEC-RAS.

Modelos numéricos bidimensionales: Los modelos bidimensionales pueden ser de dos tipos: los que permiten resolver la ecuaciones que gobiernan el flujo en un plano vertical orientado longitudinalmente, es decir, describen la estructura vertical del flujo, y aquellos otros que lo hacen en las direcciones transversal y longitudinal, promediando las propiedades locales del flujo en la vertical.

Los modelos bidimensionales que se aplican al estudio de la estructura vertical del flujo, se emplean cuando se requiere conocer la distribución de velocidades en torno a obras hidráulicas u obstáculos que presentan homogeneidad transversal. También se utilizan en casos en que el flujo es impulsado por los esfuerzos de corte inducidos por el viento en la superficie libre o en que el flujo se presenta estratificado en la vertical, por ejemplo en el caso de estuarios. Estos modelos


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requieren un modelo de cierre de la turbulencia para estimar el valor de los esfuerzos turbulentos de Reynolds. Eventualmente, estos modelos pueden usarse en conjunto con la ecuación unidimensional de continuidad de sedimento para modelar problemas de socavación local al pie de obras u obstáculos con homogeneidad transversal. Los modelos bidimensionales aplicados al estudio de la estructura transversal del flujo, se utilizan en cauces anchos con características no homogéneas en la dirección transversal. Es el caso, por ejemplo, de cauces trenzados con presencia de islas, o cauces con variabilidad alta del ancho y de la geometría de las secciones transversales. Es el caso también de flujos en torno a obstáculos u obras hidráulicas que usan parte de la sección de escurrimiento, como por ejemplo, espigones, estribos de puentes, etc. Este tipo de modelos se utiliza cuando se requiere conocer la distribución en la transversal de las velocidades medias del flujo, la distribución de caudales asociada, las corrientes de circulación horizontal existentes, etc.

Modelos numéricos tridimensionales: Los modelos tridimensionales resuelven las ecuaciones de Reynolds en tres dimensiones (ecuaciones de Navier-Stokes y de continuidad promediadas sobre la turbulencia). Ello requiere modelar los esfuerzos turbulentos o de Reynolds, para lo cual existen varias alternativas. La más usual es recurrir a modelos que estiman dichos esfuerzos a partir de la viscosidad de remolinos, la cual se determina mediante la resolución de ecuaciones de transporte para la energía cinética turbulenta y la tasa de disipación de dicha energía.

Los modelos anteriores son modelos promediados sobre la turbulencia. No obstante, existen también modelos que permiten resolver totalmente la turbulencia o, al menos, parte de su espectro. Estos modelos son los llamados de Simulación Numérica Directa y de Simulación de Grandes Vórtices. Este último permite resolver sólo parte del espectro de la turbulencia, por lo que es menos demandante en cuanto a recursos computacionales que el primero. Si bien la Simulación Directa no tiene aún aplicaciones ingenieriles, la Simulación de Grandes Vórtices está comenzando a ser aplicada en problemas relevantes para la ingeniería civil y es probable que en el futuro se convierta en la generación siguiente a los modelos k- en la simulación numérica en hidráulica fluvial. La calibración de un modelo numérico involucra la evaluación y modificación de relaciones complementarias a las ecuaciones básicas, basadas en datos de terreno y/o en datos teóricos, por ejemplo para lograr que el modelo reproduzca el comportamiento histórico del sistema o río modelado. 2B.201.2.18(3)c) Modelación física Este tipo de modelación se refiere al estudio experimental en modelos físicos a escala de obras hidráulicas. En el pasado, antes del advenimiento de la modelación numérica tridimensional en el ámbito ingenieril, la modelación física constituía la única forma de afinar los diseños de obras hidráulicas complejas. Desde el punto de vista del diseño de obras hidráulicas, los modelos físicos se utilizan para


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perfeccionar el diseño de obras de importancia, cuando dichas obras presentan una complejidad en su geometría o en cuanto a sus condiciones de operación, tal que los métodos de cálculo tradicionales no permiten realizar el diseño con seguridad. Los estudios en modelos físicos son relativamente caros y de larga duración y, por lo tanto, su utilización se justifica cuando el presupuesto del estudio en modelo es una fracción pequeña del presupuesto de construcción de la obra prototipo. La selección de la escala de un modelo físico es el aspecto más importante en este tipo de estudios. Desde el punto de vista de la economía del estudio (disponibilidad de espacio de laboratorio, caudales de alimentación y facilidad en la operación del modelo), conviene seleccionar una escala tal de lograr un modelo lo más pequeño posible. Por otro lado, desde el punto de vista de la semejanza dinámica que debe cumplir el modelo, la escala debe propender al modelo de mayor tamaño posible. La selección de la escala se realiza primero identificando en el prototipo las principales fuerzas que determinan el comportamiento del flujo, lo cual implica identificar los principales parámetros adimensionales que gobiernan el problema en estudio. La semejanza dinámica se logra si en el modelo y en el prototipo dichos parámetros adimensionales conservan el mismo valor. Debe comprobarse además que el flujo ocurra en el mismo régimen hidrodinámico en el modelo y en el prototipo, evitando por ejemplo que en el modelo los efectos viscosos y de tensión superficial alcancen una importancia relativa alta si en el prototipo ellos son despreciables. En el caso de modelos físicos de obras en cauces naturales, lo usual es utilizar la semejanza del número de Froude, verificando que el régimen de escurrimiento en el modelo sea turbulento e hidrodinámicamente rugoso. Los modelos pueden ser geométricamente similares o distorsionados. En este último caso se introduce un factor de distorsión entre las escalas horizontales y verticales, de manera de ampliar las variaciones verticales de los perfiles transversales del cauce. La distorsión se introduce principalmente en el caso de cauces muy anchos, con relaciones entre la altura de escurrimiento y el ancho del cauce muy pequeñas. Por otro lado, los modelos pueden ser de contorno fijo o de lecho móvil. En el caso de modelos con contorno fijo, un problema importante lo constituye la semejanza de la resistencia hidráulica, particularmente la reproducción a escala de la rugosidad originada por las partículas de sedimentos. Aún cuando se logre reproducir el tamaño del sedimento a escala, no es posible conseguir la semejanza de la resistencia hidráulica dado que ella no sigue la condición de semejanza de Froude. Por este motivo es necesario agregar elementos de rugosidad adicionales al lecho, lo que implica realizar una calibración de manera de reproducir la relación caudal-nivel de escurrimiento existente en el prototipo. Para ello se debe contar con mediciones de terreno de dicha relación, las cuales son normalmente complementadas con resultados de modelación numérica de ejes hidráulicos, de modo de extrapolar los resultados de terreno hacia condiciones de crecida no medidas en el prototipo. Los modelos de lecho móvil o con transporte de sedimento orientados al estudio de cauces aluviales, pueden ser de dos tipos: (1) de contorno fijo y con alimentación de sedimento de modo de formar un lecho de pequeño espesor; (2) de contorno completamente móvil formado por un lecho de material granular. En el último caso, la modelación es compleja dado que en la naturaleza las


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riberas del cauce tienden a tener propiedades geomecánicas distintas a las del lecho, las cuales les dan una mayor estabilidad y resistencia a la erosión. Desde este punto de vista es casi imposible realizar modelos con el contorno completamente móvil y en la práctica se opta por rigidizar al menos las riberas, de modo de fijar el cauce de acuerdo a la topografía del prototipo. La reproducción a escala de los fenómenos de transporte de sedimento es otro problema de los modelos físicos con lecho móvil, dado que la reproducción a escala de la curva granulométrica no asegura en si semejanza del transporte de sedimento. Ello debido a que dichos procesos de transporte no necesariamente siguen la semejanza de Froude, a menos que las partículas en el prototipo sean suficientemente gruesas de modo que los procesos viscosos sean despreciables, tal como ocurre usualmente en el prototipo, con excepción del caso de lechos muy finos. Más allá de ello, incluso en lechos de granulometría gruesa no es posible reproducir a escala las fracciones más finas de la curva granulométrica, las cuales en ríos de montaña corresponden al 20% en peso o más del material del lecho. Esto dificulta la adecuada reproducción en el modelo de la interacción de los distintos tamaños de partículas que conforman el lecho. Por lo mismo, los procesos de transporte de sedimentos en suspensión son prácticamente imposibles de reproducir adecuadamente en el modelo. En el caso de lechos de sedimento fino siempre es necesario recurrir a una distorsión en el tamaño del sedimento, dado que es imposible conseguir sedimento granular no cohesivo extremadamente fino. Dicha distorsión usualmente se compensa utilizando material granular con una densidad inferior a la del sedimento natural. Un análisis dimensional, un razonamiento físico y una inspección del problema son acercamientos esenciales para la selección de los criterios de similitud que gobiernan el problema si el uso de más de un criterio resulta necesario. Para establecer las similitudes entre un prototipo y un modelo físico a escala deben cumplirse dos condiciones básicas:

Para cada punto, tiempo y proceso en el prototipo, debe corresponder un único punto, tiempo y proceso en el modelo.

La razón de correspondencia entre magnitudes físicas del prototipo y el modelo es constante para cada tipo de variable.

Si el prototipo es grande puede ser necesario usar un modelo distorsionado. En un modelo distorsionado la escala vertical del modelo es usualmente más pequeña que la escala horizontal y en tal caso la rugosidad del modelo debe ser mucho más grande que la del prototipo, en orden de disipar una cantidad relativamente más grande de energía en un río. Basado en todo lo anteriormente expuesto, puede decirse que la modelación física es una herramienta muy útil para el diseño de obras hidráulicas insertas en cauces naturales pero, tal como en la modelación numérica, hay que tener conciencia que ella representa sólo una aproximación a la realidad. Desde el punto de vista de las propiedades del flujo, el estudio en modelos físicos entrega en la mayoría de los casos, resultados suficientemente precisos que permiten diseñar adecuadamente las obras hidráulicas analizadas. Por otro lado, desde el punto de vista de los procesos de transporte de sedimento, sin embargo, la precisión de los resultados de un modelo físico es probablemente inferior, lo cual significa que los resultados que pueden


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obtenerse con él tienen un valor más bien cualitativo, pero que sin embargo pueden contribuir significativamente a mejorar el diseño de las obras estudiadas. Dadas las dificultades de la modelación numérica en este tipo de problemas, la modelación física sigue siendo una herramienta importante y valiosa para el diseño de obras hidráulicas complejas o de importancia insertas en cauces naturales con lecho móvil. 2B.201.3 ALCANCE DE LOS ESTUDIOS DE HIDROLOGIA E HIDRAULICA EN

PROYECTOS VIALES En esta Sección se describe en detalle el alcance que deben tener los estudios de hidrología e hidráulica en los distintos niveles del estudio, ya sea en proyectos de nuevos trazados o en los de rehabilitación y cambio de estándar. En las Tablas 2B.201-15 y 2B.201-16 adjuntas se han resumido los distintos resultados que deben obtenerse en cada etapa, tanto en términos de los estudios hidrológicos como también en el dimensionamiento hidráulico de las obras. 2B.201.3.1 En Proyectos Viales Sobre Nuevos Trazados 2A.302.3.1(1) Estudios pre-preliminares

En esta etapa los estudios de hidrología e hidráulica contribuyen a valorizar en forma preliminar las rutas posibles y aportan antecedentes que permiten descartar rutas no factibles, ya sea técnica o económicamente ayudando al Proyectista a precisar y limitar el número de las rutas por estudiar a nivel preliminar. Para cumplir estos propósitos El Consultor tendrá disponibles: la cartografía existente (generalmente a escala 1:50.000), fotos áreas y un reconocimiento de terreno. En esta etapa se debe indagar sobre la existencia, ubicación y registros disponibles en estaciones pluviométricas e hidrométricas que puedan ser de interés para aportar información hidrológica pertinente a etapas posteriores del estudio. La cantidad de antecedentes existentes definirá la extensión del trabajo hidrológico que se deberá realizar y será un antecedente adicional para la selección del método a emplear. Los datos relativos a curvas de I-D-F resultan especialmente útiles en esta etapa de los estudios. Los resultados que deben lograrse en esta etapa son: identificar los cauces de mayor importancia y su ubicación relativa respecto de la ruta; cuantificar en forma aproximada los caudales de estos cauces; señalar las zonas pantanosas que puedan requerir de drenaje subterráneo para ser saneadas; y precisar los problemas hidrológicos e hidráulicos que será necesario abordar durante las etapas posteriores del estudio. En este nivel del estudio sólo se realizarán estimaciones de magnitudes de caudal en forma preliminar para los cauces importantes con los antecedentes disponibles, sin efectuar cálculos hidrológicos ni hidráulicos detallados. Una vez definidas las características generales de la obra vial y sus rutas aproximadas, se deberá realizar un reconocimiento de terreno. En esta visita es aconsejable preparar un informe detallado


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de los cauces naturales de cierta importancia que cruzará la vía, su ubicación aproximada, identificar estos cauces con los indicados en la cartografía, medir la magnitud de su sección recta en la zona del cruce, y realizar un cálculo estimativo del caudal y de la pendiente longitudinal del cauce. Se deberá anotar también cualquier obstrucción o singularidad en el cauce que pueda represar al agua. En este informe se indicarán los sectores que de acuerdo con la inspección visual, requieran saneamiento para eliminar el exceso de agua subterránea o deprimir la napa freática, cuantificando en forma aproximada la magnitud del problema.

Tabla 2B.201-15 Aspectos de hidrología, drenaje e hidráulica fluvial en trazados nuevos según nivel de estudio


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Tabla 2B.201-16 Aspectos de hidrología, drenaje e hidráulica fluvial en proyectos de recuperación y de cambio de estándar

Posteriormente en gabinete, con los antecedentes cartográficos y con los datos recogidos en terreno, pueden cuantificarse los caudales previstos en los cauces principales. A nivel de los


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estudios pre-preliminares sólo cabe preocuparse de la estimación de los caudales en las cuencas importantes, es decir ríos, esteros y cuencas con un área aportante mayor de 5 km2 pues son los costos de las obras de cierta envergadura los que pueden definir las preferencias por una u otra alternativa. En esta etapa del estudio puede suponerse que el costo de las obras menores de drenaje será similar en todas las alternativas. 2B.201.3.1(2) Estudio preliminar

El estudio a nivel preliminar tiene como meta definir con una buena aproximación las características y costos de cada alternativa de trazado, y reunir la información necesaria para seleccionar la mejor de ellas. En este contexto, los aspectos de hidrología e hidráulica deben permitir dimensionar mediante métodos aproximados, los puentes y alcantarillas mayores; establecer los caudales de diseño de las obras de drenaje transversal de cada alternativa y definir las obras de saneamiento en las zonas pantanosas. Para cumplir con los fines anteriores se requiere complementar los antecedentes reunidos en la etapa de estudios pre-preliminares en los siguientes aspectos: a) Recopilar la información de caudales máximos diarios y máximos instantáneos en todos aquellos puntos que puedan ser útiles como base de la metodología de estimación que se proponga usar en los puntos de interés. Se deben tomar las precauciones necesarias para asegurar la representatividad, consistencia y precisión de la información recopilada. b) Recopilar la información pluviométrica o pluviográfica de lluvias máximas en 24 horas o de lluvias horarias en estaciones representativas de las áreas que recorre el trazado, a fin de calcular las curvas intensidad-duración-frecuencia de las precipitaciones de diseño, ya sea mediante cálculo directo o bien usando coeficientes de duración y de frecuencia. c) Realizar las pruebas de terreno necesarias para estimar la permeabilidad y conductividad hidráulica de las zonas pantanosas y reunir los antecedentes geológicos y de suelos que permitan definir las obras de saneamiento necesarias para drenarlas en cada alternativa. A nivel preliminar el estudio hidrológico debe ser definitivo en cuanto a los caudales de diseño de las obras en cauces de cierta importancia y en cuanto al estudio de las precipitaciones que definirán las secciones del drenaje menor de la vía. Los caudales de diseño para las obras de drenaje transversal se calcularán en gabinete, utilizando los antecedentes cartográficos, hidrológicos y datos recogidos en terreno. En la estimación de caudales pueden distinguirse varios procedimientos que se aplican a situaciones distintas. Como regla general es conveniente realizar las estimaciones de caudal por varios métodos, a fin de compatibilizar estimaciones, o bien utilizar la experiencia y criterio de El Consultor para seleccionar el valor más apropiado. En las metodologías se distinguen básicamente dos casos: cauces que drenan cuencas mayores de 3.000 hás.y cauces que drenan cuencas pequeñas. En cuencas mayores, si el cauce tiene registros de caudales, es necesario efectuar un estudio de frecuencia de ellos para encontrar el valor de diseño que corresponda a un período de retorno concordante con la vida útil de la obra y con su importancia. Si no se cuenta con registros observados en el punto de interés, es necesario estimar los


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caudales de diseño en base a los valores registrados en estaciones hidrométricas cercanas que controlen cuencas de características similares, o bien utilizar hidrogramas unitarios sintéticos que pueden calcularse en base a las características geográficas y topográficas de la cuenca. Si se establece una correspondencia entre cuencas similares, es preciso afectar los caudales observados por factores que tomen en consideración las diferencias de tamaño, de precipitación y si es posible, de características geomorfológicas y de vegetación que puedan tener ambas cuencas. Si se usan las técnicas del hidrograma unitario sintético, es necesario recopilar información pluviográfica a fin de estimar una tormenta de diseño, a la cual se aplica el hidrograma calculado. En general, este último procedimiento es más elaborado y se aconseja preferir el primero, salvo en aquellos casos en los cuales no se tienen cuencas similares con caudales registrados. Otra técnica, en general apropiada para casos con información escasa, es el análisis regional de crecidas, pues permite extrapolar información de zonas hidrológicamente similares. En las cuencas con superficies aportantes del orden de 3.000 hás. y menores, es muy poco frecuente encontrar observaciones de caudales que permitan calcular valores de diseño. En estos casos se recurre, por lo general, al método racional. Este procedimiento implica estimar un coeficiente de escorrentía, el área aportante y la intensidad de la lluvia de diseño. El coeficiente de escorrentía se puede seleccionar con las recomendaciones contenidas en las observaciones y notas efectuadas durante la visita a terreno. El área aportante se mide de la cartografía disponible. La lluvia de diseño corresponde a la intensidad de lluvia con frecuencia de ocurrencia compatible con la obra y con duración igual al tiempo de concentración de la cuenca. Ella puede estimarse en base a las curvas intensidad-duración-frecuencia de las precipitaciones. Esta familia de curvas se calcula realizando un estudio de frecuencia de tormentas de distintas duraciones, representativas de la zona del estudio. La duración de la lluvia de diseño es igual al tiempo de concentración de la cuenca, el cual se estima en base a relaciones empíricas en función del tamaño del área, gradiente de la cuenca y longitud del cauce. Los caudales preliminares de diseño para las alcantarillas de la vía en esta etapa del estudio se obtienen con el método racional, agrupando las cuencas con características similares. A nivel preliminar será necesario diseñar hidráulicamente los puentes y obras mayores del drenaje, pues son estas obras las que pueden influir en la elección de una u otra alternativa de trazado. En la estimación de alturas de aguas máximas y de velocidades en la sección del puente se deberá considerar la singularidad que introduce la estructura, estimándose el peralte por la contracción de la sección libre. Es probable que en esta etapa se necesite analizar el comportamiento hidráulico de varias estructuras alternativas y definir las características de la solución más recomendable desde el punto de vista hidráulico. Se debe también efectuar un análisis preliminar de posibles problemas de socavación y/o protección de riberas que sean necesarios. Estos estudios se ejecutarán a partir del plano de levantamiento disponible para el estudio del trazado, el que debe cubrir un área por lo general más amplia en la zona de emplazamiento de puentes. El cálculo y dimensionamiento de los subdrenes que eliminan el exceso de agua en zonas con napas superficiales, debe abordarse con las recomendaciones de la Sección 2B.202.6 del Manual NEVI-12-MTOP. En general la solución de este problema es compleja y necesitará del concurso


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de especialistas en hidrogeología y en mecánica de suelos. El espaciamiento de los drenes depende del tipo de suelo y de la profundidad a la cual ellos se ubiquen. 2B.201.3.1(3) Estudios definitivos

En esta etapa se afinan y complementan los cálculos realizados para la alternativa final seleccionada. La determinación y cálculo de caudales de diseño se efectuó en el nivel de anteproyecto para las obras de drenaje transversal más importantes. Corresponde en el estudio definitivo calcular los caudales que evacuarán las obras de drenaje de la plataforma, alcantarillas menores, canales longitudinales y cunetas. Para determinar estos caudales se recomienda el uso del método racional. La lluvia de diseño se determinará de las curvas intensidad-duración-frecuencia calculadas en el anteproyecto. Para las obras de drenaje de la plataforma y para las cunetas de coronación se utilizará una lluvia de diseño de 10 minutos de duración, salvo que las áreas aportantes a canales longitudinales sean de una magnitud tal, que según el Tc calculado justifiquen el uso de un tiempo de concentración mayor. En cuanto al cálculo hidráulico de las obras de drenaje transversal, en esta etapa es necesario dimensionar las alcantarillas menores que no se calcularon a nivel preliminar y completar los cálculos efectuados para las obras mayores, incorporando cualquier cambio que hubiera sufrido la alternativa seleccionada. En esta etapa se debe realizar un levantamiento topográfico especial en los cauces donde se proyectarán puentes y obras de arte mayor. Este levantamiento entregará una planta y permitirá obtener un perfil longitudinal y perfiles transversales hacia aguas arriba y hacia aguas abajo de la sección del puente. El Consultor podrá en cada caso precisar la extensión y características específicas del levantamiento, cuyos antecedentes se requieren para calcular el eje hidráulico correspondiente al gasto de diseño, lo que permitirá elaborar el proyecto hidráulico definitivo de la estructura considerando las socavaciones y protección de riberas. Las condiciones que deben cumplir las alcantarillas propiamente tales desde el punto de vista hidráulico son tres: la capacidad de la obra debe ser igual o superior al gasto de diseño; la carga hidráulica a la entrada de la obra debe ser menor que la carga máxima admisible; la velocidad media a la salida debe ser inferior a los máximos admisibles en los distintos tipos de terreno. El cálculo es diferente dependiendo del régimen hidráulico del escurrimiento, hecho no fácilmente previsible de antemano, por ello se acostumbra calcular estas obras suponiendo escurrimiento con control de entrada y con control de salida, adoptando posteriormente como valor de carga a la entrada de la obra el mayor valor determinado. Se debe proceder suponiendo primero control hidráulico de entrada y verificando que la carga hidráulica a la entrada de la obra sea menor que el valor admisible. Posteriormente se debe verificar que la velocidad a la salida no supere los valores máximos permitidos. Enseguida se calcula la obra suponiendo control hidráulico en la sección de salida, lo que implica en primer lugar calcular la altura de agua de salida. Este nivel puede corresponder a la altura normal en el cauce aguas abajo de la obra, a la altura crítica en el conducto, o bien a una altura de aguas definidas por el cálculo de eje hidráulico desde aguas abajo. Por lo general, el cauce hacia aguas


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abajo es de mayor capacidad que el conducto de la alcantarilla y, por consiguiente la obra funciona en una condición de salida no sumergida y se puede suponer la existencia de la altura normal a la salida. Una vez determinada la altura de agua en la salida, se calcula la carga necesaria para que el conducto pueda llevar el gasto de diseño. La altura de aguas a la entrada de la obra queda definida por la altura de aguas a la salida de la obra, por la carga hidráulica necesaria y por la longitud y gradiente de fondo del conducto. Las dimensiones de cunetas de coronación y canales interceptores se obtienen diseñándolos para condiciones de escurrimiento uniforme y eligiendo, de acuerdo a su longitud y trazado, una gradiente de fondo adecuada. En ellos se deberá comprobar que las velocidades se mantengan en los límites admisibles para cada tipo de terreno. En caso contrario, se tomarán las precauciones para evitar la erosión del cauce. El método detallado de diseño se indica en la Sección 2B.202.5 del Manual NEVI-12-MTOP. En los planos de drenaje del trazado se indicarán las cunetas de coronación y canales interceptores, incluyendo su trazado hasta los puntos de descarga en cauces naturales u obras de drenaje transversal. Se incluirán secciones tipo que muestren las dimensiones y formas de cada una de estas obras, autorizándose en aquellos casos en que el terreno presenta pendiente uniforme y la obra tiene una sección media ≤ 0,70 m2 su cubicación por metro lineal sobre la base de una sección media representativa. La memoria de cálculo consignará las hipótesis adoptadas para verificar la capacidad, velocidad de escurrimiento, etc. Para secciones medias > 0,70 m2 o cuando la pendiente general del terreno es menor que 1% o, por el contrario, cuando se trata de terreno escarpado con cambios bruscos de pendiente, se deberán incluir el perfil longitudinal y los perfiles transversales para justificar el diseño y las cubicaciones. 2B.201.3.2 En Proyectos Viales Sobre Trazados Existentes 2B.201.3.2.(1) Recuperación de estándar 2B.201.3.2.(1) a) Estudios preliminares Los estudios preliminares para esta categoría de proyectos pueden tener énfasis diferentes, dependiendo del tipo de recuperación de estándar que se pretenda realizar: recuperación de la calzada, complementación o recuperación del sistema de saneamiento y drenaje o recuperación de sectores dañados por fallas en la infraestructura básica. En cualquier caso, el primer paso en estos estudios será realizar un diagnóstico del problema. Para ello se deberá realizar una inspección en terreno preparando un informe con la ubicación, características y estado de conservación de las obras de drenaje transversal y de drenaje longitudinal de la plataforma. En este informe se deben anotar los problemas de funcionamiento que se detecten y las causas probables que originan el mal funcionamiento de las obras. El informe permitirá efectuar un diagnóstico de la situación y aclarará los pasos a seguir en el desarrollo del estudio de drenaje vial. Especial cuidado debe ponerse para detectar los problemas


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de drenaje que hayan ocasionado fallas a la calzada o a la infraestructura vial. Se deberá precisar en lo posible si las causas del mal funcionamiento corresponden a problemas de limpieza y mantenimiento de las obras y cauces, o bien a insuficiencias de capacidad. Es imprescindible realizar una cuidadosa inspección de las obras en terreno, pues ello determinará las obras que es necesario verificar. La inspección de campo debe complementarse con la experiencia del MTOP en lo relativo a la conservación del trazado. Dentro del estudio preliminar se debe seleccionar el período de retorno por usar en el diseño o en la verificación de las obras de arte. También se debe examinar si las hipótesis de diseño empleadas en el proyecto original son aún válidas, o si existen nuevos antecedentes que aconsejen un cambio en los criterios de diseño. En todo caso se contará con nuevos datos hidrológicos que pueden corroborar y complementar la información utilizada en el proyecto original. 2B.201.3.2.(1) b) Ingeniería básica y estudio definitivo La secuencia y contenido de los estudios posteriores depende en gran medida de las características específicas del proyecto de recuperación. Sin embargo el estudio hidrológico debe cubrir aquellos aspectos no abordados en el estudio preliminar y descritos en el nivel del estudio definitivo en proyectos de nuevos trazados. El objetivo del estudio hidrológico es proporcionar caudales de diseño para todas aquellas obras con algún problema de funcionamiento, siendo indispensable verificar sólo aquellas obras que han presentado problemas de funcionamiento o que, potencialmente, pudieran tenerlos en el futuro por haber cambiado las condiciones existentes al momento de diseño. En estudios de recuperación de estándar no se considera necesario realizar estudios hidrológicos especiales para aquellas obras para las cuales no han cambiado las condiciones de diseño y que, además, han presentado un buen comportamiento durante su vida útil. El estudio hidrológico debe definir las curvas intensidad-duración-frecuencia para el área de interés y los caudales de diseño para las alcantarillas y obras de drenaje de la plataforma. Asimismo, debe definir las necesidades de subdrenes y los caudales de diseño de ellos. Se deberá verificar el cálculo hidráulico de todas las obras menores de drenaje transversal o de la plataforma que hayan presentado problemas en el pasado, o bien cuyas condiciones de diseño hayan cambiado. Se verificará la capacidad hidráulica y el estado de conservación de cunetas de coronación, canales interceptores y cunetas laterales, especificándose expresamente las medidas de conservación necesarias para restituir a estas obras su capacidad de diseño. Cuando el proyecto vial cruce por poblaciones con servicios de infraestructura sanitaria, se deberá evaluar su funcionamiento hidráulico y si el caso lo amerita proponer intervenciones para mejorar sus condiciones de servicio. Para ello se deberán respetar las Normas existentes para el diseño de sistemas de agua potable y alcantarillado elaboradas por el IEOS (Instituto Ecuatoriano de Obras Sanitarias), entidad adscrita al Ministerio de Desarrollo Urbano y Vivienda (MIDUVI).


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El alcance de los estudios de infraestructura sanitaria (redes de abastecimiento de agua potable, redes de alcantarillado pluvial y redes de alcantarillado sanitario) para poblaciones menores a 1.000 habitantes se establecen en los correspondientes términos de referencia elaborados por el MTOP, ya que cada proyecto vial posee características específicas. Si al momento de la ejecución de los estudios viales, el Municipio en cuya jurisdicción se efectuará la intervención vial ya cuenta con los estudios definitivos de agua potable y alcantarillado, El Consultor revisará dichos diseños y los considerará en los estudios viales incluyendo los correspondientes rubros y cantidades de obra. 2B.201.3.2.2 Cambio de Estándar 2B.201.3.2.2 (1) Estudios preliminares El cambio de estándar implica alguna o varias de las siguientes situaciones: rectificación de la geometría en una vía existente a fin de conseguir un diseño homogéneo, o bien elevar el estándar a una categoría superior; el ensanche de la calzada o la adición de una segunda calzada, rectificando o no el trazado y la pavimentación de la vía rectificando o no el trazado. Por consiguiente, el alcance de la hidrología e hidráulica en este nivel de estudios dependerá de la importancia de los cambios. En aquellos casos en los cuales los cambios de trazado impliquen nuevas obras o afecten en forma importante a las obras existentes, el alcance de los estudios deberá ser similar a lo descrito a nivel de estudio definitivo de nuevos trazados. En los casos en que los cambios sean marginales el alcance será similar a lo descrito en los estudios de recuperación de estándar. No obstante, el estudio preliminar incluirá un diagnóstico de la situación que provea información para seleccionar los criterios de diseño y período de retorno de las obras nuevas y verificar las existentes. En esta etapa se preparará un informe con las características y ubicación de las obras existentes y descripción de las obras nuevas en las variantes del trazado. Este informe será similar al descrito en los casos en que el cambio de estándar defina variantes al trazado actual, o bien seguirá lo descrito en el Numeral 2B.201.3.2.1 para cambio de estándar. 2B.201.3.2.2(2) Ingeniería básica y estudio definitivo Análogamente a lo expresado en los estudios de recuperación de estándar, las secuencias en las etapas posteriores del estudio dependen en gran medida de las características específicas de los cambios de estándar. En cuanto al trazado y a las obras existentes, los estudios en esta etapa seguirán las líneas generales de lo descrito en el párrafo sobre recuperación de estándar. En el caso de obras nuevas que se proyecten en variantes al trazado, el alcance de los estudios debe corresponder a lo descrito para proyectos de nuevos trazados.


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Al igual que lo señalado para el caso de recuperación de estándar, cuando el proyecto vial cruce por poblaciones con servicios de infraestructura sanitaria, se deberá evaluar su funcionamiento hidráulico y si el caso lo amerita proponer intervenciones para mejorar sus condiciones de servicio. Para ello se deberán respetar las Normas existentes para el diseño de sistemas de agua potable y alcantarillado elaboradas por el IEOS (Instituto Ecuatoriano de Obras Sanitarias), entidad adscrita al Ministerio de Desarrollo Urbano y Vivienda (MIDUVI). El alcance de los estudios de infraestructura sanitaria (redes de abastecimiento de agua potable, redes de alcantarillado pluvial y redes de alcantarillado sanitario) para poblaciones menores a 1.000 habitantes se establecen en los correspondientes términos de referencia elaborados por el MTOP, ya que cada proyecto vial posee características específicas. Si al momento de la ejecución de los estudios viales, el Municipio en cuya jurisdicción se efectuará la intervención vial ya cuenta con los estudios definitivos de agua potable y alcantarillado, El Consultor revisará dichos diseños y los considerará en los estudios viales incluyendo los correspondientes rubros y cantidades de obra. 2B.201.4 PROBLEMAS TIPICOS DE ANALISIS HIDROLOGICO Y DISEÑO

HIDRAULICO 2B.201.4.1 Objetivos y Alcances del Análisis Hidrológico

Se describen dos problemas básicos de hidrología: el análisis de frecuencia de una variable hidrológica y el cálculo de caudales por el método del hidrograma unitario. En los estudios hidrológicos es usual que El Consultor enfrente situaciones en que la información estadística es escasa o deba aplicar metodologías de cálculo en condiciones algo diferentes a las consideradas en su deducción. Por ello se requiere analizar y comparar los resultados obtenidos, previo a recomendar soluciones y valores de diseño. 2B.201.4.2 Frecuencia de Lluvias Máximas Diarias A El Consultor le interesa en general la lluvia máxima diaria asociada a algún período de retorno. Para ello conforma la serie anual de lluvias máximas diarias, eligiendo del registro el mayor valor diario observado en cada año y con esta muestra realiza el análisis de frecuencia que tiene por objeto asociar a cada valor de lluvia diaria una probabilidad de ocurrencia o un período de retorno. Este análisis se efectúa ya sea analíticamente ajustando a la muestra un modelo probabilístico, o bien gráficamente. Ambos procedimientos son sencillos de usar y sus resultados son satisfactorios. Sin embargo, el primero implica la aceptación de la hipótesis de ajuste o de representatividad del modelo y el segundo no permite una extrapolación de los resultados a frecuencias fuera del rango observado. 2B.201.4.2(1) Ajuste gráfico

El método consiste en asignar a cada lluvia máxima diaria de la serie anual un período de retorno


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en forma empírica. El resultado del ajuste gráfico debido a la definición de la escala del papel en el modelo se representa por una recta. Un gráfico de este tipo permite apreciar visualmente el ajuste de la muestra al modelo seleccionado, o bien definir una curva que represente las frecuencias empíricas asignadas. Es una práctica sana y recomendable el examinar el ajuste de la muestra a más de un modelo probabilístico y seleccionar el más adecuado a la luz de los resultados obtenidos respaldados en los tests estadísticos para probar la hipótesis de ajuste y de la comparación gráfica de las distribuciones con las frecuencias empíricas. Así se contará con antecedentes más completos para definir los valores de diseño asociados a distintos períodos de retorno. 2B.201.4.2(2) Ajuste analítico

El ajuste analítico puede realizarse empleando uno o varios de los modelos probabilísticos propuestos en el Numeral 2B.201.2.4, por ejemplo ajustando al registro observado de lluvias máximas diarias seleccionado a los modelos probabilísticos Log normal de dos parámetros, de valores extremos tipo I y Pearson III. El procedimiento para la estimación de los parámetros de las distintas distribuciones de probabilidad se describe en el numeral 2B.201.2.4(2). Por ejemplo utilizando el método de los momentos se pueden determinar los parámetros de las principales distribuciones de probabilidad que caracterizan la serie de precipitaciones máximas diarias seleccionada. 2B.201.4.3 Cálculo de Caudales de Diseño Mediante el Hidrograma Unitario 2B.201.4.3(1) Utilización del hidrograma unitario

Tal como se describe en el numeral 2B.201.2.10(1), el hidrograma unitario es el escurrimiento superficial resultante de una lluvia efectiva de magnitud unitaria (1 mm), de intensidad constante uniformemente distribuida sobre toda la cuenca y de una duración dada. En otras palabras, el hidrograma unitario corresponde al operador lineal que actúa sobre una lluvia efectiva de cierta duración, distribución espacial y temporal, para transformarla linealmente en el hidrograma de escorrentía directa. En este párrafo se presenta la aplicación de dos procedimientos para calcular el hidrograma unitario. El primero supone una tormenta de intensidad constante en el tiempo y el segundo es apropiado para tormentas de intensidad variable. El desarrollo conceptual de ambos métodos se aborda en los acápites 2B.201.2.10 (1)a) y 2B.201.2.10(1)b). 2B.201.4.3(1)a) Método convencional El método convencional supone que el hidrograma se obtiene a partir de una tormenta de intensidad uniforme.


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Para obtener el hidrograma unitario mediante el método convencional es necesario en primer término, separar el flujo base de la escorrentía directa. Luego de lo cual las ordenadas del hidrograma de escorrentía directa se dividen por el volumen escurrido expresado en mm. De esta manera las ordenadas así ajustadas conforman el hidrograma unitario. 2B.201.4.3(1)b) Método matricial Cuando no se dispone de tormentas ideales en los registros disponibles, el procedimiento convencional no resulta ser el más adecuado y en tal caso es recomendable utilizar el procedimiento matricial descrito en el Numeral 2B.201.2.10(1)b). Para ello es necesario estimar los volúmenes de escorrentía directa Q1, Q2, ..., Qn en períodos sucesivos durante la tormenta y relacionarlos en forma matricial con las precipitaciones registradas en los intervalos de tiempo definidos. Una vez determinado el hidrograma unitario, éste se puede utilizar para calcular los hidrogramas de escorrentía directa y de caudal a partir de un hietograma de exceso de lluvia empleando la relación de convolución señalada en el Numeral 2B.201.2.10(1) b). El intervalo de tiempo utilizado para definir las ordenadas del hietograma de exceso de lluvia debe ser el mismo que el especificado para el hidrograma unitario. 2B.201.4.3(1)c) Utilización del hidrograma unitario sintético No en todas las ocasiones El Consultor dispone de registros para construir el hidrograma unitario, en cuyo caso debe recurrir a otro tipo de métodos en aquellas cuencas en las cuales no se dispone de mediciones. Para ello puede hacer uso de relaciones ya existentes entre las características físicas de la cuenca y el hidrograma resultante, las cuales constituyen la base conceptual del hidrograma unitario sintético. Trabajando con cartas a escalas 1:250.000 ó 1:50.000 se miden el área de la cuenca aportante (A), la longitud del cauce principal (L) y la longitud desde el centroide de la cuenca al punto de control (Lg). Por último, trabajando con los valores de las curvas de nivel se calcula la gradiente media de la cuenca (S). Con esta información se pueden realizar los cálculos del tiempo de retraso (tp), tiempo unitario (tu), valor máximo del hidrograma unitario (qp), caudal máximo instantáneo (Qp) y base del hidrograma (B). 2B.201.4.4 Objetivos y Alcances del Diseño Hidráulico Esta sección presenta los cálculos hidráulicos necesarios para dimensionar las obras de drenaje usuales, tales como canales, cunetas, alcantarillas y puentes. Con este objetivo se aborda el cálculo del escurrimiento crítico, el escurrimiento uniforme y el escurrimiento gradualmente variado a fin de trazar con propiedad el eje hidráulico. El fundamento teórico de los procedimientos aquí presentados se desarrolla en el numeral 2B.201.2.


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2B.201.4.5 Escurrimiento Crítico El procedimiento para determinar el escurrimiento crítico pasa por el cálculo de la profundidad crítica y la velocidad cuando la descarga y la sección de la obra son conocidas. A continuación se ilustra un método numérico para su determinación. Para un ducto o una alcantarilla de sección geométrica simple, el escurrimiento crítico se puede determinar algebraicamente utilizando la condición de crisis:

(Ec. 2B.201-61) Donde: Q caudal L ancho superficial G aceleración de gravedad Ω área de la sección Para ilustrar el procedimiento, se desarrolla el cálculo de la profundidad crítica (hc) y la velocidad del escurrimiento en una alcantarilla de sección trapecial que evacúa un caudal de 0,50 m3/s. La base de la alcantarilla (b) es de 1 m, y los taludes laterales están en la razón de 2:1 (H:V). Utilizando las relaciones entregadas en la Tabla 2B.201-13, la sección trapecial se puede caracterizar en función de la altura de agua (h) y el talud (z) de la siguiente forma:

(Ec. 2B.201-62)

(Ec. 2B.201-63)

Dado que la solución del problema pasa por un procedimiento de tanteo, es conveniente elaborar una tabla para las distintas iteraciones. Con ese fin se ha confeccionado la Tabla 2B.201-17 adjunta.

Tabla 2B.201-17 Cálculo del escurrimiento crítico en una sección trapecial (1) (2) (3) (4) (1) h Ω L Q 2 L/g Ω3 h

0,600 1,320 3,400 0,038 0,600 0,300 0,480 2,200 0,507 0,300 0,250 0,375 2,000 0,967 0,250 0,248 0,371 1,992 0,994 0,248 0,247 0,369 1,988 1,000 0,247

En la primera columna se indica el valor tentativo de h. Con este valor y empleando la ecuación antes citada, se calcula tanto el valor del área en la columna (2), como el ancho superficial de la


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columna (3). A partir de estas dos columnas se calcula el número de Froude indicado en la columna (4). Dado que en este caso se busca la altura de agua que provoca la condición de crisis, se debe intentar hallar el valor de h que permita obtener un valor lo más cercano a la unidad en la columna (4). Si en el primer intento no se logra, se debe probar nuevamente con otro valor de h hasta alcanzar el grado de precisión deseado en la estimación. En este ejemplo el proceso de iteración se inicia con un h = 0,600 m, con el cual se obtiene un número de Froude igual a 0,038; el cual es menor que uno lo que indica una condición sub-crítica o de río. Luego, la altura de agua debe disminuir para aumentar el número de Froude y acercarse a la condición de crisis. De esta forma, al cabo de 5 pasos se obtiene un valor de 1,000 en la columna (4). Por lo tanto, la altura crítica es de 0,247 m y se produce cuando el escurrimiento se desplaza a una velocidad media de 1,36 m/s. En el caso de las secciones circulares la mayoría de los elementos geométricos son función del ángulo θ que se proyecta desde el centro de la sección a los bordes del perímetro mojado. Para ilustrar el cálculo de la profundidad crítica en este tipo de condiciones se determina a continuación el valor de hc en una alcantarilla circular de 1,0 m de diámetro que evacúa un caudal de 0,60 m3/s. Utilizando las relaciones contenidas en la Tabla 2B.201-13 es posible caracterizar la sección circular de la siguiente forma:

(Ec. 2B.201-64)

(Ec. 2B.201-65) Donde el término Do corresponde al diámetro de la sección. Empleando estas relaciones se elabora la Tabla 2B.201-18 adjunta. En este caso es conveniente utilizar como variable de entrada el ángulo θ, calculando el valor de L en la columna y de Ω en la columna 3. Con los valores de L y Ω se calcula el número de Froude. Si con el valor de θ empleado no se logra un valor cercano a la unidad en la última columna, el procedimiento de repite con un nuevo valor de θ, hasta alcanzar un grado de precisión aceptable.

Tabla 2B.201-18 Cálculo del escurrimiento crítico en una sección circular (1) (2) (3) (4) Θ L Ω Q2 L/g Ω3

100 0,766 0,0951 32,74 120 0,866 0,1535 8,78 140 0,940 0,2251 3,03 160 0,985 0,3063 1,26 164 0,990 0,3233 1,08 165 0,991 0,3276 1,04 166 0,993 0,3319 1,00

En el ejemplo presentado el tanteo se inicia con un valor de θ = 100, con el cual se obtiene un número de Froude igual a 32,74. Como en este caso el valor del número de Froude es mayor que


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uno se debe aumentar el ángulo del centro con el fin de incrementar la altura de agua y disminuir el número de Froude para acercarse a la condición de crisis. De esta forma y luego de sucesivos tanteos, se llega a que un ángulo de 166° permite alcanzar la máxima precisión en la estimación del número de Froude. La altura de agua que genera ese ángulo se obtiene mediante la siguiente relación:

( ) (Ec. 2B.201-66)

Por lo tanto, la altura crítica es de 0,436 m, y se produce cuando el escurrimiento tiene una velocidad media de 1,81 m/s. En el caso de las secciones complicadas o cauces naturales se puede utilizar el mismo procedimiento de tanteo calculándose para cada altura el área, el radio hidráulico y las demás propiedades geométricas de la sección, usando las coordenadas de los puntos que la definen. 2B.201.4.6 Escurrimiento Uniforme El escurrimiento uniforme es aquél que toma lugar cuando las fuerzas de fricción en el lecho de la canalización se equilibran con la componente paralela al fondo de las fuerzas de gravedad, que son aquéllas que producen el movimiento. En la práctica gran parte de los cálculos que se desarrollan en relación a este tipo de escurrimiento apuntan a determinar la profundidad normal y la velocidad de escurrimiento o las gradientes a las cuales se produce el escurrimiento normal. Por este motivo y con fines de diseño, a continuación se aborda el cálculo de dichas variables. En el cálculo del escurrimiento uniforme se puede emplear la ecuación de Manning, para la cual existe abundante información en relación al coeficiente n. 2B.201.4.6(1) Cálculo de la profundidad normal y velocidad de escurrimiento

Al momento de evaluar o diseñar una determinada obra, habitualmente El Consultor debe estimar la profundidad a la cual va a escurrir el agua y la velocidad con la cual se va a desplazar. El procedimiento a seguir para dicha estimación se describe a continuación. En el caso de las obras con secciones geométricamente simples el cálculo se puede realizar en forma directa a través de la resolución algebraica de la ecuación de Manning. El empleo de este procedimiento se ilustra con el siguiente ejemplo. A fin de dimensionar la obra se necesita determinar la altura normal y la velocidad en un canal revestido de sección triangular y taludes 1H:1V. La obra debe evacuar un caudal de 0,075 m3/s, con una gradiente longitudinal de 0,004 y un n de 0,020. Utilizando las relaciones presentadas en


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la Tabla 2B.201-13, el radio hidráulico (R) y el área de una sección triangular (Ω) se expresan en términos de la profundidad de la siguiente manera:

√

(Ec. 2B.201-67)

(Ec. 2B.201-68) Por otra parte, la velocidad queda definida por la siguiente expresión:

(Ec. 2B.201-69) Utilizando los valores de diseño y reemplazando las expresiones anteriores en la fórmula de Manning, se llega a la siguiente relación:

(Ec. 2B.201-70)

(

√ )

(Ec. 2B.201-71)

(

√ )

(Ec. 2B.201-72) Despejando h de la ecuación anterior se obtiene que h = 0,047433/8. Por lo tanto hn = 0,319 m, siendo ésta la profundidad normal. El área asociada a esta profundidad es de Ω n = 0,102 m2 y la velocidad normal es de Vn = 0,075/0,102 = 0,735 m/s. 2B.201.4.7 Flujo Gradualmente Variado El cálculo del flujo gradualmente variado se realiza básicamente para conocer en cualquier punto de la corriente, la altura de agua con que ésta escurre para un caudal dado en una sección de forma conocida. Para ello se pueden emplear procedimientos numéricos, tales como el método directo por etapas y el método de etapas fijas. El empleo de ambos procedimientos y la conveniencia de utilizar uno u otro de acuerdo al tipo de diseño se ilustra a continuación. Mayor detalle en términos de los fundamentos matemáticos sobre los cuales descansa cada método y los supuestos normalmente empleados, se puede encontrar en el Numeral 2B.201.2.15.


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2B.201.4.7 (1) Método directo por etapas

Este método es especialmente recomendado para el caso de canalizaciones de características regulares con gradiente y sección transversal constantes. El método permite obtener en cada etapa de cálculo la distancia a la cual se produce una altura de agua determinada. Su empleo se ilustra a través del siguiente ejemplo. Un canal trapecial de 6 m de base y taludes 2:1 (H:V) debe conducir un gasto de 11 m3/s. El coeficiente de Manning tiene un valor de n = 0,025 y la gradiente de fondo es uniforme e igual a i = 0,0016. Con fines de diseño se debe calcular el eje hidráulico en el tramo de influencia de un dique que mantiene el agua a una profundidad de 1,52 m inmediatamente aguas arriba de la obra. Con el fin de desarrollar los cálculos por etapas es conveniente construir un cuadro como el que se indica en la Tabla 2B.201-19 empleando los datos del ejemplo. Los valores en cada columna se explican a continuación. Columna 1: Altura de agua h, asignada arbitrariamente. Columna 2: Area de la sección Ω, correspondiente a la altura de agua h en la columna 1. Columna 3: Perímetro mojado χ, correspondiente al área Ω en la columna . Columna 4: Radio hidráulico R, correspondiente a h en la columna 1. Columna 5: Velocidad media V, obtenida dividiendo el caudal por el área correspondiente en la

columna 2. Columna 6: Altura de velocidad V2/2g. Columna 7: Energía específica referida al fondo H, obtenida sumando la altura de velocidad en

la columna 6 con la altura de agua en la columna 1. Columna 8: Número de Froude al cuadrado F2 = ((Q2 L/g Ω3))2, calculado en función de la

velocidad media en la columna5, la altura de agua en la columna 1 y la geometría de la sección.

Columna 9: Promedio del número de Froude al cuadrado F2medio, calculado como la media aritmética entre el valor calculado en la columna 8 y aquél en el paso previo.

Columna 10: Diferencia de energía específica referida al fondo entre ambas secciones ∆H, calculada como ∆H = ∆h(1-F2medio).

Columna 11: Gradiente de la línea de energía J = V2n2/R4/3, calculada según la ecuación de Manning.

Columna 12: Gradiente promedio de la línea de energía en el tramo Jmedia, igual a la media aritmética de la gradiente de la línea de energía calculada en la columna 11 y la de la etapa previa.

Columna 13: Diferencia entre la gradiente de fondo y la gradiente media de la línea de energía i-Jmedia.

Columna 14: Longitud del tramo entre ambas secciones, ∆x. Columna 15: Distancia acumulada desde la sección de origen del cálculo, ∑∆x.


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Tabla 2B.201-19 Cálculo del eje hidráulico por el método directo por etapas

(1) (2) (3) (4) (5) (6) (7) (8) (9) (10) (11) (12) (13) (14) (15) H Ω χ R V V2/2g H F2 F2medio ∆H J Jmedia i - Jmedia ∆x Σ∆x

1,520 13,74 12,80 1,07 0,801 0,0327 1,5527 0,0575 0,00036 0 1,463 13,06 12,54 1,04 0,842 0,0362 1,4992 0,0657 0,0616 -0,0535 0,00042 0,00039 0,00121 -44 -44 1,402 12,34 12,27 1,01 0,891 0,0405 1,4426 0,0761 0,0709 -0,0566 0,00049 0,00046 0,00114 -50 -94 1,341 11,64 12,00 0,97 0,945 0,0455 1,3866 0,0888 0,0825 -0,0559 0,00058 0,00054 0,00106 -53 -146 1,280 10,96 11,73 0,93 1,004 0,0514 1,3315 0,1043 0,0965 -0,0551 0,00069 0,00063 0,00097 -57 -203 1,219 10,29 11,45 0,90 1,069 0,0583 1,2775 0,1232 0,1138 -0,0540 0,00082 0,00076 0,00084 -64 -267 1,158 9,63 11,18 0,86 1,142 0,0665 1,2247 0,1468 0,1350 -0,0527 0,00099 0,00091 0,00069 -76 -344 1,128 9,31 11,04 0,84 1,181 0,0712 1,1989 0,1607 0,1537 -0,0258 0,00110 0,00104 0,00056 -46 -390 1,097 8,99 10,91 0,82 1,223 0,0763 1,1736 0,1763 0,1685 -0,0253 0,00121 0,00115 0,00045 -57 -447 1,082 8,83 10,84 0,82 1,245 0,0791 1,1611 0,1849 0,1806 -0,0125 0,00127 0,00124 0,00036 -35 -482 1,067 8,68 10,77 0,81 1,268 0,0819 1,1487 0,1939 0,1894 -0,0124 0,00134 0,00131 0,00029 -42 -524 1,058 8,58 10,73 0,80 1,282 0,0837 1,1414 0,1996 0,1968 -0,0073 0,00138 0,00136 0,00024 -31 -555 1,049 8,49 10,69 0,79 1,296 0,0856 1,1341 0,2055 0,2026 -0,0073 0,00143 0,00140 0,00020 -37 -592 1,042 8,43 10,66 0,79 1,305 0,0869 1,1293 0,2096 0,2076 -0,0048 0,00146 0,00144 0,00016 -31 -622 1,036 8,37 10,63 0,79 1,315 0,0881 1,1245 0,2138 0,2117 -0,0048 0,00149 0,00147 0,00013 -38 -660


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2B.201.4.7 (2) Método de etapas fijas

El procedimiento de etapas fijas permite calcular la profundidad de agua que presenta el escurrimiento a una determinada distancia, lo que resulta especialmente conveniente para el cálculo de ejes hidráulicos en canalizaciones de sección irregular y cauces naturales. En estos casos la única información disponible es el perfil de la sección recta a distancias fijas, por ello en lugar de calcular la profundidad de agua en cada sección es preferible determinar la cota del eje hidráulico referida a un sistema horizontal fijo. El procedimiento es por aproximaciones sucesivas y se ilustra mediante el siguiente ejemplo: Calcular el eje hidráulico solicitado en el ejemplo del Párrafo 2B.201.4.7(1) por el método de etapas fijas suponiendo que los puntos de interés a lo largo del canal están fijados a las distancias determinadas en la solución del ejemplo. Siguiendo el procedimiento descrito en el Párrafo 2B.201.2.12, para desarrollar el cálculo se ha confeccionado la Tabla 2B.201-20 donde el significado de cada columna es el siguiente. Columna 1: Distancia desde la sección de origen del cálculo al punto de interés x, según

ejemplo del Párrafo 2B.201.4.7(1). Columna 2: Elevación de la superficie del agua en la sección de interés Z. Un valor de tanteo es

ingresado primero en esta columna el cual será verificado o rechazado sobre la base de las comparaciones hechas en las restantes columnas de la Tabla. Para el primer paso esta elevación debe ser dada o supuesta. Cuando el valor de tanteo en el segundo paso ha sido verificado, se constituye en la base para la verificación del valor de tanteo en el próximo paso, y así sucesivamente. A modo de ejemplo se presentan en la Tabla los valores tentativos empleados para Z (x = 44). El primer tanteo se realizó con un valor Z = 1,525, con el cual se obtiene un valor H’ = 1,56 y H’’ = 1,571. Luego de la quinta iteración se logran igualar los valores de H’ y H’’.

Columna 3: Altura de agua h, correspondiente a la elevación de la superficie del agua en la columna 2.

Columna 4: Area mojada de la sección Ω, correspondiente a h en la columna 3. Columna 5: Velocidad media V, igual al caudal dado dividido por el área mojada en la columna

4. Columna 6: Altura de velocidad V2 / 2g, calculada a partir de la velocidad indicada en la

columna 5. Columna 7: Altura total H’, igual a la suma de Z en la columna y la altura de velocidad en la

columna 6. Columna 8: Perímetro mojado χ, correspondiente al área de la sección dado en la columna 4. Columna 9: Radio hidráulico R, correspondiente a h en la columna 3. Columna 10: Gradiente de la línea de energía J = V2n2 / R4/3, calculada según la ecuación de

Manning. Columna 11: Gradiente promedio de la línea de energía en el tramo Jmedia, aproximadamente

igual a la media aritmética de la gradiente de la línea de energía calculada en la columna 10 y aquélla en el paso previo.

Columna 12: Longitud del tramo entre las secciones, ∆x.


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Columna 13: Pérdida de carga por fricción en el tramo J12, igual al producto de los valores en las columnas 11 y 12.

Columna 14: Altura de la línea de energía H’’, la cual se calcula adicionando el valor de J12 calculado en la columna 13 a la elevación en el extremo inferior del tramo, el cual se encuentra en la columna 14 del tramo anterior.

Si el valor así obtenido en la columna 14 no concuerda con el encontrado en la columna 7, se debe emplear un nuevo valor para la elevación de la superficie del agua, y así sucesivamente, hasta obtener un nivel de ajuste adecuado. El valor que conduce a un ajuste adecuado es la elevación correcta de la superficie del agua y entonces se puede proceder al cálculo del próximo paso.


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Tabla 2B.201-20 Cálculo del eje hidráulico por el método de etapas fijas (1) (2) (3) (4) (5) (6) (7) (8) (9) (10) (11) (12) (13) (14) x z h Ω V V2/2g H’ χ R J J media ∆x J 12 H’’ 0 1,520 1,520 13,74 0,801 0,0327 1,553 12,80 1,07 0,00036 1,553 44 1,525 1,454 12,95 0,849 0,0368 1,562 12,50 1,04 0,00043 0,00040 44 0,018 1,571 44 1,527 1,456 12,98 0,848 0,0366 1,564 12,51 1,04 0,00043 0,00040 44 0,018 1,571 44 1,531 1,460 13,03 0,845 0,0364 1,567 12,53 1,04 0,00042 0,00039 44 0,017 1,571 44 1,533 1,462 13,05 0,843 0,0362 1,569 12,54 1,04 0,00042 0,00039 44 0,017 1,570 44 1,534 1,463 13,06 0,842 0,0362 1,570 12,54 1,04 0,00042 0,00039 44 0,017 1,570 94 1,552 1,402 12,34 0,891 0,0405 1,593 12,27 1,01 0,00049 0,00046 50 0,023 1,593 146 1,575 1,341 11,64 0,945 0,0455 1,621 12,00 0,97 0,00058 0,00054 53 0,028 1,621 203 1,606 1,280 10,96 1,004 0,0514 1,658 11,73 0,93 0,00069 0,00063 57 0,036 1,658 267 1,647 1,219 10,29 1,069 0,0583 1,706 11,45 0,90 0,00082 0,00076 64 0,048 1,706 344 1,708 1,158 9,63 1,142 0,0665 1,775 11,18 0,86 0,00099 0,00091 76 0,069 1,775 390 1,752 1,128 9,31 1,181 0,0712 1,824 11,04 0,84 0,00110 0,00104 46 0,049 1,824 447 1,812 1,097 8,99 1,223 0,0763 1,889 10,91 0,82 0,00121 0,00115 57 0,065 1,889 482 1,853 1,082 8,83 1,245 0,0791 1,933 10,84 0,82 0,00127 0,00124 35 0,043 1,933 524 1,905 1,067 8,68 1,268 0,0819 1,988 10,77 0,81 0,00134 0,00131 42 0,055 1,988 555 1,945 1,058 8,58 1,282 0,0837 2,029 10,73 0,80 0,00138 0,00136 31 0,042 2,029 592 1,996 1,049 8,49 1,296 0,0856 2,082 10,69 0,79 0,00143 0,00140 37 0,052 2,082 622 2,038 1,042 8,43 1,305 0,0869 2,126 10,66 0,79 0,00146 0,00144 31 0,044 2,126 660 2,092 1,036 8,37 1,315 0,0881 2,181 10,63 0,79 0,00149 0,00147 38 0,055 2,181


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Aún cuando el método de etapas fijas es conceptualmente simple, en la práctica el proceso iterativo puede llegar a ser limitante en el diseño de obras complejas. Debido a esto y a las herramientas computacionales hoy disponibles, se describe a continuación un procedimiento alternativo para utilizar este método. De acuerdo a la deducción presentada anteriormente, la ecuación diferencial que rige el escurrimiento gradualmente variado es del siguiente tipo:

(Ec. 2B.201-73) Donde: h altura de agua x distancia en el sentido del escurrimiento i variación del fondo en función de la gradiente J gradiente de la línea de energía Q caudal L ancho superficial g aceleración de gravedad Ω área de la sección La resolución numérica de esta ecuación diferencial se puede plantear como un problema de valor inicial, en el cual se conocen las condiciones del escurrimiento en un punto de partida y se necesita caracterizar su comportamiento aguas arriba o aguas abajo. De esta forma el trazado del eje hidráulico se puede abordar con un método de resolución de ecuaciones diferenciales ordinarias, por ejemplo el método de Euler. El método de Euler permite obtener una estimación del valor de h en cada paso (∆x) en función del valor actual de h y de una estimación de la gradiente, de la siguiente forma:

(Ec. 2B.201-74) La condición inicial de esta relación esta dada por h(xo) = ho que es el dato de partida. Para ilustrar el método de Euler se emplea el mismo ejemplo anterior, pero en esta ocasión en vez de utilizar un procedimiento de tanteo se utiliza directamente este método numérico. Con el objetivo de facilitar el cálculo es conveniente desarrollar el siguiente manejo algebraico. De acuerdo a la ecuación de Manning, la gradiente de la línea de energía es la siguiente:


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(Ec. 2B.201-75) Por otra parte, las principales funciones geométricas de la sección trapecial son las siguientes:

Area: (Ec. 2B.201-76)

Perímetro mojado: √

(Ec. 2B.201-77)

Radio hidráulico:

√

(Ec. 2B.201-78)

Ancho superficial: (Ec.2B.201-79)

Reemplazando entonces las ecuaciones (Ec. 2B.201-75) a la (Ec. 2B.201-79) en la ecuación del escurrimiento gradualmente variado (Ec. 2B.201-73), es posible expresar la función dh/dx exclusivamente en términos de h y trabajar con esa única variable. Al respecto es necesario recordar que cuando el análisis del eje hidráulico se realiza hacia aguas abajo (condición de torrente) el valor de ∆x debe llevar signo positivo. De igual forma, cuando se realiza hacia aguas arriba (condición de río) se debe utilizar un signo negativo. En este caso se ha adoptado un valor de ∆x = -50 m. Para desarrollar el cálculo se ha confeccionado la Tabla 2B.201-21 adjunta. El significado de cada columna es el siguiente: Columna 1: Distancia desde la sección de origen del cálculo al punto de interés x, según

ejemplo. Columna 2: Altura de agua h, correspondiente a la sección indicada en la columna 1. El

primer valor ingresado en esta columna corresponde al dato inicial, según el cual se estiman el resto de los valores de la fila. El siguiente valor de h proviene entonces del resultado de la multiplicación del valor de la columna 13 por el ∆x empleado, y así sucesivamente hasta alcanzar la distancia o la profundidad de interés.

Columna 3: Area mojada de la sección Ω, correspondiente a h en la columna . Columna 4: Veloc media V, igual al caudal dado dividido por el área mojada en la columna

3. Columna 5: Altura de velocidad V2/2g, correspondiente a la velocidad en la columna 4. Columna 6: Ancho superficial L, correspondiente a h en la columna 2. Columna 7: Perímetro mojado χ, correspondiente al área de la sección dado en la columna 3.


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Columna 8: Radio hidráulico R, correspondiente a h en la columna 2. Columna 9: Gradiente de la línea de energía J, calculada según la ecuación de Manning. Columna 10: Diferencia entre la gradiente de fondo y la gradiente media de la línea de

energía, i-J. Columna 11: Valor del número de Froude F= Q2 L/g Ω3, calculado en función de la

información contenida en las columnas previas. Columna 12: Valor de la función dh/dx calculada a partir de la ecuación 2B.201-73,

utilizando la información contenida en las columnas previas. Columna 13: Estimación del valor de la relación ∆x(dh/dx) proveniente de la multiplicación del

∆x, en este caso -50, con el valor de la columna 12. Esta cifra, sumada al correspondiente valor de h de la misma fila, da origen al nuevo h para el paso siguiente. De esta forma el proceso se reinicia a partir del nuevo valor de h presentado en la columna 2.

Tabla 2B.201-21 Cálculo del eje hidráulico por el método de etapas fijas con método de

Euler (1) (2) (3) (4) (5) (6) (7) (8) (9) (10) (11) (12) (13) X h Ω V V2/2g L χ R J i-J Q 2 L/g Ω3 dh/dx ∆x.dh/dx 0 1,52 13,79 0,798 0,0324 12,10 12,82 1,08 0,00036 0,00124 0,0569 0,00131 -0,06570

-50 1,46 13,00 0,846 0,0365 11,83 12,52 1,04 0,00043 0,00117 0,0664 0,00126 -0,06291 -100 1,40 12,27 0,897 0,0410 11,58 12,24 1,00 0,00050 0,00110 0,0774 0,00119 -0,05955 -150 1,34 11,58 0,950 0,0460 11,34 11,97 0,97 0,00059 0,00101 0,0900 0,00111 -0,05555 -200 1,28 10,96 1,004 0,0514 11,12 11,73 0,93 0,00069 0,00091 0,1042 0,00102 -0,05086 -250 1,23 10,40 1,058 0,0570 10,92 11,50 0,90 0,00080 0,00080 0,1198 0,00091 -0,04547 -300 1,18 9,91 1,110 0,0629 10,74 11,29 0,88 0,00092 0,00068 0,1362 0,00079 -0,03950 -350 1,14 9,49 1,160 0,0686 10,58 11,12 0,85 0,00104 0,00056 0,1529 0,00066 -0,03314 -400 1,11 9,14 1,204 0,0739 10,45 10,97 0,83 0,00116 0,00044 0,1689 0,00053 -0,02674 -450 1,08 8,86 1,242 0,0786 10,34 10,85 0,82 0,00126 0,00034 0,1834 0,00041 -0,02068 -500 1,06 8,65 1,272 0,0825 10,26 10,76 0,80 0,00135 0,00025 0,1957 0,00031 -0,01533 -550 1,05 8,49 1,296 0,0856 10,19 10,69 0,79 0,00143 0,00017 0,2055 0,00022 -0,01094 -600 1,04 8,38 1,313 0,0879 10,15 10,64 0,79 0,00148 0,00012 0,2129 0,00015 -0,00754 -650 1,03 8,30 1,325 0,0895 10,12 10,61 0,78 0,00152 0,00008 0,2182 0,00010 -0,00507


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SECCION 2B.202 DISEÑO DEL DRENAJE, SANEAMIENTO, MECANICA E HIDRAULICA FLUVIAL Se abordan en primer término los aspectos relativos a hidrología o cálculo del caudal que puede llegar a escurrir por una sección determinada de una cuenca hidrográfica asociado a un período de retorno dado. Se presentan varios métodos según sea el tipo de información estadística disponible y se señala cuando la complejidad del problema supera el ámbito del Manual NEVI-12-MTOP y es aconsejable la participación de otros especialistas. Se precisan los períodos de retorno a emplear en el diseño según el tipo de obra, asociándolos al riesgo de falla correspondiente según la vida útil asignada a la obra. La sección relativa a drenaje transversal de la carretera analiza los problemas de ubicación y dimensionamiento de obras de arte tales como tubos y alcantarillas. Especial importancia se dá al tema del dimensionamiento hidráulico de obras de arte, discutiéndose los casos en que el flujo está controlado por condiciones a la entrada o a la salida de ella. Se incorporan expresiones analíticas para dimensionar alcantarillas con control de entrada. El drenaje superficial de la plataforma, o drenaje longitudinal, se presenta en sección aparte, incluyéndose el análisis hidráulico de cunetas, sumideros y cunetas de coronación. Para abordar la rectificación o desvío de canales se presenta un completo análisis del problema incluyendo métodos de cálculo y recomendaciones empíricas para el caso de canales no erosionables o revestidos. Para canales erosionables se presenta el método de la velocidad máxima permisible y el de la fuerza tractiva. También se incluye una sección destinada al drenaje subterráneo orientada a dar solución a los problemas de mayor ocurrencia en los proyectos viales. La Sección “Procedimientos y técnicas de hidráulica y mecánica fluvial” presenta un tratamiento teórico riguroso y detallado con las aplicaciones prácticas correspondientes que se desarrollan abordando los métodos de cálculo hidráulico fluvial, los de cálculo mecánico fluvial y los de cálculo de la socavación. La Sección “Diseño de obras de defensas fluviales” aborda el diseño de obras de defensas fluviales mediante la definición de los conceptos básicos, para luego entregar los criterios generales de diseño de las obras fluviales aplicadas a espigones, defensas longitudinales y obras de retención de sedimentos. Por último se entregan recomendaciones generales relativas a aspectos constructivos y de mantenimiento de estas obras. 2B.202.1 ASPECTOS GENERALES 2B.202.1.1 Objetivos El drenaje de una vía busca eliminar el exceso de agua superficial sobre la franja del camino, restituir la red de drenaje natural, la cual puede verse afectada por el trazado y evitar


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que el agua subterránea pueda comprometer la estabilidad de la base, de los terraplenes y cortes del camino. Para cumplir estos fines se requiere: Estimar la magnitud y frecuencia del escurrimiento producido por las tormentas. Conocer el drenaje superficial natural del terreno y restituir aquellos drenajes

interceptados por la vía. Determinar las características del flujo de agua subterránea, y Estudiar el efecto que la vía tiene sobre los canales y cursos de agua existentes, cuyo

trazado deba ser modificado. Este capítulo presenta recomendaciones y normas de diseño generales para ayudar a El Consultor y conseguir una razonable uniformidad en el diseño de estas obras. En ningún caso el contenido del capítulo reemplaza el conocimiento de los principios básicos de la Ingeniería ni a un adecuado criterio profesional. Debe tenerse presente que la solución de problemas de drenaje superficial y subterráneo implica a veces problemas complejos que no podrán ser resueltos sólo con las recomendaciones del Manual NEVI-12-MTOP, debiendo ser abordados por otros especialistas. En estos casos el contenido del capítulo permitirá a El Consultor identificar el problema así como contar con la visión general necesaria para interactuar con los diversos ingenieros especialistas que pudieren estar involucrados en un proyecto específico. 2B.202.1.2 Organizacion y Contenido El Capítulo se encuentra dividido en ocho secciones: Aspectos generales, Hidrología del área, Drenaje transversal de la carretera, Drenaje de la plataforma, Diseño de canales, Drenaje subterráneo, Procedimientos y técnicas de hidráulica y mecánica fluvial, y Diseño de obras de defensas fluviales. En cada una de estas secciones se entregan recomendaciones de diseño hidráulico de las obras, incluyendo los antecedentes técnicos necesarios para su aplicación y se especifican normas y criterios de diseño. En el Capítulo B . 01.1 “Ingeniería básica: Aspectos de hidrología e hidráulica” del Volumen N° Libro B, se desarrollaron los aspectos básicos y conceptuales de los procedimientos cuya aplicación se incluye en el actual Capítulo 2B.202. La Sección 2B.202.2 “Hidrología del área” incluye los criterios para seleccionar una probabilidad de diseño y los antecedentes para aplicar procedimientos con el fin de estimar los caudales superficiales provenientes de las tormentas. Se discute el análisis probabilístico de variables hidrológicas, el método racional, los procedimientos de hidrogramas unitarios y el análisis regional de crecidas. Se dan también informaciones generales sobre modelos hidrológicos de acceso público. La Sección 2B.202.3 “Drenaje transversal de la carretera” contiene una descripción de los aspectos generales y antecedentes necesarios para la ubicación y dimensionamiento de las alcantarillas, analizando la ubicación, alineación y pendiente de estas obras en los distintos casos que pueden presentarse; los métodos de diseño hidráulico para las alcantarillas con control en la entrada y en la salida; los criterios de instalación y las condiciones de servicio de estas obras de arte.


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En la Sección 2B.202.4 “Drenaje de la plataforma” se presentan los aspectos de diseño de cunetas, canales longitudinales y bajantes de agua, así como el dimensionamiento de la red de recolección de aguas lluvia con sus distintos elementos. La Sección 2B.202.5 “Diseño de canales en régimen uniforme” trata el diseño hidráulico de canales en cauces revestidos y en lechos erosionables, incluyendo algunas normas sobre revestimientos. La Sección 2B.202.6 “Drenaje subterráneo” presenta una descripción de los tipos de drenes y de los antecedentes de terreno necesario para su proyecto, el diseño hidráulico de los subdrenes y sus condiciones de instalación. La Sección 2B.202.7 “Procedimientos y técnicas de hidráulica y mecánica fluvial” presenta la terminología, las definiciones y conceptos básicos que se usan en los estudios de transporte de sedimentos, hidráulica y mecánica fluvial. Incluye la descripción de los procesos de transporte, así como los fenómenos de erosión y sedimentación de suelos a nivel de las cuencas. La Sección 2B.202.8 “Diseño de obras de defensas fluviales” incluye los elementos de diseño de obras de defensa longitudinales y transversales a las riberas, criterios de diseño de protecciones para pilas y estribos de puentes, y obras de retención de sedimentos. 2B.202.1.3 Responsabilidad del Diseño El Consultor será responsable de los diseños hidráulicos por él ejecutados. No podrá en consecuencia, desligarse de esta posibilidad por el sólo hecho de haber seguido las recomendaciones incluidas en este capítulo. El MTOP se reserva la facultad de exigir en casos particulares justificados, normas y criterios de diseño más estrictos que los incluidos en el Manual NEVI-12-MTOP. 2B.202.2 HIDROLOGIA DEL AREA 2B.202.2.1 Aspectos generales Esta Sección tiene por objeto presentar las metodologías y criterios para estimar los caudales de diseño de las obras de drenaje transversal de la carretera (alcantarillas y puentes) y de las obras de drenaje superficial y subsuperficial de la franja del camino. Se dan los criterios de diseño, se explicitan las hipótesis, posibilidades de aplicación y limitantes de los métodos presentados, con el fin de ayudar a El Consultor a seleccionar el enfoque más apropiado en cada ocasión. Las obras de drenaje en una carretera abarcan desde pequeñas alcantarillas y cunetas longitudinales hasta obras de drenaje importantes y puentes de gran costo. Cada una de ellas


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requiere de algún tipo de análisis hidrológico cuya extensión y alcance dependerá del nivel del estudio y de la importancia de la obra. Se presentan en este tópico cinco procedimientos para estimar los caudales de diseño. Cada uno de ellos tiene características inherentes a los métodos hidrológicos y por consiguiente El Consultor debe utilizarlos con criterio. Es frecuente que un método permita complementar los resultados obtenidos usando otro enfoque y se recomienda emplear esta complementación y confrontación cuando sea posible. Los métodos que se presentan en 2B.202.3 y 2B.202.8.1 implican el uso de registros hidrométricos y por tanto son adecuados para usar en aquellos cursos de aguas permanentes que tienen registros históricos. Los métodos que figuran en 2B.202.4, 2B.202.5 y 2B.202.6 son métodos empíricos representativos de las situaciones similares a las usadas en su desarrollo y deben por lo tanto ser aplicados utilizando el buen criterio y experiencia de El Consultor. Los métodos incluidos en 2B.202.5, 2B.202.6 y 2B.202.7 utilizan información pluviométrica para estimar las crecidas y por lo tanto son métodos indirectos que permiten abordar aquellos casos en los cuales no se poseen registros de los caudales observados. En general los procedimientos incluidos en el Manual NEVI-12-MTOP permiten estimar los caudales causados fundamentalmente por lluvias. Existen varios programas computacionales que ayudan a El Consultor a realizar los cálculos hidrológicos e hidráulicos necesarios para diseñar las obras de drenaje. Entre ellos se puede mencionar el HEC-1 Flood Hydrograph Package, el HEC-RAS River Analysis System y el HEC-FFA Flood Frequency Analysis del U.S. Corps of Engineers, el HYDRAIN de la Federal Highway Administration y el CAP Culvert Analysis Program desarrollado por el US Geological Survey. El HEC-1 permite realizar los cálculos relacionados con la hidrología de crecidas basadas en eventos aislados provenientes de tormentas registradas o pseudo históricas, tales como hidrogramas unitarios o sintéticos, métodos de onda cinemática, propagación de crecidas y otros. El HEC-FFA realiza los cálculos de frecuencia de crecidas siguiendo los procedimientos recomendados por el Water Resources Council en su Bulletin 17B. El HYDRAIN está formado por 4 módulos que ayudan al cálculo hidráulico de alcantarillas, a la generación de los hidrogramas de diseño, a la propagación de crecidas en cauces y a los cálculos de disipación de energía a la salida de las obras. 2B.202.2.2 Periodo de Retorno para Diseño En la elección del período de retorno, frecuencia o probabilidad a utilizar en el diseño de una obra es necesario considerar la relación existente entre la probabilidad de excedencia de un evento, la vida útil de la estructura y el riesgo de falla aceptable, dependiendo este último de factores económicos, sociales, ambientales, técnicos y otros. La confiabilidad del diseño, representada por la probabilidad que no falle la estructura durante el transcurso de su vida útil, considera el hecho que no ocurra un evento de magnitud superior a la utilizada en el diseño durante la vida útil, es decir no debe presentarse un evento de


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magnitud superior a la usada en el diseño durante el primer año de funcionamiento de la estructura, durante el segundo y así sucesivamente. Dado que la probabilidad de ocurrencia para cada uno de estos eventos es independiente, la probabilidad de falla o riesgo (r) durante el período de vida útil de la estructura se determina mediante la siguiente expresión en función del período de retorno (T, años) y la vida útil (n, años):

(

)

(Ec. 2B.202-01) Esta expresión se encuentra tabulada para algunos valores en la Tabla 2B.202-1 que se presenta a continuación.

Tabla 2B.202-01 Período de retorno y riesgo de falla según vida útil Riesgo (r,%)

Vida útil(n,años) 10 20 25 50

50 15 29 37 73 25 35 70 87 174 10 95 190 238 475 5 195 390 488 975 1 995 1.990 2.488 4.977

Teniendo presente los conceptos antes analizados, así como la experiencia nacional e internacional se deberán emplear para el diseño de las diferentes obras de drenaje vial, como mínimo los períodos de retorno de diseño que se señalan en la Tabla 2B.202-02 adjunta. Dichas obras se verificarán también mediante los períodos de retorno de verificación, aceptando en ese caso alturas de agua superiores a las de diseño (Ver notas al pie de la Tabla para puentes y numeral 2B.202.3 para alcantarillas), pudiendo en los casos de terraplenes bajos ser necesario aumentar la sección útil de la obra para evitar daños en la superestructura de la vía. En aquellas obras de grandes dimensiones, cuya eventual falla ante eventos extraordinarios pueda involucrar el colapso de la infraestructura de la vía poniendo en peligro la seguridad de los usuarios y/o puedan causar daños considerables en las zonas aledañas, El Consultor deberá considerar para el diseño al menos los períodos de retorno de verificación.

Tabla 2B.202-02 Períodos de retorno para diseño

Tipo de obra

Tipo de

vía

Período de retorno (T,años)

Vida útil supuesta (n, años)

Riesgo de falla (%)

Diseño(3) Verifica-ción(4)

Diseño Verifica-ción

Puentes y viaductos(1)

Carreteras 200 300 50 22 15 Caminos 100 150 50 40 28


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Alcantarillas (S>2 m2) ó H

terraplén≥10 m y estructuras enterradas(2)


Alcantarillas S < 2 m2


Drenaje de la plataforma


Defensas de riberas

Carreteras 100 - 20 18 - Caminos 100 - 20 18 -

S = sección útil de la alcantarilla.-

1) En el caso de viaductos el cálculo de caudales en crecida esta destinado a calcular la socavación en las fundaciones de las pilas. Iguales períodos de retorno se emplearán para el cálculo de socavaciones en puentes.

2) Las alcantarillas construidas bajo terraplenes de altura ≥ 10 m deben diseñarse para estos períodos de retorno, cualquiera sea su sección.En esta misma categoría se clasificarán las estructuras proyectadas bajo el nivel del terreno natural circundante destinadas al cruce desnivelado de dos vías.

3) Para la etapa de diseño de puentes y defensas de ribera, la revancha mínima asociada a la cota de aguas máximas para el período de retorno de diseño debe ser igual a 2,0 m.

4) Para la verificación hidráulica de puentes se considerará que la revancha asociada a la cota de aguas máximas para el período de retorno de verificación puede reducirse a 1,0 m. Para la verificación de alcantarillas ver numeral 2B.202.3.1 del Manual NEVI-12-MTOP.

La Tabla 2B.202-02 indica también el riesgo de falla de las distintas obras suponiendo una vida útil como la indicada, supuesto que es bastante representativo de las condiciones usuales. Es importante recalcar que un valor de diseño correspondiente a un período de retorno de 50 años, tiene en promedio una probabilidad de ser igualado o superado igual a 0,02 en un año cualquiera, sin embargo la probabilidad que sea igualado o sobrepasado en un período de 10 años sube a 0,18; en un período de 25 años sube a 0,38 y en un período de 50 años sube a 0,64. Es decir, se requiere usar en el diseño un período de retorno alto para contar con una seguridad de funcionamiento razonable de la obra durante su vida útil. 2B.202.2.3 Análisis de observaciones en el punto de interés Este numeral presenta procedimientos generales para el estudio de las probabilidades asociadas a una serie de datos hidrológicos (caudales o lluvias) registrados en un punto. En consecuencia, aún cuando las indicaciones están redactadas para el análisis de crecidas, ellas son aplicables al estudio de lluvias u otros datos hidrológicos. Se debe tener presente que el desarrollo


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teórico de los modelos probabilísticos y de los métodos de estimación de sus parámetros se incluyeron en el Capítulo 2B.201. En él se sintetizaron las propiedades y características de los principales modelos probabilísticos recomendados para estos fines, se presentaron los métodos para estimar los parámetros, se describieron los procedimientos para calcular las estimaciones puntuales de las variables asociadas a distintos períodos de retorno y para calcular sus errores estándar e intervalos de confianza. Las observaciones y registros de terreno pueden ser: mediciones de caudal en una estación hidrométrica; medidas de marcas de agua de crecidas importantes, geometría, gradiente y estimación de rugosidad de los cursos de agua y análisis del comportamiento de obras existentes. Estas últimas dos observaciones de tipo indirecto, permiten mediante principios hidráulicos tener estimaciones de la magnitud de las crecidas. El análisis de frecuencia de las crecidas registradas utiliza la información histórica para predecir los eventos futuros. Este análisis es esencial en obras de importancia y en cursos de agua con régimen permanente y registros de caudal. La curva de frecuencia de crecidas que asocia a cada crecida una probabilidad de ocurrencia, puede abordarse por ajuste gráfico a los puntos observados o por el uso de modelos de distribución de probabilidades. La información necesaria para realizar este análisis está constituida por la crecida máxima instantánea o máxima diaria observada en cada uno de los años de registro, denominándose a la muestra en este caso, serie anual. Para utilizar este análisis de frecuencia es deseable contar con un mínimo de 20 años de registro. En situaciones de registros más cortos se recurre al uso de las llamadas series parciales, las cuales se forman seleccionando todas las crecidas mayores que un cierto límite fijado arbitrariamente. Tanto el análisis de series parciales como anuales, exige que los eventos seleccionados sean estadísticamente independientes entre sí (no pertenezcan a la misma crecida) y que se compruebe debidamente la calidad y representatividad de la información. Los resultados utilizando series anuales o parciales son prácticamente coincidentes para períodos de retorno superiores a 10 años. La representatividad, calidad y consistencia de los datos es esencial para que los valores usados representen observaciones ciertas y precisas. Por tal motivo, antes de iniciar el estudio probabilístico, la información de crecidas debe someterse a un cuidadoso escrutinio que asegure que las curvas de descarga utilizadas sean válidas, que no existan cambios en los puntos de referencia o desplazamiento del limnígrafo o sección de aforo, y que no hayan existido construcciones de presas o canales que cambien el régimen del flujo. 2B.202.2.3 (1) Ajuste gráfico El método de obtención de la curva de frecuencia de crecidas mediante un ajuste gráfico para obtener las probabilidades empíricas es un procedimiento sencillo y satisfactorio, aunque no se recomienda la extrapolación de los resultados para definir probabilidades de ocurrencia de eventos mayores que los observados históricamente. No obstante lo anterior, se recomienda utilizar este método en los estudios para comparar el comportamiento y ajuste de los modelos


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probabilísticos a la muestra histórica. El procedimiento consiste en ordenar los datos de las crecidas seleccionadas para formar la serie anual, en orden decreciente en magnitud y asociar a cada crecida un período de retorno dado por la expresión siguiente:

(Ec. 2B.202-02) Donde: n número de años m número de orden de crecida máxima anual en el ordenamiento dccreciente T período de retorno en años. El paso siguiente es dibujar un gráfico de los valores de crecidas en función del período de retorno calculado usando un papel de probabilidades. Se debe emplear para estos gráficos un papel de probabilidades que deforma la escala de las abscisas (período de retorno o probabilidades) de tal manera de conseguir que la curva de frecuencia, normalmente en forma de S, se transforme en una recta para así facilitar la extrapolación moderada del registro observado. Se entiende por moderada una extrapolación que no supere el 50% de la longitud de la muestra registrada. Si se presentan puntos de inflexión, o bien el conjunto de puntos no permite trazar una curva representativa, no se recomienda la extrapolación, ya que los errores pueden ser considerables. La cuadrícula del papel es función de la distribución de probabilidades elegida. Usualmente, tratándose de lluvias se obtiene un buen ajuste empleando un papel de probabilidad log-normal o normal, y en el caso de crecidas, usando la distribución de Gumbel llamada también de valores extremos Tipo I. En las Figuras 2B.202-01 y 2B.202-02 se presentan los papeles de distribución log-normal y de valores extremos, respectivamente. 2B.202.2.3 (2) Ajuste a un modelo probabilístico Otro enfoque para asociar a cada crecida un período de retorno es utilizar un modelo probabilístico que represente adecuadamente la muestra. Los modelos aconsejados para estos efectos son el modelo de valores extremos Tipo I (distribución de Gumbel), la distribución Log-Pearson III o Pearson III y las distribuciones de probabilidad normal y log-normal. Los parámetros de estos modelos de distribución se estiman en base a los estadísticos de la muestra. No existe ninguna justificación teórica absoluta que apoye la elección de un determinado modelo probabilístico o de un determinado método de estimación de parámetros. El Consultor deberá seleccionar en cada caso la mejor alternativa apoyado en argumentos de diversa índole. En relación con la estimación de parámetros de los modelos, el método de máxima


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verosimilitud tiene ventajas teóricas que se alcanzan en forma asintótica al aumentar el tamaño de la muestra. Sin embargo se ha demostrado en experimentos de simulación con muestras pequeñas, que otros procedimientos tienen mejores propiedades en casos de muestras de pequeña longitud de registro. No obstante lo anterior, existen algunos elementos que ayudan a seleccionar los modelos más adecuados en un caso particular. Los argumentos se apoyan en la naturaleza de los datos, en los resultados de tests estadísticos, en representaciones gráficas de la distribución de frecuencia acumulada y en la comparación de los histogramas. Adicionalmente, en ciertos casos existen situaciones especiales que hacen que determinados modelos no sean aplicables, por producirse contradicciones entre la muestra y los algoritmos de cálculo o la esencia de la naturaleza del modelo de distribución. Algunos de estos casos son, por ejemplo, no usar transformaciones o modelos de tipo logarítmico cuando la muestra tiene valores nulos. En consecuencia, en estos casos no se aconseja el uso de los modelos log-normal, gama, Gumbel, de valores extremos generalizados y log-Pearson tipo III. Si el estimador del coeficiente de asimetría es superior a 2 en valor absoluto, no se pueden calcular los parámetros de la distribución log-normal-III y Pearson tipo III por el método de máxima verosimilitud. Por otra parte se aconseja usar:

la distribución normal cuando las razones entre el coeficiente de asimetría y su error estándar, así como cuando la razón entre el coeficiente de kurtosis menos tres y su error estándar son inferiores a 2 en valor absoluto, ya que en el 98% de los casos se cumple esta condición si las variables son normales. Sin embargo, esta situación puede no ser muy decisiva si las muestras son pequeñas;

los modelos log-normal de dos y tres parámetros, cuando se cumple la condición anterior aplicada a los logaritmos de los valores;

distribuciones de valores extremos tipo I y valores extremos generalizados, cuando se estudian valores máximos anuales o valores superiores a un umbral o a un cierto número de máximos en cada año y el estimador del coeficiente de asimetría es positivo; y

distribución gama o Pearson tipo III cuando el coeficiente de asimetría es positivo.


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Figura 2B.202-01 Papel de distribución log - normal


253

Figura 2B.202-02 Papel de distribución de valores extremos


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2B.202.2.4 Curvas Intensidad-Duración-Frecuencia de Lluvias 2B.202.2.4 (1) Definiciones y Conceptos Las curvas intensidad - duración - frecuencia de precipitaciones (IDF) son familias de curvas que en abscisas presentan la duración de la lluvia, en ordenadas la intensidad y en forma paramétrica el período de retorno o la probabilidad. Ellas son el resultado de un análisis probabilístico de las lluvias máximas anuales de diferentes duraciones. El Manual NEVI-12-MTOP presenta dos procedimientos para calcularlas: el primero se emplea cuando se cuenta con datos pluviográficos representativos del área de interés y el segundo permite obtener una estimación de estas curvas usando solamente datos pluviométricos. Este segundo procedimiento es útil cuando no se cuenta con información pluviográfica. 2B.202.2.4 (2) Obtención de curvas IDF a partir de datos pluviográficos Para determinar estas curvas se necesita contar con registros pluviográficos de lluvia en el lugar de interés y seleccionar la lluvia más intensa de diferentes duraciones en cada año con el fin de realizar un estudio de frecuencia con cada una de las series así formadas. Es decir, se deben examinar los hietogramas de cada una de las tormentas ocurridas en un año y de estos hietogramas elegir la lluvia correspondiente a la hora más lluviosa, a las dos horas más lluviosas, a las tres horas más lluviosas y así sucesivamente. Con los valores seleccionados se forman series anuales para cada una de las duraciones elegidas. Estas series anuales están formadas eligiendo en cada año del registro, el mayor valor observado correspondiente a cada duración, obteniéndose un valor para cada año y para cada duración. Cada serie se somete a un análisis de frecuencia, asociándole modelos probabilísticos. Así se consigue una asignación de probabilidad para la intensidad de lluvia correspondiente a cada duración, la cual se acostumbra a representar en un gráfico único de intensidad versus duración, teniendo como parámetro la frecuencia o período de retorno. Debe destacarse que formar las series anuales es un proceso largo y laborioso que involucra el examen cuidadoso de los rollos pluviográficos, la lectura de los valores, la digitación de la información, la contrastación y verificación de los valores leídos con los registros pluviométricos cercanos y el análisis de las tormentas registradas para encontrar los máximos valores registrados para cada una de las duraciones seleccionadas. 2B.202.2.4 (3) Coeficientes de Duración y de Frecuencia Las curvas anteriores se pueden resumir expresándolas en términos sin dimensión. Para ello, se acostumbra a emplear los llamados coeficientes de duración y de frecuencia. El coeficiente de duración se define como la razón entre la lluvia caída en una determinada duración y la lluvia caída en 24 horas, ambas para la misma frecuencia. El coeficiente de frecuencia se define como la razón entre la lluvia asociada a un cierto período de retorno y la lluvia asociada a 10 años de período de retorno. Estos coeficientes permiten expresar la familia de curvas en un lugar en términos sin dimensión y son útiles para generalizar o


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extender los valores a puntos sin registros. 2B.202.2.4 (4) Obtención de curvas IDF a partir de datos pluviométricos Cuando no existen datos pluviográficos en la zona de interés, puede estimarse la familia de curvas IDF siguiendo un procedimiento que considera la lluvia máxima diaria con 10 años de período de retorno, de acuerdo a la siguiente expresión:

(Ec. 2B.202-03)

Donde: PT

t lluvia con período de retorno de T años y duración t horas.

P10D

lluvia diaria (7AM a 7AM) con 10 años de período de retorno obtenida de una estación pluviométrica.

CDt coeficiente de duración para t horas. CFT coeficiente de frecuencia para T años de período de retorno. K coeficiente de corrección para la lluvia máxima P10

D medida entre 7 AM y 7 AM respecto de las 24 horas más lluviosas de la tormenta.

En consecuencia, la lluvia con período de retorno T años y duración de t horas puede ser estimada como el producto de K veces la lluvia diaria con 10 años de período de retorno multiplicada por los coeficientes de duración y de frecuencia representativos de la zona de interés correspondientes a la duración y frecuencia seleccionada. Esta expresión es válida para lluvias de 1 a 24 horas de duración en la zona estudiada. La aplicación del método sólo requiere realizar un análisis de frecuencia de las lluvias diarias para calcular la lluvia máxima con 10 años de período de retorno y seleccionar los coeficientes de duración y de frecuencia que sean aplicables al lugar de interés. 2B.202.2.5 Método Racional Este método es utilizable en cuencas pequeñas menores a 25 km². Supone que el escurrimiento máximo generado por una tormenta es proporcional a la lluvia caída, supuesto que se cumple en forma más rigurosa en cuencas mayoritariamente impermeables o en la medida en que la magnitud de la lluvia crece y el área aportante se satura. El caudal máximo para un determinado período de retorno se calcula mediante la siguiente expresión:

(Ec. 2B.202-04) Donde: Q caudal en m3/s; C coeficiente de escorrentía, adimensional (ver Tablas 2B.202-05 y 2B.202-06 adjuntas);


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i intensidad de la lluvia de diseño en mm/hora; A área de aporte en km2. La intensidad de la lluvia de diseño corresponde a aquella de duración igual al tiempo de concentración del área y de la frecuencia o período de retorno seleccionado para el diseño de la obra en cuestión. El tiempo de concentración del área se define como el tiempo necesario para que la partícula de agua hidráulicamente más alejada alcance la salida y puede estimarse por fórmulas empíricas aproximadas. 2B.202.2.5(1) Tiempo de Concentración Las Tablas 2B.202-03 y 2B.202-04 adjuntas resumen las expresiones que se han propuesto para estimar el tiempo de concentración en distintos casos. Por ser este tipo de expresiones producto de resultados empíricos, obtenidos bajo ciertas condiciones particulares, es necesario tener presente que debe juzgarse cualitativamente la factibilidad física del resultado entregado, previo a su aceptación. Como norma general, el tiempo de concentración no debe ser inferior a 10 minutos, salvo que se tengan mediciones en terreno que justifiquen adoptar valores menores. La Tabla 2B.202-03 entrega expresiones válidas en cuencas propiamente tales donde el flujo escurre en una red de cauces o secciones bien definidas; la Tabla 2B.202-04 presenta expresiones desarrolladas para tiempos de concentración de superficies aportantes relativamente planas tales como aeropuertos, áreas adyacentes a la plataforma de la vía, áreas de servicio, estacionamientos y similares, donde el escurrimiento se produce en forma difusa como una lámina extendida y de pequeña altura.

Tabla 2B.202-03 Tiempos de concentración para cuencas (Tc)

Autor Expresión Observaciones Normas Españolas Tc = 18 L0,76/S0,19 California Culverts Practice (1942)

Tc = 57 (L3/H)0,385

Cuencas de montaña

Giandotti Tc = 60 ((4 A0,5+1,5 L)/(0,8 Hm0,5)) Cuencas pequeñas con gradiente

Soil Conservation Service (1975)

Tc =258,7 L0,8 ((1000/CN)-9)0,7/1900 S0,5 Cuencas rurales

Donde: Tc tiempo de concentración en minutos; L longitud del cauce en km; S gradiente longitudinal en m/m; A área de la cuenca en km²; Hm diferencia de nivel entre la cota media de la cuenca y la cota de salida, en m; H diferencia de nivel total entre cotas extremas de la cuenca, en m; CN número de curva (Curve Number), adimensional.


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Tabla 2B.802-04 Tiempos de concentración para zonas llanas (Tc)

Autor Expresión Observaciones Federal Aviation Agency (1970) Tc = 3,26 (1,1-C) L0,5/(100S)0,33 Aeropuertos Izzard (1946) Tc = 525,28 (0,0000276i+C)

Ls0,33/(i0,667S0,333) (1) Experimentos de laboratorio

Morgali y Linsley (1965) Tc = 7 Ls0,6 n0,6/(i0,4 S0,3) (1) Flujo superficial (1) En estos casos se debe resolver el sistema de ecuaciones para “Tc” e “i” a partir de las curvas IDF del lugar, donde la frecuencia “T” es un dato del problema.- Donde: Tc tiempo de concentración en minutos; Ls longitud de escurrimiento superficial en m; L longitud del cauce en km; S gradiente longitudinal en m/m; i intensidad de la lluvia en mm/hora; C coeficiente de escorrentía, adimensional; n rugosidad superficial de Manning, adimensional. 2B.202.2.5 (2) Curvas Intensidad – Duración - Frecuencia de lluvias Adoptada una frecuencia o período de retorno de diseño para la obra de arte y determinado el tiempo de concentración, debe obtenerse la intensidad de la lluvia de diseño utilizando la familia de curvas IDF aplicable en la zona en estudio. Estas curvas se deben calcular empleando la información histórica, o bien estimarse en forma aproximada empleando datos de lluvias máximas diarias cuando no existan registros pluviográficos en la zona de interés, siguiendo los procedimientos explicados en el numeral 2B.202.4. 2B.202.2.5 (3) Coeficientes de escorrentía Los coeficientes de escorrentía dependen de las características del terreno, uso y manejo del suelo y condiciones de infiltración, requiriéndose un criterio técnico adecuado y experiencia de El Consultor para seleccionar un valor representativo. En la Tabla 2B.202-05 adjunta se entregan antecedentes con rangos usuales de este coeficiente para diversos tipos de situaciones.

Tabla 2B.202-05 Coeficientes de escorrentía (C)

Tipo de terreno Coeficiente de escorrentía Pavimentos de adoquín 0,50 – 0,70 Pavimentos asfálticos 0,70 – 0,95 Pavimentos de hormigón 0,80 – 0,95 Suelo arenoso con vegetación y gradiente 2% - 7% 0,15 – 0,20 Suelo arcilloso con pasto y gradiente 2% - 7% 0,25 – 0,65 Zonas de cultivo 0,20 – 0,40


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En otras situaciones, la elección del coeficiente de escorrentía puede abordarse con la ayuda de los factores de relieve, infiltración, cobertura vegetal y almacenamiento de agua en el suelo. En la Tabla 2B.202-06 se presentan los valores recomendados por el Estado de California en su última versión de 1995, los cuales son similares a los incluidos en las instrucciones de diseño de España. Ellos se basan en examinar 4 factores que inciden en este coeficiente, como son el relieve, la infiltración, la vegetación y la capacidad de almacenar agua. El uso de la Tabla requiere seleccionar el valor correspondiente a la situación de cada factor e ir sumando las contribuciones de cada uno de ellos. Si la cuenca presenta mucha heterogeneidad en estas características se pueden estimar coeficientes para cuencas parciales y posteriormente calcular la suma ponderada por el tamaño de las subcuencas para encontrar el valor total. Las recomendaciones anteriores son representativas de tormentas con períodos de retorno de 10 años. Si se necesitan coeficientes de escorrentía de tormentas de períodos de retorno mayor, se recomienda multiplicar los resultados por los factores 1,10, 1,20 y 1,25 para períodos de retorno de 25, 50 y 100 años, respectivamente.

Tabla 2B.202-06 Coeficientes de escorrentía (C) paraT=10 años Factor Extremo Alto Normal Bajo Relieve 0,28-0,35

Escarpado con gradientes > 30%

0,20-0,28 Montañoso con

gradientes entre 10% y 30%

0,14-0,20 Con cerros y

gradientes entre 5% y 10%

0,08-0,14 Relativamente plano con gradientes < 5%

Infiltración 0,12-0,16 Suelo rocoso o arcilloso con capacidad de infiltración

despreciable

0,08-0,12 Suelos arcillosos o limosos con baja

capacidad de infiltración, mal

drenados

0,06-0,08 Normales, bien

drenados, textura mediana, limos arenosos, suelos

arenosos

0,04-0,06 Suelos profundos de arena u otros suelos bien drenados con alta capacidad de

infiltración Cobertura

vegetal 0,12-0,16

Cobertura escasa, terreno sin

vegetación o escasa cobertura

0,08-0,12 Poca vegetación,

terrenos cultivados o naturales, menos del

20% del área con buena cobertura

vegetal

0,06-0,08 Regular a buena, 50% del área con

praderas o bosques, no más del 50%

cultivado

0,04-0,06 Buena a excelente, 90% del área con praderas, bosques o cobertura

similar

Almacenamiento

superficial

0,10-0,12 Despreciable,

pocas depresiones superficiales, sin zonas húmedas

0,08-0,10 Bajo, sistema de

cauces superficiales pequeños, bien

definidos, sin zonas húmedas

0,06-0,08 Normal; posibilidad de almacenamiento

buena, zonas húmedas, pantanos,

lagunas y lagos

0,04-0,06 Capacidad alta,

sistema hidrográfico poco definido, buenas

planicies de inundación o gran cantidad de

zonas húmedas, lagunas o pantanos

Si T > 10 años multiplicar resultado de C por 1,10 (para 25 años), por 1,20 (para 50 años) y por 1,25 (para 100 años)

El método racional se ha utilizado ampliamente para la determinación de caudales de diseño en carreteras debido a su simplicidad y lógica. Sin embargo se deben tener presentes sus limitaciones y las hipótesis involucradas. El método supone que el coeficiente de escorrentía se mantiene constante para distintas tormentas, lo cual es estrictamente válido sólo para áreas


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impermeables, de allí la necesidad de incrementar los valores de C para períodos de retorno altos. Se asume que el período de retorno de la lluvia de diseño es igual al del caudal máximo. Las diversas fórmulas desarrolladas para la determinación del tiempo de concentración a veces dan estimaciones bastante diferentes, lo que refleja la precisión de estas fórmulas empíricas. Supone también que la tormenta tiene distribución e intensidad constante en toda la cuenca. 2B.202.2.6 Hidrogramas Unitarios Para estimar la escorrentía a partir de la lluvia en cuencas mayores a 25 km² sin control hidrométrico, se utilizan métodos indirectos constituidos por tres etapas secuenciales de transformación, cada una de las cuales representa un fenómeno físico del proceso. La primera representa el proceso de infiltración para estimar la lluvia efectiva a partir de la precipitación total, la segunda corresponde a la transformación de la lluvia efectiva en escorrentía directa o superficial y la tercera requiere estimar la escorrentía subterránea o base para agregar al escurrimiento directo y obtener el hidrograma total. El hidrograma unitario es un procedimiento para abordar la segunda etapa de esta transformación. El Manual NEVI-12-MTOP presenta las técnicas hidrológicas recomendadas para la obtención de los hidrogramas unitarios a partir de registros de caudales o bien usando propiedades geométricas y topográficas de las cuencas. Estos métodos son aplicables a cuencas entre 25 y 4.500 km² de superficie. En cuencas de mayor superficie se puede recurrir a subdividirlas en cuencas parciales. El hidrograma unitario es el escurrimiento superficial resultante de una lluvia efectiva de magnitud unitaria (1 mm), de intensidad constante, uniformemente distribuida sobre toda la cuenca y de una duración dada. El concepto supone una respuesta lineal de la cuenca frente a distintos estímulos de lluvia y constituye una metodología indirecta y determinística para estimar la escorrentía superficial que produce una lluvia efectiva conocida. El hidrograma unitario representa un operador que transforma la lluvia efectiva que cae sobre la cuenca para producir el hidrograma de escurrimiento superficial. En la determinación del hidrograma unitario uno de los mayores problemas es estimar la lluvia efectiva, es decir la cantidad de agua que realmente escurre y por consiguiente calcular la proporción de la lluvia que se infiltra. Para ello es necesario definir la capacidad de infiltración o cantidad máxima de agua por unidad de tiempo que el suelo es capaz de absorber bajo ciertas condiciones, la cual en general disminuye con el tiempo para una lluvia dada. Un suelo inicialmente seco, tiene una alta capacidad de infiltración y al humedecerse la capacidad de infiltración disminuye, tendiendo a un valor constante. Los dos procedimientos usuales para calcular el hidrograma unitario son el método convencional y el matricial. El primero supone una tormenta de intensidad constante en el tiempo y el segundo es apropiado para tormentas con intensidad variable en el tiempo.


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El procedimiento convencional, supone que el hidrograma de escurrimiento proviene de una tormenta uniforme de intensidad constante. Por consiguiente, basta con restar del hidrograma de escurrimiento total, el flujo base y posteriormente calcular el volumen escurrido representado por el área bajo la curva del hidrograma. Una vez calculado el volumen, éste se expresa como milímetros escurridos dividiendo el volumen total escurrido superficialmente por el área de la cuenca aportante. El hidrograma unitario se obtiene dividiendo cada una de las ordenadas del hidrograma total por el número de mm escurridos. Cuando la intensidad de la tormenta es variable en el tiempo, una buena estimación de las ordenadas del hidrograma unitario puede derivarse del sistema de ecuaciones que minimiza la suma de los cuadrados de las desviaciones entre las ordenadas del escurrimiento superficial y las calculadas mediante la aplicación del hidrograma unitario a la lluvia efectiva en los distintos intervalos. El procedimiento se puede plantear en forma matricial y las ordenadas del hidrograma unitario se obtienen como solución de un sistema de ecuaciones análogo al denominado ecuaciones normales del problema de regresión por mínimos cuadrados. Adicionalmente en este caso, a la matriz de coeficientes se suma una matriz identidad incrementada por un factor con el objeto de amortiguar las oscilaciones que tienden a producirse. 2B.202.2.7 Análisis regional de crecidas El análisis regional de crecidas es un procedimiento hidrológico que hace uso de la información hidrométrica observada en varios puntos dentro de una región homogénea y así obtener una curva de frecuencia de crecidas aplicable a toda la región. Básicamente, el método tiene dos etapas que son la verificación de la homogeneidad de la región y la determinación de la curva de frecuencia regional. Los procedimientos regionales de frecuencia de crecidas surgen como una forma de mejorar la confiabilidad de los resultados al considerar el conjunto de la información recogida en una región homogénea con el punto de interés, y a la vez permiten realizar estimaciones de crecidas en puntos con poca o sin información hidrométrica. El procedimiento regional consiste en ajustar un modelo probabilístico a los máximos valores de la crecida adimensionalizados al dividirlos por una crecida índice, normalmente la crecida media anual. Las series adimensionales se agrupan y se combinan para formar una sola muestra a la cual se ajusta un modelo probabilístico. 2B.202.2.7 (1) Criterios de regionalización Se entiende por regionalización la identificación mediante técnicas estadísticas de una zona o región con un comportamiento histórico similar con respecto a un estadígrafo o variable hidrológica. Una región que cumple la condición señalada se dice homogénea desde el punto de vista de la hidrología. En esencia la regionalización consiste en escoger un conjunto de estaciones hidrométricas y proponer, a priori, la hipótesis nula de que el grupo


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escogido es homogéneo. Los registros de las estaciones son la variable de entrada para una prueba de homogeneidad regional, la que permite concluir si existe evidencia estadística para aceptar la hipótesis alternativa, es decir que las estaciones no conforman un grupo homogéneo. Las regiones usualmente se definen con base en criterios de delimitación geográfica, aunque también ha habido intentos por identificar regiones usando métodos distintos, clasificándolas en función de la distribución de probabilidades de las crecidas, o bien mediante una clasificación basada en las características de la cuenca o de las crecidas. En estos casos, una zona homogénea puede ocasionalmente estar conformada por conjuntos de estaciones separadas geográficamente. Ambas aproximaciones representan diferentes filosofías de clasificación, pero emplean los mismos algoritmos manteniéndose la necesidad de una dócima estadística de homogeneidad regional y destacando también que la aplicación de una dócima de este tipo es un requisito previo a cualquier análisis regional de lluvias o crecidas. El procedimiento desarrollado por el US Geological Survey (Dalrymple,1960) plantea un test para verificar la homogeneidad hidrológica de una región. Se define como tal un área en la cual las diferencias encontradas en la estimación de la crecida máxima diaria con 10 años de período de retorno, pueden atribuirse a la naturaleza aleatoria de la información. Langbein define en la referencia ya citada, límites para la región de rechazo los cuales son función del período de retorno calculado para la crecida decenal media de la región y la longitud equivalente del registro observado en cada estación. Si el punto que representa a cada registro observado cae dentro de la franja de aceptación, la estación se considera dentro de una región hidrológicamente homogénea.

Los límites se calculan en función del tamaño efectivo de la muestra, siendo éste la suma de la longitud de registro observado más la mitad del registro que se haya rellenado por correlación con otra estación hidrométrica. Los límites se incluyen en la Tabla 2B.202-07 adjunta. El período de retorno de la crecida igual al producto de la crecida media anual de cada estación por la razón promedio (Q10/Qmedio) para el grupo de estaciones, debe caer en el rango indicado para que la estación pueda ser considerada como homogénea con el grupo.

Tabla 2B.202-07 Límites para el test de homogeneidad

Longitud Registro Límite Inferior Límite Superior 10 1,8 70 20 2,8 40 30 3,5 30 40 4,0 25 50 4,4 24 60 4,8 22

Esta dócima se incluyó a los procedimientos recomendados por el U.S.Geological Survey y ha sido utilizada ampliamente en estudios regionales realizados por la comunidad profesional de


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los Estados Unidos de América, teniendo la ventaja de ser de fácil aplicación y uso. La aplicación del test de homogeneidad requiere los siguientes pasos:

1) Desarrollar en cada una de las estaciones un estudio de frecuencia de crecidas de la serie anual usando el modelo de valores extremos tipo I y determinar para cada lugar la crecida media y la crecida con 10 años de período de retorno.

2) Calcular en cada lugar la razón entre la crecida decenal (10 años de período de retorno) y la crecida media anual.

3) Calcular el promedio de las razones determinadas previamente. 4) Tabular para cada lugar la longitud efectiva del registro y el período de retorno de una

crecida igual al producto de la razón promedio calculada en (3) y la crecida media anual del lugar.

5) Verificar si el período de retorno obtenido en (4) se encuentra dentro del rango indicado en la Tabla 2B.202-07 para la correspondiente longitud efectiva de registro.

6) Si el punto que representa a la estación queda al interior del rango indicado en la Tabla 2B.202-07 el lugar se considera homogéneo con el resto de las estaciones.

7) Si alguna estación no cumple el criterio de homogeneidad, se debe eliminar ese lugar y volver a verificar el cumplimiento del criterio para el resto de las estaciones, ya que al eliminar un punto cambia la razón promedio.

2B.202.2.7 (2) Método del U.S. Geological Survey El procedimiento propuesto por el U.S. Geological Survey consiste en desarrollar un estudio de frecuencia de crecidas para cada uno de los puntos con registro pertenecientes a la región de interés, verificando que las estaciones cumplan el criterio de homogeneidad indicado en el Numeral 2B.202.7.1. En cada lugar se desarrolla gráficamente usando el papel de probabilidades de valores extremos, una curva de frecuencia de crecidas. Se determina para cada lugar la crecida media anual que corresponde a la crecida con 2,33 años de período de retorno. En seguida las crecidas de cada lugar para diferentes períodos de retorno se dividen por su correspondiente crecida media anual, formándose así una curva adimensional. Las medianas de las razones calculadas para las distintas estaciones para cada período de retorno definen la curva regional de frecuencia de crecidas. El método requiere además una relación entre la crecida media anual y el tamaño de la cuenca aportante para poder estimar las crecidas medias anuales en los lugares sin registros. 2B.202.2.7 (3) Método regional de momentos ponderados por probabilidad Este método usa la distribución Wakeby propuesta por Houghton (1977, 1978a, 1978b) como un modelo probabilístico adecuado para representar los caudales de crecidas máximas diarias o instantáneas en una región. Varias razones avalan esta recomendación: en primer lugar se ha demostrado que los valores generados por este modelo no adolecen de la llamada condición de separación (Matalas et al., 1975) que se observa en valores provenientes de otros modelos probabilísticos y en consecuencia, su comportamiento en este sentido es


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análogo al que tienen las series históricas. En segundo término es un modelo que cuenta con cinco parámetros, lo que le confiere gran flexibilidad para representar muestras que exhiben distinto comportamiento. En tercer lugar se ha determinado experimentalmente que algunos parámetros pueden ser estimados regionalmente con buena aproximación. Este método de regionalización según Cunnanne (1988) es tan superior a otros que merece ser un punto de partida para la estimación de la crecida de diseño de todo proyecto vial. Las características y propiedades del modelo Wakeby fueron presentadas en el numeral 2B.201.2.4 (2) del Manual NEVI-12-MTOP y en el numeral 2B.201.2.4 (2)c) se describen la estimación de los parámetros de este modelo usando el método de momentos ponderados por probabilidad. Una de las ventajas de esta distribución es la posibilidad de utilizarla regionalmente con buenos resultados, ya que tiene mucha flexibilidad, debido al número de parámetros. Para ello se requiere verificar en primer lugar la homogeneidad de la región. Posteriormente se divide cada uno de los valores observados en cada estación por la crecida media anual correspondiente a ese lugar para tener registros adimensionales y poder combinarlos para formar una sola muestra. Se calculan los momentos ponderados de cada una de las muestras adimensionales y se calculan momentos adimensionales regionales, ponderando los momentos adimensionales por la longitud de cada registro. Usando los momentos regionales adimensionales se ajusta un modelo Wakeby calculándose los parámetros regionales. El resultado constituye el modelo regional válido para dicha zona homogénea. En forma detallada el método requiere las siguientes etapas:

1) Calcular para la serie anual de crecidas en cada estación los estimadores de los 5 primeros momentos ponderados por probabilidad.

2) Para cada registro calcular los momentos adimensionales dividiendo cada uno de los momentos ponderados por el primer momento, que corresponde al promedio de la serie.

3) Calcular los momentos regionales adimensionales como un promedio ponderado de los momentos adimensionales de cada estación, donde el factor de ponderación es la razón entre la longitud del registro de cada estación dividido por la suma de las longitudes de registro en todas las estaciones. Si los registros son de igual longitud, los momentos regionales son iguales al promedio aritmético de los momentos de cada lugar.

4) Con los momentos ponderados por probabilidad adimensionales regionales se estiman los parámetros del modelo Wakeby regional.

5) Obtenidos los parámetros se tiene el modelo regional aplicable a todos los caudales adimensionales de la región y se pueden calcular los valores adimensionales asociados a diferentes períodos de retorno (cuantiles).

6) La crecida adimensional correspondiente a un punto cualquiera, se calcula como el producto del cuantil adimensional por la crecida media anual representativa del punto.


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Este método regional para ser aplicado en puntos sin información requiere contar, además, con una relación para predecir la crecida media anual en función del tamaño de las cuencas, de las precipitaciones o de otras variables geomorfológicas o topográficas. 2B.202.3 DRENAJE TRANSVERSAL DE LA CARRETERA 2B.202.3.1 Aspectos Generales 2B.202.3.1 (1) Definición y Alcance El drenaje transversal de la carretera se consigue mediante aIcantarillas cuya función es proporcionar un medio para que el agua superficial que escurre por cauces naturales o artificiales de moderada importancia, en forma permanente o eventual, pueda atravesar bajo la plataforma de la carretera sin causar daños a ésta, riesgos al tránsito o a la propiedad adyacente. Se entiende por alcantarilla una estructura de drenaje cuya luz mayor, medida paralela al eje de la carretera sea de hasta 6 m. Losas de luces mayores se tratarán como puentes en lo relativo a su cálculo hidráulico. La alcantarilla debe ser capaz de soportar las cargas del tránsito en la carretera, el peso del terraplén sobre ella y las cargas durante la construcción, es decir, también debe cumplir requisitos de tipo estructural. Generalmente se considera a las alcantarillas como estructuras menores, sin embargo, aunque su costo individual es relativamente bajo, el costo total de ellas es importante y por lo tanto debe darse especial atención a su diseño. Debe considerarse también que algunas de estas obras debido a su tamaño o altura de terraplén, pueden constituir un serio peligro para la seguridad de los usuarios y para el funcionamiento de la carretera. Existen programas de computación que facilitan el cálculo hidráulico y el diseño de las alcantarillas. Entre ellos se pueden mencionar el programa HYDRAIN del Federal Highway Administration que incluye un módulo para el cálculo hidráulico de las alcantarillas y otro para el estudio de la disipación de energía a la salida de estas obras de arte. Asimismo, el U.S.Geological Survey ha desarrollado el programa CAP (Culvert Analysis Program) para los mismos fines. La presente Sección se refiere principalmente al diseño hidráulico de estas obras, siendo su objetivo determinar el tamaño más económico que permita evacuar un gasto dado sin sobrepasar la altura de agua permisible en la entrada de la alcantarilla (Ver numeral 2B.202.3). No obstante se incluyen normas generales sobre la elección del tipo de alcantarilla, formas de ubicación, criterios de instalación y condiciones de servicio. 2B.202.3.1 (2) Antecedentes de terreno necesarios


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2B.202.3.1.(2) a) Características topográficas del lugar Además del levantamiento topográfico necesario para definir la obra misma, debe levantarse un perfil longitudinal del cauce en al menos 30 m aguas arriba y 30 m aguas abajo de la obra de arte con perfiles transversales cada 50 ó 20 m, según lo irregular del cauce. En el caso de un cauce de gradiente baja los efectos pueden reflejarse hasta una distancia mayor hacia aguas arriba. 2B.202.3.1 (2)b) Estudio de la cuenca hidrográfica Debe describirse en forma exacta la cuenca hidrográfica que se drenará para así poder establecer los efectos de las crecidas. Debe indicarse la superficie, gradiente, forma, relieve, tipo de vegetación y de terreno, el uso que se le está dando y los cambios que han sido hechos por el hombre, tales como embalses, ya que pueden alterar significativamente las características del flujo. 2B.202.3.1 (2)c) Características del cauce Debe incluir todas sus características físicas. Para los efectos de diseño se requiere secciones transversales, perfiles longitudinales y alineación del cauce o canal pricipal. El perfil debe extenderse lo suficiente de tal modo de poder definir en forma exacta su gradiente y las irregularidades que pudieran existir en él. Además será necesario incluir características del lecho del cauce tales como tipo de terreno, vegetación, sedimentos, sólidos flotantes y otros factores que pudieran afectar el tamaño y la durabilidad de la alcantarilla. 2B.202.3.1 (2)d) Datos de crecidas Se procederá según lo expuesto en "Hidrología del área" y sólo en el caso de no existir los datos mínimos indispensables, se analizarán las marcas de crecidas que pudieran existir, contrastándolas con los testimonios de los habitantes del sector. 2B.202.3.1 (2)e) Otras estructuras existentes El comportamiento de otras estructuras aguas arriba o aguas abajo del cauce puede también ser útil en el diseño, no sólo para verificar el dimensionamiento dado a la obra de arte, sino que también para analizar su funcionamiento durante las crecidas y observar si se ha producido erosión, abrasión, corrosión, acumulación de sedimentos u otros efectos que deban ser tomados en cuenta en el nuevo proyecto. 2B.202.3.2 Ubicación, alineación y gradiente de las alcantarillas 2B.202.3.2 (1) Aspectos generales La adecuada elección de la ubicación, alineación y gradiente de una alcantarilla es


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importante, ya que de ella depende su comportamiento hidráulico, los costos de construcción y mantenimiento, la estabilidad hidráulica de la corriente natural y la seguridad de la carretera. En general se obtendrá la mejor ubicación de una alcantarilla cuando ésta se proyecta siguiendo la alineación y gradiente del cauce natural, ya que existe un balance de factores, tales como la gradiente del cauce, la velocidad del agua y su capacidad de transportar materiales en suspensión y arrastre de fondo. Cuando se cambia cualquiera de estos factores es necesario compensar con cambios en otro de ellos. Por ejemplo, si se acorta un canal largo se aumenta la gradiente y como consecuencia, aumenta la velocidad. Un aumento en la velocidad tiene como efecto secundario problemas de erosión que agrandan la sección hasta que las pérdidas por fricción compensan el aumento de gradiente y reducen la velocidad hasta límites bajo aquellos que producen erosión. En un caso como el expuesto o en general para prevenir la erosión, se puede revestir el cauce o darle al canal una forma tal que reduzca la velocidad debido al aumento de la rugosidad. Al alargar un canal corto ocurre la situación contraria. Se produce una disminución de la gradiente y como consecuencia disminuye la velocidad. Con esto, la capacidad para transportar materiales en suspensión se reduce y éstos se depositan. Para estos casos es necesario tratar de mantener la velocidad original cambiando la forma del canal o disminuyendo la rugosidad. En la instalación de una alcantarilla deberán anticiparse todos estos cambios para defenderse contra ellos. No pueden sacrificarse ciertas características hidráulicas sólo con el fin de reducir los costos. Sin embargo, a menudo las alcantarillas colocadas siguiendo el cauce natural resultan de gran longitud debido al fuerte esviaje del cauce respecto del eje del camino, condición que dá por resultado un alto costo que eventualmente puede ser rebajado. En estos casos será necesario estudiar el cambio de dirección y gradientes naturales dentro de lo posible. Al introducir cambios, la comparación de costos debe incluir posibles estructuras especiales de entrada y salida para disipación de energía, cambios en el cauce natural, revestimientos, gastos adicionales de mantenimiento y posibles daños por el hecho de alterar las condiciones naturales. En los numerales 2B.202.3.1 y 2B.202.3.2 se dan algunas reglas generales para instalación de alcantarillas en ciertas situaciones de orden general. Sin embargo, la ubicación, alineación y gradiente que se elija para cada caso dependerá del buen juicio de El Consultor, quien deberá estudiar los aspectos hidrológicos, hidráulicos y estructurales para obtener finalmente la solución que compatibilice los aspectos de costo, servicio y seguridad de la obra de arte menor.

2B.202.3.2(2) Ubicación en planta Desde el punto de vista económico el reemplazo de la ubicación natural del cauce por otra normal o casi normal al eje del camino, implica la disminución del largo del conducto, el acondicionamiento del cauce y la construcción adicional de un canal de entrada y/o de salida. Estos cambios deben ser diseñados en forma cuidadosa para evitar una mala alineación del canal natural y los problemas de erosión o de depósito de sedimentos,


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tanto en la alcantarilla como en el terraplén y propiedades vecinas.

Como consideraciones generales conviene destacar los siguientes aspectos: La corriente debe cruzar la carretera en la primera oportunidad, ya que así se evita

posibles derrumbes y deslizamientos por conducir la corriente paralela al pie del terraplén y aguas arriba de él.

Si el esviaje del canal con respecto a la normal al eje de la carretera es pequeña, conviene hacer la alcantarilla normal al eje y si es grande, conviene reducirla. No hay disminuciones importantes de costos cuando se reduce un esviaje moderado. Los límites entre estos casos deberán determinarse por comparación de costos.

Las distintas soluciones que podrían darse en el caso general de un cauce con fuerte esviaje aparecen en la Figura 2B.202-03 adjunta.

Figura 2B.202-03 Cauces con fuerte esviaje respecto del eje de la carretera

Caso 1: Se conserva la entrada y salida del canal natural (en general, si este es muy sinuoso aguas abajo de la carretera conviene hacer la alcantarilla recta). Esta solución dá la longitud máxima de alcantarilla. Colocando la alcantarilla ligeramente a un lado del canal natural se puede obtener por lo general una mejor funci6n, siendo necesario desviar la corriente. Caso 2: La entrada se coloca en el canal natural y la salida se desplaza para tener una alcantarilla casi normal at eje de la carretera. Como en este caso se ha alargado la línea de flujo, esto será a costa de reducir la gradiente. Las estructuras de entrada y de salida y la alimentacion del canal deben hacerse de tal modo de minimizar los efectos de cambios bruscos de dirección. Ello podría aumentar la secci6n de la alcantarilla comparada con la de la solución anterior. En los costos será necesario considerar estructuras especiales de entrada y salida, la construcción del canal a la salida y su mantenimiento.


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Caso 3: Se ha desplazado la entrada de modo que la salida descargue directamente en el canal natural. El canal de acercamiento a la alcantarilla debe tener una buena alineaci6n con ella para no necesitar una entrada o salida especial. El tamaño de la alcantarilla puede ser influenciado por el hecho que at aumentar la longitud de flujo debe reducirse la gradiente. Habrá costos adicionales por la construcción y mantenimiento del canal, un posible mayor diámetro y protección del terraplén a la entrada. Caso 4: En este caso se ha desplazado tanto la entrada como la salida. No se obtiene un mejoramiento hidráulico con esta solución y sólo conviene usarla cuando hay restricciones de espacio para otras soluciones. En este caso se requieren estructuras especiales de entrada y de salida de canales de acercamiento en los dos extremos, los que deben considerarse en el costo, además de una posible mayor sección de la alcantarilla debido a la disminución de la gradiente. 2B.202.3.2(3) Perfil longitudinal La mayoría de las alcantarillas se colocan siguiendo la gradiente natural del cauce, sin embargo en ciertos casos puede resultar aconsejable alterar la situación existente. Estas modificaciones de gradiente pueden usarse para disminuir la erosión en el o en los tubos de la alcantarilla, inducir el depósito de sedimentos, mejorar las condiciones hidráulicas, acortar las alcantarillas o reducir los requerimientos estructurales. De todas maneras las alteraciones de la gradiente deben ser estudiadas en forma cuidadosa de tal modo que no se produzcan efectos indeseables. En la Figura 2B.202-04 adjunta se indican los perfiles longitudinales de alcantarillas más usuales con sus respectivas estructuras especiales de salida o de entrada. En general, al cambiar la gradiente en cada uno de estos casos debe tenerse especial cuidado que el terreno de fundación de la alcantarilla no permita asentamientos, debiendo ser terreno natural firme o relleno estructural debidamente compactado, caso contrario las fuerzas de corte causadas por el asentamiento de terraplenes importantes pueden causar el colapso total de la estructura.


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Figura 2B.202-04 Ubicación de alcantarillas respecto de la gradiente longitudinal del

cauce


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2B.202.3.2 (4) Elección del tipo de alcantarilla 2B.202.3.2 (4)a) Forma y sección Las formas usuales de alcantarillas son: circulares, de cajón y múltiples. La alcantarilla circular es una de las más usadas y resiste en forma satisfactoria en la mayoría de los casos las cargas a que son sometidas. Existen distintos tipos de tubos circulares que se utilizan con este propósito. El diámetro para alcantarillas de caminos vecinales o de desarrollo deberá ser al menos 1,00 m si la longitud de la obra es mayor a 10 m. En las demás categorías de caminos y carreteras el diámetro mínimo será de 1,20 m. Las alcantarillas de cajón cuadradas o rectangulares pueden ser diseñadas para evacuar grandes caudales y pueden acomodarse con cambios de altura a distintas limitaciones que puedan existir, tales como alturas de terraplén o alturas permisibles de agua en la entrada. Como generalmente se construyen en el lugar deberá considerarse el tiempo de construcción al compararlas con las circulares prefabricadas. En los cauces naturales que presentan caudales de diseño importantes y la rasante es baja respecto del fondo del cauce, se suelen ocupar alcantarillas múltiples. Sin embargo cuando se ensancha un canal para acomodar una batería de alcantarillas múltiples, se tiende a producir depósito de sedimentos tanto en el canal como en la alcantarilla, situación que deberá tenerse muy presente. En las zonas donde existe escasa vegetación, las tormentas intensas producen un importante arrastre de sólidos mezclados con vegetación seca, los cuales tienden a obstruir las alcantarillas, en especial si estas disminuyen la velocidad del flujo en el cauce natural. Esta situación es más grave cuando la sección de escurrimiento se divide usando alcantarillas múltiples. En estos casos se recomienda seleccionar obras con la mayor sección transversal libre sin subdivisiones, aun cuando la obra sea de costo mayor. Por igual motivo conviene instalarlas con una gradiente tal que acelere el flujo, aunque ello obligue a revestir el cauce a la entrada y a la salida de la obra de arte. La separación de los tubos en instalaciones múltiples medidas entre las superficies externas, deberá ser igual a la mitad del diámetro del tubo con un máximo de 1,00 m y un mínimo de 0,40 m a fin de facilitar la compactación del material de relleno.

2B.202.3.2.(4)b) Materiales Los materiales más usados para las alcantarillas son el hormigón (armado in situ o prefabricado) y el acero corrugado. En la elección del material de la alcantarilla se deben tomar en cuenta la durabilidad, resistencia, rugosidad, condiciones del terreno, resistencia a la corrosión, abrasión y estanqueidad. No es posible dar reglas generales para la elección del


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material ya que depende del tipo de suelo, del agua y de la disponibilidad de los materiales en el lugar. El costo de las alcantarillas está altamente influenciado por la selección del material, forma y sección de ellas. En la elección del tipo de alcantarilla se considerarán los siguientes factores: a) Factores físicos y estructurales:

durabilidad altura disponible para la alcantarilla carga de tierra sobre ella condiciones de apoyo rigidez de la alcantarilla resistencia al impacto tipo de terreno existente

b) Factores hidráulicos: caudal de diseño forma, gradiente y área de del cauce velocidad de aproximación carga hidráulica total admisible arrastre de sedimentos condiciones de entrada y salida gradiente de la alcantarilla rugosidad del conducto longitud y tamaño de la alcantarilla sección transversal

c) Factores de construcción y mantenimiento: accesibilidad del lugar disponibilidad de materiales

d) Costos de la obra de arte. 2B.202.3.3 Diseño Hidráulico 2B.202.3.3(1) Características del flujo y variables de diseño El régimen hidráulico del escurrimiento en las alcantarillas es difícil de predecir, sin embargo existen dos formas básicas, según sea la ubicación de la sección que controla hidráulicamente el flujo.Se trata del escurrimiento con control de entrada y aquél con control en la salida, teniendo cada uno de ellos un método de cálculo particular. Por medio de cálculos hidráulicos se puede determinar el tipo probable de control de escurrimiento bajo el cual funcionará una alcantarilla para un conjunto de condiciones dadas. Sin embargo pueden evitarse esos cálculos determinando la profundidad del agua en la entrada para cada tipo de control y luego adoptar el valor más alto de dicha


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profundidad, el cual indicará el tipo de control determinante. Este método para determinar el tipo de control es correcto, excepto para los casos en los cuales la profundidad del agua en la entrada es aproximadamente la misma para muchos tipos de control. En este caso no es importante la distinción.

En los numerales 2B.202.3.3, 2B.202.3.4 y 2B.202.3.5 se incluyen los métodos de cálculo y el análisis del comportamiento hidráulico de alcantarillas de uso corriente. Un diseño adecuado requiere considerar las siguientes variables de diseño: 2B.202.3.3.(1)a) Gasto de diseño El gasto de diseño se determina de acuerdo con los procedimientos indicados en la sección 2B.202.2 "Hidrología del área", o bien a partir de los derechos de agua que le corresponden a los canales de riego, teniendo presente en este último caso que si el canal se emplaza en ladera, actuará como cuneta de coronación (o contrafoso) durante las tormentas y el caudal puede aumentar, situación que se deberá considerar en el diseño. 2B.202.3.3.(1)b) Carga hidráulica en la entrada o profundidad del remanso Corresponde a la profundidad del agua en la entrada medida desde el punto más bajo (umbral de la alcantarilla). Esta obra al limitar el paso libre del agua, causará un aumento de nivel hacia aguas arriba y en consecuencia puede ocasionar daños a la carretera o a las propiedades vecinas. Se limitará la carga hidráulica máxima con el fin de proteger la vida de los usuarios o vecinos, proteger la estabilidad del terraplén, no producir inundaciones a los terrenos adyacentes, proteger el curso de agua y las planicies adyacentes, no producir daños a la alcantarilla y a la vía, no causar interrupciones al tránsito y no sobrepasar los límites de velocidad de agua recomendados en las alcantarillas y en el cauce a la salida. Dado que la velocidad en la zona del remanso es pequeña, en los cálculos hidráulicos se acostumbra a suponer que la altura de agua corresponde al nivel de energía total disponible. Consideraciones importantes a tener en cuenta en el diseño son el posible daño a la carretera y a las propiedades vecinas. Si las alturas de terraplén son bajas, la carga a la entrada puede inundar la carretera y causar problemas y demoras al tránsito, lo que puede ser especialmente grave dependiendo del nivel de circulación. Aun cuando las grandes alturas de terraplén dan la posibilidad de crear un efecto de embalse temporal del agua disminuyendo los caudales de crecida, estos diseños deben evitarse, considerando los efectos de una posible falla catastrófica del dique y el eventual bloqueo de la obra por arrastre de sedimentos o vegetación, razón por la cual la carga máxima de diseño a la entrada se limita según se indica en la Tabla 2B.202-01. Tanto para alcantarillas con control de entrada como de salida, los tubos, cajones y losas se diseñarán hidráulicamente respetando una carga máxima He, según se trate de canales o cauces naturales permanentes o no permanentes. En los canales la carga máxima de diseño será igual a


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la dimensión de la alcantarilla. En los cauces naturales se podrá aceptar una carga a la entrada igual a la dimensión de la alcantarilla más 0,30 m para el gasto de diseño. Para el caudal de verificación la carga máxima admisible será 0,30 m menor que el borde superior del cabezal, situación que se considera especialmente para terraplenes bajos en que se desea evitar que el agua pueda llegar a sobrepasar la calzada o incluso saturar la estructura del pavimento. En todo caso la He máxima de verificación se limitará según se indica en la Tabla 2B.202-08 y siempre alcanzando como máximo la cota del borde superior del cabezal menos 0,30 m.

Tabla 2B.202-08 Carga hidráulica de diseño (He,m) Tipo de cauces Tubos Cajones Losas (L≤6,0m)*

Canales D (diámetro) H (altura total) H - 0,10 m Diseño cauces naturales D + 0,30 m H + 0,30 m H - 0,10 m

Verificación cauces naturales D + 0,60 m H + 0,60 m H Pero He máximo no puede sobrepasar la cota superior del cabezal - 0,30 m

* Si L > 6,0 m, la revancha adoptar como en puentes (Ver notas (3) y (4) de Tabla 2B.202-2).- 2B.202.3.3.(1)c) Altura de agua a la salida Corresponde a la profundidad del agua medida desde el punto más bajo de la alcantarilla en la sección de salida. Queda determinada por el cauce hacia aguas abajo cuando existe obstrucciones que remansan el agua. 2B.202.3.3(1)d) Velocidad en la salida Esta velocidad es en general mayor que la velocidad de escurrimiento en el cauce natural y debe limitarse para evitar la socavación y erosión del cauce hacia aguas abajo. Los valores máximos recomendados se indican en la Tabla 2B.202-09 adjunta.

Tabla 2B.202-09 Velocidades máximas admisibles (m/s) en canales no revestidos Tipo de terreno Flujo intermitente, m/s Flujo permanente, m/s

Arena fina (no coloidal) 0,75 0,75 Arcilla arenosa (no coloidal) 0,75 0,75 Arcilla limosa (no coloidal) 0,90 0,90 Arcilla fina 1,00 1,00 Ceniza volcánica 1,20 1,00 Grava fina 1,50 1,20 Arcilla dura (coloidal) 1,80 1,40 Material graduado (no coloidal): desde arcilla a grava 2,00 1,50 desde limo a grava 2,10 1,70 Grava 2,30 1,80 Grava gruesa 2,40 2,00 desde grava a piedras (bajo 15 cm) 2,70 2,10 desde grava a piedras (sobre 20 cm) 3,00 2,40


274

Los principales factores que afectan a esta velocidad son la gradiente y rugosidad de la alcantarilla, no influyendo la forma y tamaño significativamente, salvo en los casos en que se produce flujo a sección llena. La velocidad a la salida de alcantarillas escurriendo con control de entrada puede obtenerse en forma aproximada, calculando la velocidad media de la sección transversal de escurrimiento en el conducto empleando la fórmula de Manning.

(Ec. 2B.202-05) Donde: Ω sección de escurrimiento que iguala ambos términos de la ecuación (m2) n coeficiente de rugosidad de Manning R radio hidráulico (m) (Ω/perímetro mojado) J gradiente longitudinal (m/m). Las velocidades de salida obtenidas por este método suelen ser algo mayores que las reales debido a que la profundidad normal, supuesta al aplicar la fórmula de Manning, rara vez se alcanza en la corta longitud de la mayoría de las alcantarillas. En el caso con control de salida, la velocidad media en la salida de la alcantarilla será igual al caudal de descarga dividido por el área de la sección transversal de la corriente en dicho lugar. Esta área de escurrimiento puede ser la correspondiente a la profundidad crítica, o la correspondiente al nivel de la superficie libre en la salida (siempre que este nivel caiga por debajo de la cota del dintel del conducto) o de la sección transversal llena del conducto. 2B.202.3.3(1)e) Formas de la entrada y la salida Influyen en las pérdidas de energía que se producen en estas secciones. Las recomendaciones de diseño se presentan en el numeral 2B.202.3.2. 2B.202.3.3.(1)f) Características de la tubería Incluyen la rugosidad, la longitud, la gradiente, la forma y el tamaño del conducto. Las tres primeras a menudo determinan si la alcantarilla tendrá escurrimiento con control en la entrada o en la salida. Estas características se analizan en los numerales 2B.202.3.3 y 2B.202.3.4. 2B.202.3.3(2) Diseño de entradas y salidas Generalmente se dan formas especiales a los extremos de las alcantarillas con el fin de reducir la erosión y el socavamiento, retener el relleno del terraplén, mejorar el aspecto y el comportamiento hidráulico y lograr la estabilidad de los extremos del conducto. La entrada debe guiar el flujo hacia la alcantarilla con el mínimo de contracción posible y la salida debe restablecer las condiciones naturales del flujo hacia aguas abajo.


275

La forma y oblicuidad de las entradas, además de la geometría de las aristas, afectan la capacidad de descarga de las alcantarillas. La geometría de las aristas tiene particular importancia cuando el escurrimiento es con control en la entrada. Aunque la forma de las salidas no influye considerablemente en el comportamiento hidráulico, generalmente se diseñan idénticas a la entrada. En el caso especial de velocidades de salida que sobrepasen los límites admisibles indicados en la Tabla 2B.202-09, será necesario dar tratamiento especial a la salida con el fin de proteger el cauce aguas abajo y disipar la energía. Las formas más usadas de las aristas de las alcantarillas son: a) Aristas vivas. b) Aristas redondeadas. En que se redondean los bordes de modo que el flujo entre en forma gradual. Esta modificación es económica, disminuye la contracción del flujo a la entrada, y aumenta la capacidad de la alcantarilla, reduciendo el nivel del remanso a la entrada. c) Aristas biseladas o abocinadas. Los bordes se cortan en un ángulo determinado para producir un efecto similar al de las aristas redondeadas, lo cual tiene ventajas constructivas. d) Aristas ranuradas. Corresponden a la primera onda del anillo corrugado de una tubería metálica o al enchufe que tienen los conductos de hormigón en uno de los extremos. Cuando se colocan a la entrada en las alcantarillas pequeñas producen un efecto similar al de las aristas redondeadas. Otros elementos que se usan en combinación con las aristas mencionadas anteriormente en los extremos de las alcantarillas son los siguientes: e) Conducto con extremos alabeados. Esta forma de terminar las alcantarillas se produce formando en cada lado una pared que parte desde la sección del tubo y va alabeándose hasta tomar la forma del cauce natural. Aun cuando este tipo de transición mejora las condiciones de escurrimiento, este tipo de entrada es más costoso y difícil de construir. f) Muros de cabecera y muros de ala. Los primeros parten desde el dintel de la alcantarilla ya sea inclinados con el ángulo de la gradiente del terraplén o verticales. Los verticales son más eficientes desde el punto de vista de su funcionamiento hidráulico. Los muros de ala parten de los lados de la boca de la alcantarilla formando un ángulo determinado con el eje del conducto y ayudan a guiar el flujo hacia la alcantarilla. Tanto los muros de ala como los de cabecera son generalmente de hormigón y se agregan no sólo porque mejoran la eficiencia hidráulica, sino además porque retienen el material e impiden la erosión del terraplén, dan estabilidad estructural a los extremos de la alcantarilla al actuar como contrapeso para una posible fuerza de empuje hacia arriba cuando la alcantarilla está sumergida, colaborando a evitar la cavitación. El fenómeno de cavitación ocurre como resultado de aumentos de velocidades locales que reducen la presión hasta la presión de vapor del agua; se forman así burbujas que son arrastradas a zonas de presión más alta donde colapsan bruscamente y así se somete al material del conducto a golpes de presión que pueden ocasionar su falla. Cuando el acarreo de sólidos flotantes y detritos por parte de la corriente es considerable y


276

puede obstruir la entrada, es indispensable mantener o acelerar la velocidad de aproximación para transportar dichos materiales a través de la alcantarilla. Bajo estas condiciones adquiere gran importancia el ajuste de la entrada o la forma del canal de llegada y las transiciones alabeadas. 2B.202.3.3 (3) Alcantarillas con control de entrada El control de entrada significa que la capacidad de una alcantarilla está determinada en su entrada por la profundidad de remanso (He) y por la geometría de la embocadura, que incluye la forma y área de la sección transversal del conducto y el tipo de aristas de aquélla. Con control de entrada, la rugosidad, la longitud del conducto y las condiciones de la salida (incluyendo la profundidad del agua inmediatamente aguas abajo) no son factores determinantes de la capacidad de la alcantarilla. Un aumento de la gradiente del conducto reduce la profundidad del remanso de entrada en una cantidad ínfima, de manera que cualquier corrección por gradiente puede despreciarse en las alcantarillas que escurren bajo control de entrada. La profundidad del remanso es la distancia vertical desde el umbral de la alcantarilla en la entrada, hasta la línea de energía total de esa sección (profundidad + altura de velocidad). Debido a las pequeñas velocidades de la corriente en los remansos y a la dificultad en determinar la altura de velocidad para todos los escurrimientos, se admite que el nivel de agua y la línea de energía total coinciden. Las relaciones entre la carga hidráulica de entrada, tamaño y forma de la alcantarilla y caudal de diseño para varios tipos de alcantarillas usuales escurriendo con control de entrada se presentan en las Figuras 2B.202-05 a 2B.202-07. Estos gráficos están basados en ensayos de laboratorio y verificaciones en terreno, incluyéndose las instrucciones de uso en cada uno de ellos. La Figura 2B.202-05 permite calcular la carga hidráulica a la entrada para tubos circulares de hormigón conocidas las condiciones de entrada, tamaño y caudal de diseño. La Figura 2B.202-06 se refiere a las cargas hidráulicas a la entrada para tubos de acero corrugado. La Figura 2B.202-07 permite diseñar las alcantarillas de cajón conocidas las condiciones de entrada, tamaño y caudal. .


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Figura 2B.202-05 Alcantarillas de tubería de hormigón con control de entrada


278

Figura 2B.202-06 Alcantarillas de tubería corrugada con control de entrada


279

Figura 2B.202-07 Alcantarillas de cajón con control de entrada


280

2B.202.3.3 (3)a) Expresiones analíticas para el cálculo de He en obras con control de entrada El Federal Highway Administration (FHWA) ha generado mediante modelos de regresión, expresiones polinómicas de quinto grado que entregan la carga hidráulica a la entrada directamente. Estas ecuaciones entregan resultados equivalentes a los obtenidos mediante los gráficos y son válidas para cargas comprendidas entre la mitad y tres veces la altura de la alcantarilla. Las expresiones son del tipo siguiente:

[ ]

(Ec. 2B.202-06) Donde: He carga a la entrada (m) a..., f coeficientes de regresión F = Q/D5/2 en alcantarillas circulares, o bien Q/(BD3/2) en alcantarillas de cajón Q caudal (m3/s) D altura de la alcantarilla (m); diámetro en el caso de tuberías B ancho de la alcantarilla (m) i gradiente longitudinal (m/m) z = 1,81130889 (factor de conversión para unidades métricas) La Tabla 2B.202-10 entrega los coeficientes de regresión para cada uno de los tipos de obra.


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Tabla 2B.202-10 Coeficientes de regresión para alcantarillas con control de entrada

Descripción según tipo de obra

Código

a b c d E F

Alcantarilla circular de hormigón, aristas vivas, muro frontal, alas 33 ≤ β ≤ 83°

1

0,087483

0,706578

0,2533

0,0667

-0,00662

0,000251

Alcantarilla circular de hormigón, aristas ranuradas, muro frontal, alas 33 ≤ β ≤ 83°

2

0,114099

0,653562

-0,2336

0,059772

-0,00616

0,000243

Alcantarilla circular de hormigón, aristas ranuradas, tubo prolongado (sin muro ni alas)

3

0,108786

0,662381

-0,2338

0,057959

-0,00558

0,000205

Alcantarilla circular de acero corrugado, muro frontal, alas 33 ≤ β ≤ 83°

4

0,167433

0,538595

-0,14937

0,039154

-0,00344

0,000116

Alcantarilla circular de acero corrugado, tubo cortado a bisel (sin alas)

5

0,107137

0,757789

-0,3615

0,123393

-0,01606

0,000767

Alcantarilla circular de acero corrugado, tubo prolongado (sin muros ni alas)

6

0,187321

0,567719

-0,15654

0,044705

-0,00344

0,00009

Alcantarilla de cajón, aristas vivas, muro frontal, alas 33 ≤ β ≤ 83g

7 0,072493 0,507087 -0,11747 0,02217 -0,00149 0,000038

Alcantarilla de cajón, aristas vivas, muro frontal, alas β = 17 ó 100°

8 0,122117 0,505435 -0,10856 0,020781 -0,00137 0,000035

Alcantarilla de cajón, aristas vivas, muro frontal, alas con β = 0°

9 0,144133 0,461363 -0,09215 0,020003 -0,00136 0,000036

Alcantarilla de cajón, aristas biseladas, muro frontal, alas 50°

10 0,156609 0,398935 -0,06404 0,011201 -0,00064 0,000015


282

2B.202.3.3.(3) b) Eficiencia hidráulica en alcantarillas con control de entrada La curva de descarga de la alcantarilla o relación entre la carga hidráulica y el caudal que circula, presenta dos tramos bien definidos. Cuando la carga es pequeña la obra funciona como un vertedero y a medida que la carga aumenta, la obra funciona como un orificio. Entre ambas situaciones se produce una transición suave. Cuando la obra funciona como vertedero la capacidad aumenta con pequeños aumentos de carga, sin embargo al actuar como orificio se requieren aumentos importantes de carga para aumentar la capacidad de descarga. En las Figuras 2B.202-08 y 2B.202-09 se muestran ejemplos ilustrativos de variaciones de carga en función del caudal y del tipo de situación de entrada para tubos circulares y de cajón de varias dimensiones. Estas Figuras permiten tener una idea de la capacidad de descarga de las obras en función de la carga, indican la influencia del tipo de entrada y comparan el efecto de la forma de la sección (circular de hormigón, circular de tubo corrugado y cajón de hormigón). Los caudales graficados corresponden a situaciones representativas de valores de diseño con 10, 25, 50 y 100 años de período de retorno. Estas Figuras ayudan a El Consultor en el diseño de la obra, aportando antecedentes para seleccionar el tipo de obra, tamaño de la sección y disposición de las obras a la entrada de la alcantarilla. En la Figura 2B.202-08 se muestran los gráficos correspondientes a tubos circulares (hormigón y acero corrugado) de 0,80 m, 1,00 m y 1,50 m de diámetro para varias situaciones de entrada a la obra. Comparando las curvas se aprecian el efecto del tipo de material del tubo, del tipo de arista y de la transición entre la canalización y la alcantarilla. En la Figura 2B.202-09 se comparan las condiciones de escurrimiento que se producen en alcantarillas de cajón de varias dimensiones y tipos de entrada. Se aprecia en los gráficos el efecto que tienen los muros frontales, los muros de ala y las aristas sobre la carga hidráulica necesaria para conducir el mismo caudal.


283

Figura 2B.202-08 Eficiencia hidráulica según material y tipo de entrada en tuberías circulares con control de entrada


284

Figura 2B.202-09 Eficiencia hidráulica según tipo de entrada en cajones de hormigón armado


285

2B.202.3.3 (4) Alcantarillas con control de salida El escurrimiento en alcantarillas con control de salida puede presentarse con conducto lleno o parcialmente lleno, ya sea en una zona o en toda la longitud de la alcantarilla. Sí cualquier sección transversal escurre llena se dice que el escurrimiento es a sección plena. La Figura 2B.202-10 muestra varias condiciones de escurrimiento con control de salida para varias alturas. Los procedimientos de cálculo son diferentes si la salida está sumergida o no y por lo tanto se analizarán los distintos casos que se ilustran en la Figura 2B.202-10 separadamente. 2B.202.3.3.(4) a) Salida sumergida En este caso la carga H, o energía necesaria para hacer circular un gasto dado por la alcantarilla, se emplea en vencer las pérdidas de entrada, pérdidas por frotamiento evaluadas con la ecuación de Manning y altura de velocidad en la salida. Por consiguiente, se calcula con la siguiente relación:

[

]

(Ec. 2B.202-07) Donde: Ke Coeficiente de pérdida de carga en la entrada (Tabla 2B.202-11); n Coeficiente de rugosidad de Manning (Tabla 2B.202-12); L Longitud de la alcantarilla, m; R Radio hidráulico (razón entre área y perímetro mojado), m; V Velocidad media en la alcantarilla, m/s. La carga H es la diferencia entre la línea de energía en la sección de entrada y la cota piezométrica en la sección de salida. Sin embargo, en general debido a que la velocidad en el remanso es pequeña se supone que la línea de energía es coincidente con el nivel de aguas a la entrada, lo que implica que los niveles calculados pueden ser algo mayores que los reales. La Tabla 2B.202-11 entrega coeficientes de pérdida de carga en la entrada para los distintos tipos de entrada en alcantarillas que escurren llenas o parcialmente llenas con control de salida. Este coeficiente al ser multiplicado por la altura de velocidad, entrega la pérdida de energía debida a la singularidad que produce la entrada a la obra. La Tabla 2B.202-12 entrega coeficientes de rugosidad de Manning para los materiales usados comúnmente en alcantarillas.


286

Figura 2B.202-10 Escurrimiento en alcantarillas con control de salida


287

Tabla 2B.202-11 Coeficientes de pérdida de carga a la entrada en alcantarillas con control a la salida

Tipo de estructura y características de la entrada Coeficiente Ke

1. Tubos de hormigón 1.1.Conducto prolongado fuera del terraplén: - arista ranurada. - arista viva. 1.2. Con muro de cabecera con o sin muros de ala: - arista ranurada. - arista viva. - arista redondeada (r = 1/12 D). - arista biselada.

0,20 0,50

0,20 0,50 0,20 0,20

2. Tubos de metal corrugado 2.1. Conducto prolongado fuera del terraplén sin muro de cabecera. 2.2. Con muro de cabecera, con o sin muros de ala, aristas vivas. 2.3. Con muro de cabecera, con o sin muros de ala, aristas biseladas.

0,90 0,50 0,20

3. Alcantarillas de cajón en hormigón armado 3.1. Con muro de cabecera, sin muros de ala: - bordes de aristas vivas. - bordes aristas redondeadas (r = 1/12 D) o biseladas. 3.2. Con muros de ala formando ángulos entre 30° y 75° con el eje del conducto: - borde del dintel con arista viva. - borde del dintel con arista redondeada (r = 1/12 D) o biseladas. 3.3. Con muros de ala formando ángulos entre 10° y 25° con el eje del conducto y arista viva en el dintel. 3.4. Con muros de ala paralelos al conducto y arista viva en el dintel.

0,50 0,20

0,40 0,20

0,50 0,70

Tabla 2B.202-12 Coeficientes de rugosidad para materiales usados en alcantarillas

Materiales n

a) Hormigón b) Metal corrugado:

- Ondulaciones estándar (68 mm x 13 mm) - Revestido en un 25% - Totalmente revestido - Ondulaciones medianas (76 mm x 25 mm) - 25 % revestido - totalmente revestido - Ondulaciones grandes (152 mm x 51 mm) - 25 % revestido - totalmente revestido

0,012

0,024 0,021 0,012 0,027 0,023 0,012

variable 0,026 0,012

Las Figuras 2B.202-11 a 2B.202-13 presentan nomogramas para el cálculo de la carga H en reemplazo de la ecuación precedente para distintos tipos de alcantarillas. Calculada la carga H, el nivel de aguas a la entrada (He) se calcula sumando la carga al nivel de aguas a la salida de la alcantarilla. En la determinación de este último pueden presentarse dos situaciones. Si a la salida el cauce tiene una sección transversal, gradiente y


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rugosidad razonablemente uniformes, se puede suponer la existencia de altura normal a la salida y calcularla empleando la fórmula de Manning. Si por el contrario, existen en el cauce hacia aguas abajo disminuciones de ancho o gradiente que impliquen un control del régimen hidráulico del escurrimiento, debe calcularse el nivel de aguas a la salida de la alcantarilla empleando los métodos de cálculo de ejes hidráulicos o curvas de remanso. 2B.202.3.3.(4)b) Salidas no sumergidas Si el nivel de la corriente inmediatamente aguas abajo de la salida se encuentra por debajo del dintel de la alcantarilla, la condición de salida sumergida no existe y la determinación del nivel de aguas a la entrada se realiza en forma diferente. La mayoría de los cauces naturales suelen ser relativamente anchos comparados con la alcantarilla y la profundidad de agua en el cauce puede ser menor que la profundidad crítica de la alcantarilla, por lo cual el nivel de la corriente aguas abajo no influye en la capacidad o en el nivel de remanso en la entrada. Los casos en que se produce esta situación corresponden a los presentados en las Figuras 2B.202-11, 2B.202-12, 2B.202-13 y 2B.202-14. La situación presentada para el caso B de la Figura 2B.202-10 ocurre para caudales altos, capaces de producir un escurrimiento con altura crítica igual al diámetro o altura de la alcantarilla en la salida. En este caso la línea piezométrica en la salida coincide con el dintel de la alcantarilla para todo caudal igual o superior al que produce una altura crítica igual a la altura del conducto. Para calcular el nivel de aguas a la entrada se sumará la carga hidráulica a la altura del dintel en la salida. Las alturas críticas en secciones rectangulares y circulares se calculan siguiendo el procedimiento y las expresiones indicadas en el Tópico 2B.201.4.5 del Manual NEVI-12-MTOP. El cálculo de la altura crítica también puede realizarse con la ayuda del gráfico de la Figura 2B.202-15 para tuberías circulares y del gráfico de la Figura 2B.202-16 para tuberías abovedadas. Cuando la profundidad crítica cae bajo el dintel de salida, la superficie libre tiene la forma indicada en el caso C de la Figura 2B.202-10, dependiendo de la magnitud del caudal. En estas condiciones, la determinación exacta de la profundidad de agua en la entrada requeriría del cálculo del eje hidráulico. Este cálculo requiere bastante tiempo y puede conseguirse un diseño aproximado siguiendo el procedimiento que se detalla a continuación. Para encontrarse en las condiciones de escurrimiento mostradas en el caso C, la alcantarilla debe escurrir llena en parte de su longitud. La línea piezométrica para la porción llena pasará por el punto en que la corriente se separa de la parte superior del conducto, representado por el punto A de la figura. Se demuestra, por cálculos de la curva de remanso, que si se prolonga en recta, la línea piezométrica cortará el plano de la sección transversal de salida en un punto situado por encima de la superficie libre de la corriente que en dicho sitio tiene la profundidad crítica. Este punto se encuentra aproximadamente en la mitad de la distancia entre el dintel de la alcantarilla y a profundidad crítica. La prolongación de la recta


289

mencionada anteriorrnente puede considerarse como una línea piezométrica equivalente, y la carga H determinada por la ecuación o los nomogramas puede sumarse al nivel de aquel punto para obtener la cota de la superficie del remanso de entrada. La condición de escurrimiento lleno en parte de la longitud del conducto (Figura 2B.202-10 caso C) se producirá cuando la profundidad del agua a la entrada, medida desde el nivel de la superficie del remanso calculado anteriormente, es igual o mayor que la cantidad:

(Ec. 2B.202-08) donde V es la velocidad media para la sección transversal llena del conducto; Ke la pérdida de carga en la entrada y D la altura interior de la alcantarilla.Si la profundidad de agua en la entrada es menor que el valor precedentemente consignado, la corriente presentará una superficie libre en toda la longitud del conducto, caso D en Figura 2B.202-10 adjunta. Para obtener con precisión la profundidad en la entrada, en las condiciones de escurrimiento del caso D, deberá recurrirse al cálculo de la curva de remanso. La solución aproximada recomendada, es la misma que la dada para las condiciones de escurrimiento del caso C, con la reserva de que la precisión en el cálculo de la profundidad en la entrada He disminuye a medida que decrece el caudal de descarga. .


290

Figura 2B.202-11 Alcantarillas de cajón con control de salida n = 0,012


291

Figura 2B.202-12 Alcantarilla de tubería de hormigón con control de salida n = 0,012


292

Figura 2B.202-13 Alcantarilla de tubería corrugada con control de salida n = 0,024


293

Figura 2B.202-14 Alcantarilla de tubería corrugada abovedada con control de salida n =

0,024


294

Figura 2B.202-15 Profundidad crítica en tuberías circulares


295

Figura 2B.202-16 Profundidad crítica en tuberías abovedadas


296

Para los fines del diseño, este método es generalmente satisfactorio para profundidades del remanso de entrada mayores a 0,75 veces la altura del conducto. Calculada la carga (H), la profundidad del agua en la entrada medida desde el umbral (He) puede expresarse por una sola relación para todas las condiciones de escurrimiento con control en la salida. Esta ecuación es la siguiente:

(Ec. 2B.202-09)

Donde: He profundidad de agua en la entrada (m); H carga de la alcantarilla (m); L longitud de la alcantarilla (m); i gradiente de la alcantarilla (m/m); H1 cota piezométrica en la salida medida desde el umbral de la salida de la alcantarilla (m). Cuando el nivel superficial de la corriente inmediatamente aguas abajo de la salida iguala o sobrepasa el dintel, H1 es igual a dicha profundidad de agua. Si el nivel de aguas abajo se encuentra bajo el dintel (Casos presentados en Figuras 2B.202-08, 2B.202-09 y 2B.202-10), H1 es el mayor de dos valores: la profundidad de aguas en la salida o el valor (hc + D)/2. Esta última expresión representa la altura de la línea piezométrica aproximada mencionada anteriormente. La altura crítica para un gasto Q (m3/s) en una sección rectangular o cuadrada, está dada por

⁄

(Ec. 2B.202-10) Donde: hc profundidad crítica (m); Q gasto (m3/s); B ancho de la obra (m). En el caso de secciones trapeciales, circulares o abovedadas, “hc” se calculará mediante los procedimientos iterativos que se ilustran en el Manual NEVI-12-MTOP. A fin de simplificar el proceso, se podrán utilizar las Figuras 2B.202-15 y 2B.202-16 adjuntas, mediante las cuales se puede determinar un valor estimado. 2B.202.3.3(5) Procedimiento para la selección del tamaño de una alcantarilla A continuación se resume el procedimiento detallado para el cálculo de las dimensiones de una alcantarilla: a) Ordenar todos los datos de diseño: caudal (m3/s), longitud de la alcantarilla (m), gradiente de la alcantarilla, profundidad admisible en el remanso de entrada (m),


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velocidades máximas y medias de la corriente en el cauce natural y elección tentativa del tipo de alcantarilla, material, forma del conducto y tipo de entrada. b) Determinar en primera aproximación las dimensiones del conducto, suponiendo, por ejemplo, una velocidad en el conducto. Si resulta un ancho excesivo, debido a la limitación de altura que impone el terraplén puede pensarse en una alcantarilla múltiple. c) Determinar la profundidad del remanso de entrada suponiendo escurrimiento con control de entrada. Si esta profundidad resulta mayor que la admisible debe ensayarse una nueva dimensión tentativa. d) Suponer escurrimiento con control de salida y determinar la profundidad en el remanso de entrada. Inicialmente debe determinarse la profundidad de la corriente en la salida y seguir el procedimiento que corresponda según sea una situación de salida sumergida o no sumergida. e) Comparar las profundidades en el remanso de entrada con escurrimientos con control en la entrada y en la salida. El valor determinante es el mayor de ambos e indica cuál es el tipo de control que rige para las dimensiones elegidas en las condiciones del problema. f) Si el valor determinante es mayor que el admisible y hay control de salida, elegir una dimensión mayor y repetir el cálculo para control de salida. g) Repetir el procedimiento hasta contar con un tamaño adecuado. h) Calcular la velocidad de salida y verificar que su valor sea menor que los máximos admisibles.(Tabla 2B.202-02). i) Anotar las características de la alcantarilla finalmente elegida, incluyendo tipo, tamaño, profundidad del remanso en la entrada y velocidad de salida. 2B.202.3.3(6) Problemas hidráulicos especiales 2B.202.3.3.(6)a) Sólidos flotantes Los sólidos, basuras y ramas arrastradas por el agua son muy perjudiciales si se acumulan a la entrada de la alcantarilla y afectan significativamente el funcionamiento hidráulico de la obra. Esta situación produce efectos adversos importantes en la obra, en la vía y en las zonas adyacentes. Es indispensable en consecuencia, contar con un buen mantenimiento para identificar los puntos con potencial de obstrucción y contar con las medidas adecuadas para evitar estos problemas. Existen dos alternativas para tratarlos, diseñar una obra para que pasen los sólidos, basuras y ramas o diseñar obras para interceptar los sólidos flotantes. Debe hacerse un estudio económico entre la solución de pasar los sólidos flotantes por la alcantarilla (lo cual generalmente tiene un mayor costo de construcción) y la solución de retener los sólidos aguas arriba de la entrada por medio de un dispositivo especial, solución que generalmente requiere de altos gastos de mantenimiento. Para retener las ramas y objetos flotantes puede instalarse una cámara, que es una extensión vertical de la alcantarilla que permite la limpieza cuando la entrada principal está obstruida. Esto implica aumentar la carga de entrada, por lo que deberán considerarse las precauciones tendientes a impedir el desarrollo de velocidades y presiones excesivas que pudieran ocasionar filtraciones en la alcantarilla.


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2B.202.3.3 (6)b) Anclaje Durante las crecidas se producen en las entradas de las alcantarillas vórtices y remolinos que socavan y erosionan el relleno del terraplén. Se producen fuerzas de empuje que, especialmente en los casos de tuberías de metal corrugado, con conducto cortado a bisel de acuerdo al talud del terraplén, o prolongados fuera de ésta, pueden producir la falla de la entrada. El anclaje se logra aumentando el peso de los extremos de la alcantarilla mediante muros de cabecera y pavimentos colocados en el talud del terraplén. Estas soluciones protegen además contra la erosión del material de relleno y contra posibles deformaciones de las entradas. En cuanto a las salidas, éstas también necesitan ser ancladas, ya que en ciertas ocasiones debido a erosión en este extremo pueden separarse las uniones de la alcantarilla misma. 2B.202.3.3 (6) c) Uniones Es indispensable que las uniones en una alcantarilla sean lo suficientemente impermeables para evitar problemas de erosión v arrastre. Este problema se produce por filtraciones no sólo en las uniones sino también a lo largo de la alcantarilla que van erosionando el material de relleno bajo ella, y pueden finalmente causar la falla de la alcantarilla o del terraplén. 2B.202.3.3 (6)d) Inflexiones del eje de la alcantarilla Cuando el eje de la alcantarilla no es recto, ya sea en planta o perfil, los cambios de dirección deben hacerse en la forma más gradual y uniforme que permita el lugar. Para estos casos debe considerarse el paso de sólidos flotantes y el depósito de sedimentos. Si la alcantarilla opera con control de salida deberá tomarse en cuenta las pérdidas de carga debidas al cambio en la dirección del eje, las cuales son generalmente pequeñas, pero en casos importantes será necesario calcularlas. 2B.202.3.3 (6)e) Socavación local a la salida Cuando la velocidad del escurrimiento en la alcantarilla es alta, puede producirse una socavación local a la salida de la obra que comprometa su estabilidad. En estos casos deben tomarse precauciones especiales, ya sea protegiendo el cauce natural con un pedraplén adecuado, o bien incluyendo obras de disipación de energía. 2B.202.3.4 Criterios de Instalación 2B.202.3.4 (1) Consideraciones sobre rellenos y apoyos La altura de relleno que puede soportar una alcantarilla depende de las condiciones de su fundación, del método de instalación, de su rigidez y de su resistencia estructural.


299

Las tensiones en la alcantarilla están altamente influenciadas por las condiciones de la fundación pudiendo presentarse varios casos:

• La condición usual es aquella en que tanto el terreno bajo la alcantarilla como el relleno adyacente se asientan ligeramente. Si se produce un asentamiento uniforme tanto bajo la alcantarilla como en el relleno adyacente, no se producirán grandes tensiones en una alcantarilla flexible o en una segmentada rígida. Sin embargo, un asentamiento desigual puede significar distorsión y esfuerzos de corte, lo cual puede ocasionar fallas en alcantarillas rígidas. Una alcantarilla flexible se acomoda a asentamientos desiguales moderados, pero también estaría sujeta a esfuerzos de corte. Las alcantarillas monolíticas pueden tolerar solo pequeños asentamientos y requieren condiciones favorables de fundación.

• Una fundación en la cual no se producen asentamientos, unida a un relleno adyacente que se asienta puede producir grandes tensiones en la alcantarilla, cualquiera sea su tipo.

• Una fundación sin asentamiento, tanto bajo la alcantarilla como en el terreno adyacente produce también altas tensiones en la alcantarilla cuando la altura del terraplén supera los 10 m sobre la clave de la obra.

2B.202.3.4(2) Requisitos de resistencia de tuberías corrugadas Las principales fuerzas que actúan sobre la tubería son las cargas vivas, el peso del material de relleno, las fuerzas debidas al movimiento del suelo y los posibles esfuerzos de flexión debido a la erosión o socavación del terreno. Debe considerarse también que durante la construcción, el conducto puede verse sometido a esfuerzos mayores que aquellos que tendrá durante su vida de servicio una vez construido el pavimento. 2B.202.3.5 Condiciones de Servicio 2B.202.3.5(1) Mantenimiento Las alcantarillas deben mantenerse razonablemente limpias y reparadas en todo momento si se pretende que ellas funcionen como se ha previsto en el diseño. Un buen programa de mantenimiento implica inversiones periódicas, pero con éste se reducirá la probabilidad de falla de la alcantarilla, cuya reparación suele ser aún más costosa. El programa de mantenimiento debe incluir inspecciones periódicas con inspecciones adicionales después de las crecidas. Estas últimas tienen por objeto, además de comprobar el estado de la obra, anotar alturas de aguas que pueden ser un dato importante para nuevos diseños o reposiciones requeridas en la zona. Deberán indicarse las reparaciones necesarias, tales como acumulación de material de arrastre, depósitos de sedimentos, erosión, socavación y daño en la estructura. A veces, estas inspecciones revelan la necesidad de reparaciones mayores tales como protección contra la erosión o la construcción de disipadores de energía. En ciertos casos, las


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condiciones cambian con respeto a las que había en el momento en que se diseñó la alcantarilla. Por ejemplo, la urbanización de la zona, los cambios en la cuenca hidrográfica y la canalización del cauce alteran las condiciones de diseño y deberán tomarse las medidas correctivas del caso. Cuando existen estructuras especiales para la retención de material de arrastre, es necesario que éstas tengan un fácil acceso, ya que la mayoría de ellas requieren de limpieza después de cada tormenta. Al elegir el tipo de estructura para retener el material de arrastre deberá tomarse en cuenta la frecuencia con que será posible hacer estas limpiezas. Si se anticipa que la frecuencia será muy baja, conviene más bien diseñar la alcantarilla de modo que los sólidos flotantes pasen por ella. 2B.202.3.5(2) Abrasión La abrasión consiste en la erosión del material de la alcantarilla por sólidos flotantes acarreados por el cauce natural. El deterioro mecánico depende de la frecuencia, duración y velocidad del flujo, así como del carácter y cantidad de material de arrastre. Se puede proteger las obras contra la abrasión usando espesores adicionales de material estructural en el fondo de la alcantarilla. En alcantarillas de metal se puede construir una solera pavimentada cuando estén expuestas a un excesivo deterioro a causa de la acción de los elementos abrasivos del flujo o cuando las alcantarillas son utilizadas como paso de ganado. La solera pavimentada deberá extenderse sobre el tercio inferior de la circunferencia de la tubería y deberá proporcionar un recubrimiento adecuado por encima de las crestas de las corrugaciones.En el caso de alcantarillas de metal también se puede utilizar espesores adicionales de plancha. Sin embargo, cuando se presenta corrosión combinada con abrasión, otros tipos de alcantarilla resultan generalmente más económicos que las tuberías metálicas de gran espesor. Para el caso de alcantarillas de hormigón la consideración de espesores adicionales de la solera constituye una buena solución. Para ellos se utilizará mezcla de hormigón más durable. Los espesores extra de pared de los tubos proporcionarán un recubrimiento adicional a las armaduras de refuerzo, las que resultarán menos expuestas a los elementos corrosivos y a 9999las velocidades excesivas de flujo. Donde existe abrasión muy severa se puede considerar la instalación de rieles u otros perfiles de acero puestos longitudinalmente en el fondo de la alcantarilla. 2B.202.3.5(3) Corrosión La corrosión puede manifestarse como consecuencia de la acción de elementos activos presentes en el suelo, aguas o atmósfera. Las condiciones ambientales que contribuyen a la corrosión de alcantarillas metálicas son condiciones alcalinas y ácidas en el suelo y en el agua y la conductividad eléctrica del suelo.


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Otro factor que contribuye a la corrosión es la frecuencia y duración en flujos que transportan sólidos que producen abrasión y dañan las capas protectoras. El agua salada causa intensa corrosión a corto plazo en el acero. En general, cualquier material de alcantarilla expuesto al agua de mar requiere algún tipo de protección para asegurar una adecuada vida útil. Lo mismo sucede con los ácidos producidos por minas de carbón y otras operaciones mineras. La experiencia ha demostrado por otra parte, que los metales se corroen en suelos con gran contenido de productos orgánicos. Para alcantarillas de metal corrugado generalmente se utilizan capas protectoras tales como revestimientos bituminosos con o sin pavimento de solera, o bien recubrimiento asfáltico en combinación con galvanizado u otros sistemas aceptables de protección. La duración de las tuberías de hormigón puede ser afectada por concentración de ácidos, cloruros y sulfatos en el suelo y en el agua. En relación a la acidez de suelos y aguas si el pH es menor de 5,5 no se recomienda el empleo de tuberías de hormigón armado sin un revestimiento protector. El uso de tuberías de hormigón poroso, de espesor igual o menor a 2,5 cm no se aconseja si el pH es inferior a 6,5. La Tabla 2B.202-13 presenta una guía para establecer el tipo y cantidad de cemento para uso en varios rangos de concentración de sulfatos en el suelo y en el agua. En ciertos casos, para proteger contra la corrosión se puede agregar espesores mayores de recubrimiento para el acero de refuerzo. Cuando la alcantariIla esté expuesta al aire salino, agua de mar u otras condiciones altamente corrosivas, puede considerarse el empleo de tuberías de hormigón de alta densidad, como los que se obtienen por centrifugación y otros procesos. Además, debe considerarse que el empleo de un hormigón controlado de alta resistencia, con materiales seleccionados de granulometría adecuada, unida a una cuidadosa fabricación, colocación y curado, puede aumentar notablemente su resistencia a los agentes corrosivos.

Tabla2B.202-13 Valores guía sobre resistencia al sulfato en tuberías de hormigón ((Recomendaciones sobre tipo y cantidad de cemento basadas en análisis de contenido de

sulfatos en suelos y aguas) Sulfato soluble en agua en muestras de suelo, % (1)

Sulfato en muestras de agua, mg/l

Tipo de cemento

Factor cemento

0–0,20 0–2.000 Portland (3) Especial (4)

Mínimo requerido por Especificaciones Mínimo requerido por Especificaciones

0,20–0,50 2.000–5.000 Portland (3) Especial (4)

7 sacos Mínimo exigido por Especificaciones

0,50-1,50 5.000–15.000 Portland (3) Especial (4)

7 sacos + Al (2) 7 sacos

Sobre 1,50 Especial (4) 6 sacos + Al (2) Sulfatos cono SO4


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(1) Aire incorporado 4 ½ ± ½ % de aire, (2) Cemento portland sin exigencias de composición química especial, (3) Cemento portland especial con un máximo admisible de 5 % de aluminado cálcico. 2B.202.3.5 (4) Seguridad y vida útil El diseño de alcantarillas debe proporcionar seguridad para el tránsito mediante estructuras que cumplan cabalmente la función hidráulica asignada.Además, deben estar ubicadas de tal modo que presenten el mínimo de peligro para el tránsito vehicular. Los extremos de las alcantarillas deben estar ubicados al exterior del máximo sobreancho de la calzada. En el caso de cámaras que deban situarse próximas a la calzada de tránsito, tales como sumideros, se deberán emplear rejillas de protección. Sin embargo, antes de considerar esta solución deberá estudiarse su capacidad hidráulica y la posibilidad de que sean obstruidas por sólidos flotantes. Para aquellos casos en que sea imposible sacar los extremos de la alcantarilla totalmente fuera del máximo sobreancho de la calzada, deberán construirse barreras protectoras. Debido a los fenómenos de abrasión y corrosión antes mencionados, la vida útil de los materiales constituyentes de las alcantarillas debe ser mayor que la vida útil económica de la carretera, considerando el tipo de pavimento que ésta posea. La determinación de la vida de servicio de alcantarillas metálicas se hará en base a los análisis de pH y resistividad del medio circundante y teniendo presente las recomendaciones que luego se citan. La Tabla 2B.202-14 constituye una guía para predecir la vida de servicio de tuberías metálicas revestidas. Estas cifras recomendadas al igual que las indicadas en la Tabla 2B.202-13 para tuberías de hormigón podrán modificarse si las observaciones en terreno de instalaciones similares existentes demuestran que pueden adaptarse otros valores más apropiados. Las medidas que con mayor frecuencia se utilizan para prolongar la vida útil de las alcantarillas son: 2B.202.3.5 (4) a) Alcantarillas metálicas En condiciones normales el galvanizado exigido para la plancha metálica en la Sección 3.602 del Volumen N° 3 del Manual NEVI-12-MTOP es suficiente, sin embargo, la presencia de elementos corrosivos o abrasivos pueden exigir una protección adicional.


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Tabla 2B.202-14 Guía para anticipar la prolongación de la vida de servicio de tuberías de acero determinada por el revestimiento bituminoso

Velocidad del flujo, m/s

Materiales del lecho del canal

Revestimiento bituminoso, años

Revestimiento bituminoso + solera pavimentada, años

Menor que1,50 Abrasivo No abrasivo

6 8

15 15

1,50–2,00 Abrasivo No abrasivo

6 8

12 15

Mayor que2,00 Abrasivo No abrasivo

0 2

5 10

a) Materiales del canal: a falta de alcantarillas en servicio en el lugar, puede suponerse que el canal es potencialmente abrasivo si existen en él arena y/o rocas. La presencia de limo, arcilla o vegetación espesa puede indicar un flujo no abrasivo. Para flujo continuo, la vida de la protección de la solera puede suponerse igual a la mitad de los valores dados en la Tabla 2B.202-14. b) Revestimiento asfáltico. La necesidad de proveer un recubrimiento asfáltico se determinará considerando las condiciones hidráulicas, la experiencia local y el aspecto económico. El recubrimiento en combinación con el galvanizado, puede considerarse en las siguientes situaciones:

• Tratándose de agua estancada o de pantanos, o en zonas de vegetación densa donde la descomposición de la materia orgánica puede producir ácidos orgánicos;

• Cuando la falta de gradiente o una obstrucción pudieran ocasionar depósitos, humedad permanente, o ambas cosas simultáneamente; y

• En condiciones de flujo continuo o permanente. En suelos alcalinos muy drenados y normalmente secos.

Bajo las condiciones citadas a continuación, el revestimiento asfáltico combinado con galvanización no ofrece una protección suficiente:

• Cuando las velocidades excesivas se suman a la presencia de elementos abrasivos en el flujo;

• Cuando la alcantarilla está expuesta a atmósferas o aguas salinas o ácidas provenientes de establecimientos mineros o industriales;

• En suelos altamente mineralizados, en suelos de turba y en suelos alcalinos mal drenados y frecuentemente húmedos; y

• Cuando se integran al flujo aguas lluvias provenientes de granjas y corrales. Estas condiciones exigen la consideración de otros tipos de tubería para alcantarillas, incluyendo espesores adicionales u otros medios de protección. Pavimento de solera. Se emplea frecuentemente en alcantarillas expuestas a un excesivo deterioro a causa de elementos abrasivos en el flujo. Espesores adicionales de la plancha. Estos aumentan la vida útil, pero en casos de corrosión combinada con abrasión, otros tipos de alcantarilla generalmente resultan más económicos que los metálicos de gran espesor.


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2B.202.3.5 (4)b) Alcantarillas de hormigón Se utilizan espesores adicionales o el empleo de tuberías de alta densidad, de acuerdo a lo expuesto en los numerales 2B.202.3.5(2) y 2B.202.3.5(3) 2B.202.3.6 Condiciones de Escurrimiento En dependencia de la combinación de los parámetros hidráulicos, en la alcantarilla se presentan diferentes condiciones de escurrimiento detalladas a continuación. 2B.202.3.6 (1) Condiciones a la entrada de la alcantarilla De acuerdo a la altura que alcanza la corriente aguas arriba de la alcantarilla respecto al dintel de la misma, se distinguen dos casos: 2B.202.3.6 (1) a) Condición de entrada libre: He < 1,2 H (ó D) 2B.202.3.6 (1) b) Condición de entrada sumergida: He > 1,2 H (ó D) 2B.202.3.6 (2) Condiciones a la salida de la alcantarilla De acuerdo a la altura que alcanza la corriente aguas abajo de la alcantarilla respecto al dintel de la misma, se distinguen dos casos: 2B.202.3.6 (2) a) Condición de salida libre: hs < 1,2 H (ó D) 2B.202.3.6 (2) b) Condición de salida sumergida: hs > 1,2 H (ó D) 2B.202.3.6 (3) Condiciones del flujo en la alcantarilla Según el nivel que alcancen las aguas en el interior de la alcantarilla, también se distinguen dos casos: 2B.202.3.6 (3) a) Sección parcialmente llena 2B.202.3.6 (3) a) Sección llena De las posibles combinaciones que puedan realmente lograrse con las condiciones recién descritas, se aceptan para el diseño las que aparecen esquematizadas en las Figuras 2B.202-17 y 2B.202-18 adjuntas.


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Figura 2B.202-17: Tipos de escurrimiento I y II

Figura 2B.202-18: Tipos de escurrimiento III y IV


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El caso identificado como I corresponde a cauces con fuerte gradiente (i>ic). En ellos se dan generalmente las condiciones 2B.202.3.6 (1) a), 2B.202.3.6(2) a) y 2B.202.3.6(3) a). El caso II se puede presentar como consecuencia del remanso producido por una estructura insuficiente localizada aguas abajo, por una gradiente reducida del canal de salida o por efecto de una corriente tansversal. En este caso las condiciones involucradas serían 2B.202.3.6(1)b), 2B.202.3.6(2)b) y 2B.202.3.6(3)b). El caso III se presenta en cauces muy anchos con escasa gradiente longitudinal o grandes planicies donde el calado correspondiente al régimen uniforme es menor que el crítico (hs < hc). En este caso se cumplen las condiciones 2B.202.3.6 (1) a), 2B.202.3.6(2) a) y 2B.202.3.6(3) a). Por último, el caso IV corresponde a los cursos de agua en régimen subcrítico en cauces estrechos donde el calado uniforme hs resulta mayor que hc (hs > hc). En este caso se cumplen las condiciones 2B.202.3.6 (1) a), 2B.202.3.6(2) a) y 2B.202.3.6(3) a). 2B.202.3.7 Tipos de Cabeceras 2B.202.3.7 (1) Muro recto Se utiliza para alcantarillas pequeñas con gradientes longitudinales suaves, cuando el eje del flujo coincide con el eje de la alcantarilla. (Con coeficientes de entrada Ke = 0,50 para aristas vivas y Ke = 0,40 para aristas redondeadas). 2B.202.3.7 (2) Muro en “L” Se utiliza cuando es necesario un cambio brusco en la dirección del flujo. 2B.202.3.7 (3) Muro de ala con ángulo abierto Se utiliza en la mayoría de los casos, especialmente en cauces definidos con velocidades de llegada moderadas. (Con coeficientes de entrada Ke = 0,30 para aristas vivas y Ke = 0,20 para cantos redondeados). 2B.202.3.7 (4) Muro de ala con ángulo cerrado Se utiliza en cauces bien definidos copn abundante arrastre y altas velocidades de llegada. Tiene la ventaja de orientar el arrastre facilitando su paso a través del conducto. (Con coeficientes de entrada Ke = 0,30 para aristas vivas y Ke = 0,20 para cantos redondeados). 2B.202.3.7 (5) Muro en “U” Son constructivamente los más económicos y sencillos, pero hidráulicamente los más ineficaces. Pueden utilizarse en alcantarillas pequeñas donde las velocidades de salida son bajas o el cauce


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no está sujeto a erosión. Los muros recién descritos se presentan esquemáticamente en la Figura 2B.202-19 adjunta.

Figura 2B.202-19: Tipos de cabeceras en alcantarillas


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2B.202.4 DRENAJE DE LA PLATAFORMA 2B.202.4.1 Aspectos Generales 2B.202.4.1 (1) Objetivo y Alcance El objetivo último del diseño de las obras de drenaje de la plataforma es mantener las pistas de tránsito libres de inundación para la probabilidad de la precipitación de diseño. Esta sección incluye el análisis de los distintos tipos de obras necesarias para recoger y eliminar las aguas que se acumulan en la plataforma de la carretera, las que pueden provenir de aguas lluvias que caen directamente sobre la franja de expropiación de la carretera, aguas superficiales que provienen de áreas vecinas fuera de la franja de expropiación, que no son interceptadas y llegan a la carretera, así como también aguas superficiales que llegan a la carretera en los cruces de caminos. 2B.202.4.1 (2) Criterios de Diseño La frecuencia de diseño y tolerancia a las inundaciones o desbordes dependerán de la importancia de la vía y de los riesgos y costos que ellos implican. La frecuencia de la precipitación de diseño y la extensión admisible de inundación se determinarán con las normas indicadas en la Tabla 2B.202-15 adjunta. Los caudales de diseño para el drenaje de la plataforma se estimarán mediante el método racional, adoptándose un tiempo de concentración mínimo de 10 minutos y un período de retorno equivalente a 25 años. Se evitará la concentración de flujos extendidos a través de la plataforma, no permitiéndose, como regla general, flujos concentrados en la plataforma de más de 3 l/s. En el caso específico del drenaje de parterres, se deberán tomar en consideración los siguientes aspectos de diseño. En primer lugar, se deberá minimizar el escurrimiento de flujos, sean éstos concentrados o extendidos, por los parterres que separan las calzadas de tránsito unidireccional. Cuando se trata de parterres a ras de las calzadas y de anchos no superiores a 3 m los escurrimientos provenientes de las precipitaciones pluviales podrán evacuarse hacia las calzadas adyacentes. En los parterres hundidos deberán disponerse sumideros de aguas lluvia que desagüen a un colector del sistema general de drenaje vial.


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Tabla 2B.202-15 Normas para drenaje de la plataforma Características de la

carretera Límites de inundación de escorrentía

superficial (para tiempo de concentración igual a 10 minutos)

Frecuencia de la lluvia de diseño según el tipo de

carretera Vías de circulación normales: a) Espaldones dispuestos

a nivel de calzada. b) Espaldones

transitables con solera.

Hasta el borde más bajo de la calzada. Hasta 1,50 m de la calzada, pero el agua no sobrepasará el espaldón del lado más bajo de los peraltes.

25 años para autopistas o previstas como tales.

Parterre hundido. Borde de la calzada.

10 años para autovías y carreteras principales.

Parterre elevado con soleras.

Hasta un ancho de 3,00 m de la plataforma sin que el agua llegue a desbordar la solera del parterre.

Rampas. Hasta un ancho de 3,00 m de la plataforma sin que el agua llegue a desbordar la solera o borde de la cuneta del lado más bajo de un peralte.

Ramales y otros empalmes de importancia similar.

Idem a a) y b) ya consignados. 5 años para caminos.

Puntos bajos de la calzada y secciones bajo el nivel del terreno.

Hasta un ancho de 1,50 m de la calzada, independientemente del tipo de espaldón.

50 años para autopistas 25 años para autovías y carreteras principales 10 años para caminos

Las gradientes longitudinales mínimas recomendables son de 0,25% para parterres de tierra y de 0,12% para parterres con cauces pavimentados. Cuando las velocidades son excesivas para las condiciones del terreno (ver Tabla 2B.202-12), deberán tomarse las precauciones correspondientes para evitar la erosión. Por último, y considerando los factores económicos, se tendrán en cuenta aquellas posibilidades de diseño que permitan introducir economías en los costos de obras de drenaje en el parterre. Para ello se recomienda dotar al parterre de capacidad de retención provisional de las aguas conjuntamente con sumideros sencillos de fácil construcción. Se sugiere ubicar los sumideros de tal manera que sea posible desaguar en alcantarillas cercanas, o en colectores próximos del sistema general de drenaje de aguas lluvia. Se buscará optimizar la capacidad de admisión de los sumideros, ubicando las bocas de entrada en los puntos bajos de la vía. Las obras permanentes de drenaje previstas para la etapa de construcción, se proyectarán como parte integrante del sistema definitivo de drenaje. Esta condición será aplicable solamente a sistemas de drenaje de aguas lluvia.


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2B.202.4.2 Cunetas laterales, canales y bajantes 2B.202.4.2 (1) Cunetas laterales Las cunetas y demás obras de drenaje de la plataforma se proyectarán para satisfacer las finalidades señaladas y se diseñarán para confinar las inundaciones dentro de los límites descritos en la Tabla 2B.202-15 adjunta. La gradiente longitudinal mínima sugerida para las cunetas revestidas será de 0,12% y de 0,25% en aquellas sin revestir. La capacidad hidráulica de las cunetas triangulares se puede calcular empleando la ecuación de Manning, expresada de la siguiente manera:

(Ec. 2B.202-11) Donde: Q gasto, m3/s; n coeficiente de rugosidad de Manning, adimensional; Ω área de la sección, m2; i gradiente longitudinal, m/m. Las propiedades geométricas e hidráulicas de la cuneta se pueden determinar empleando las fórmulas presentadas en la Tabla 2B.202-16 adjunta. 2B.202.4.2(2) Canales Dependiendo de su ubicación, los canales longitudinales podrán denominarse canales interceptores (también llamados contrafosos o cunetas de coronación) o cunetas laterales tratadas en el numeral anterior. Estos canales interceptores pueden estar construidos en cortes o en terraplenes. En el caso de los canales interceptores en cortes, si las aguas recogidas por los taludes de cortes que viertan hacia el camino dan lugar a la erosión o a deslizamiento de los mismos se proyectará un contrafoso o zanja protectora sobre la coronación del corte para recoger las aguas que bajan por las pendientes naturales y conducirlas hacia la quebrada o descarga más próxima del sistema general de drenaje. Se recomienda no colocar estas zanjas paralelas a la vía, porque los tramos finales del canal quedan con una pendiente excesiva, sino que, por el contrario, se conducirá el trazado del canal hacia el interior de la cuenca, siguiendo las gradientes admisibles para el tipo de terreno o revestimiento correspondientes.


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Tabla 2B.202-16 Capacidad hidráulica de cunetas y canales triangulares

Los canales interceptores cuyas pendientes induzcan velocidades superiores a lo señalado en la Tabla 2B.202-12 deberán revestirse con el objeto de prevenir la erosión. Si la gradiente longitudinal del canal excede del 25% se recomienda disponer de bajantes de agua tanto en taludes naturales como en terraplenes. Se puede prescindir de los canales interceptores en taludes de suelos resistentes a la erosión con taludes 2:1 (H:V) o menores, o cuando durante la construcción se hayan adoptado medidas efectivas de control de la erosión. En el caso de los canales interceptores en terraplenes, si es de temer la erosión de los terraplenes al caer por sus taludes las aguas superficiales procedentes de calzadas y espaldones, debe proyectarse una cuneta formada por el espaldón revestido y una solera para conducir las aguas superficiales hasta los puntos de desagüe. La gradiente mínima recomendable para canales longitudinales es de 0,25% en canales de tierra y de 0,12% en canales revestidos. La velocidad de las aguas deberá limitarse para evitar la erosión, sin reducirla tanto que pueda dar lugar a depósito o sedimentación. La velocidad mínima aconsejable es de 0,25 m/s, siendo las velocidades máximas admisibles las que se indican en las Tablas 2B.202-12 para obras sin revestir y 2B.202-17 para las revestidas.


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Tabla 2B.202-17 Velocidades máximas admisibles en canales y cunetas revestidas

Tipo de revestimiento Velocidad máxima admisible, m/s Mezclas asfálticas en sitio y tratamientos superficiales 3,00 Mampostería de piedra 4,50 Hormigón asfáltico o de cemento portland 4,50

La capacidad hidráulica de la obra se puede determinar utilizando las relaciones indicadas en la Tabla 2B.202-16. 2B.202.4.2 (3) Bajantes La finalidad de este tipo de obra es proteger contra la erosión los taludes de terraplenes y cortes, transfiriendo a cauces ubicados al pie de estos taludes las aguas recogidas por los canales laterales e interceptores. Los tipos de bajantes de agua más comúnmente empleadas son las bajantes de tubería, las bajantes en canaleta y los vertederos. Sus principales requisitos de empleo se describen a continuación. En el caso de las bajantes de tubería, las tuberías metálicas pueden adaptarse a cualquier gradiente. Se emplearán las bajantes de tubería en taludes con declives de razón (H:V) ≥ 4:1. El diámetro de la tubería se determinará en base a la magnitud del caudal y a la longitud total de la bajante, debiendo adoptarse en todo caso un diámetro mínimo de 300 mm. Las uniones deberán ser impermeables de modo de impedir filtraciones que causen erosión. Es posible lograr economías apreciables en el costo de bajantes mediante el empleo de un embudo de entrada, el cual deberá tener una longitud suficiente para acelerar la velocidad del flujo de tal manera que sea posible la reducción del diámetro del resto de la tubería situada aguas abajo de él. Para las bajantes de agua en canaleta se emplean conductos de metal corrugado de sección transversal semicircular provista de un embudo de entrada. Estos se adaptan mejor en taludes con declives de razón 2:1 (H:V) o menores; en pendientes de valor equivalente a la razón 1½H:1V se recomienda limitar su longitud a un máximo de 20 m. Igualmente deberá evitarse los cambios bruscos de alineación y gradiente. Deberán colocarse enterrados de modo que la parte superior de ellas coincida con la superficie del talud. En el caso de los vertederos, éstos podrán ser proyectados con carácter permanente o provisional. Los vertederos permanentes pavimentados sólo deben usarse en faldeos con declive de razón 4H:1V o menores. En caso de gradientes más pronunciadas es recomendable usar bajantes de tubería. Los vertederos provisionales se utilizan en terraplenes o cortes de construcción reciente practicados en suelos frágiles con declives de 6:1 (H:V) o menores, están destinados a


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preservar dichos taludes de la erosión durante el período de consolidación de la protección (desarrollo de vegetación u otro medio previsto). Consiste en un revestimiento superficial del talud por el que escurren las aguas; revestimiento que puede estar constituido por una capa de hormigón asfáltico de un espesor no mayor de 4 cm. Además se deberá tener presente que los vertederos estarán provistos de un aliviadero constituido por una solera que contribuirá a confinar las aguas dentro del vertedero mismo. Los embudos se emplearán en la entrada de todas las bajantes de agua. Cualquiera sea la forma de entrada que se considere ella deberá diseñarse con una depresión local de 0,15 m por lo menos, con respecto a la cota inferior en ese punto del espaldón o canal aportador. En el estudio deberán contemplarse disipadores de energía de diseño y construcción sencillos, cuando sea de temer una erosión excesiva en la salida de las bajantes de agua. De preferencia se recurrirá a procedimientos que permitan el empleo de materiales baratos tales como fragmentos de roca o de mortero de cemento. En este sentido resultará de gran efectividad la instalación de una tubería de hormigón centrifugado dispuesto en posición vertical y cuyo extremo inferior hasta una altura de 20 cm aproximadamente, se rellenará con grava gruesa o roca fragmentada. Si la longitud de la bajante es superior a 50 m, se emplearán tirantes de cables de alambre retorcido que irán sujetos a un estacado de tubos de acero galvanizado. En los tramos en que el cable deba ir enterrado y en contacto con el suelo se reemplazará por una varilla de hierro redondo galvanizado y se atarán a ella los extremos del cable. En los tramos libres no enterrados y siempre que la longitud de la instalación sea superior a los 18 m se proveerán juntas de expansión. Las tuberías y canaletas que se emplean en bajantes de agua serán de acero corrugado. Para los efectos del diseño (determinación de espesores mínimos y la adopción de medidas de protección como espesores adicionales y recubrimientos) las tuberías y canaletas deberán satisfacer los requisitos de durabilidad que se indican a continuación. La vida de servicio de diseño será de 30 años para las bajantes de agua enterradas bajo recubrimiento superior a 0,90 m que forman parte de proyectos en los que se considera una durabilidad de 30 años para las alcantarillas. En otras condiciones, como en el caso de bajantes descubiertas o superficiales, éstas se diseñarán para una vida de servicio de 10 años. Serán aplicables a las bajantes de agua en tuberías y canaletas de acero corrugado las cifras prescritas en la Tabla 2B.202-14 que sirven de orientación para la predicción de la vida de servicio adicional que es posible lograr mediante un recubrimiento bituminoso. 2B.202.4.3 Colectores de aguas lluvia Para los efectos de este manual se definen así los sistemas de conductos subterráneos y sistemas colectores destinados a drenar la calzada que fluyen hacia un solo punto de descarga.


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2B.202.4.3 (1) Criterios de diseño El método más usado en este caso para calcular los caudales a desaguar es el método racional, pero podrán utilizarse otros métodos si se cuenta con los antecedentes hidrológicos requeridos por ellos. Se adoptará un tiempo de concentración equivalente a 10 minutos para determinar los caudales de escorrentía procedentes de precipitaciones pluviales recogidas en la plataforma. Los conductos se diseñarán para funcionar a sección llena sin presión. Sin embargo, en ciertos casos podrá aceptarse un funcionamiento a presión, siempre que la línea de energía esté al menos 0,25 m bajo el nivel de cualquier sumidero comprometido a fin de evitar surgencia de agua por alguno de los elementos del sistema. Deberá proveerse la carga necesaria para la pérdida de energía en codos, empalmes y transiciones. Al determinar la elevación mínima de salida en sistemas de drenaje que desaguan en diques o cauces de aguas afectadas por mareas o crecidas, deberá considerarse la posibilidad de ocurrencia de reflujos. Al fijar el nivel mínimo de descarga, será necesario a menudo realizar estudios especiales relacionados con la frecuencia y amplitud de las variaciones de nivel del cauce receptor. Deberán agregarse los efectos de vientos y crecidas sobre los niveles de mareas previstos. Cuando sea necesario, se proveerán compuertas de charnela como protección contra reflujos. Estas compuertas oponen una resistencia mínima al escape de las aguas procedentes del sistema de drenaje, de manera que pueden despreciarse sus efectos sobre el régimen hidráulico de éste. En la concepción de la instalación más económica El Consultor deberá considerar las economías que puedan introducirse por la influencia reguladora de un almacenamiento temporal admisible de las aguas en cunetas, parterres y áreas de intercambio. El espaciamiento y la capacidad de la entrada de los sumideros (numeral 2B.202.4.3(3) son factores de regulación por los que es posible controlar la retención o almacenamiento de las aguas; el espaciamiento proporciona control sobre la retención superficial en cunetas y parterres, en tanto que la capacidad de entrada es determinante en el almacenamiento en áreas deprimidas. Excepto en el caso de instalaciones que incluyen bombeo de las aguas, deberá asegurarse el acarreo a través del sistema de colectores de toda materia flotante recogida en la superficie por las aguas lluvia. Los sumideros de admisión en soleras y paredes, que limitan el tamaño de los sólidos flotantes, sirven bien a este propósito. En casos especiales donde se requiere excluir materias flotantes, como en el caso de instalaciones de bombeo, se dispondrá una rejilla en todas las aberturas en soleras y paredes de sumideros tributarios. Por último, en la estimación de la capacidad de conducción de los parterres deberá tenerse en cuenta el efecto que en este sentido significan las basuras, malezas y plantas a lo largo de su superficie, considerando para ello coeficientes de rugosidad mayor que los correspondientes a la obra recién construida.


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2B.202.4.3 (2) Sumideros y rejillas 2B.202.4.3 (2)a) Tipos, características y usos de los sumideros De acuerdo con sus características de operación, los sumideros pueden clasificarse en sumideros laterales en solera, sumideros horizontales de rejilla y sumideros mixtos. Los sumideros laterales en solera poseen una abertura de admisión dispuesta en la solera, paralelamente a la dirección del escurrimiento. Este tipo se adapta para instalaciones con solera y cuneta. Las aberturas de entrada en solera son efectivas en la admisión de flujos que conducen basuras flotantes. Su capacidad interceptora decrece a medida que la gradiente de la cuneta de aproximación aumenta, siendo conveniente emplearlos en la intercepción de escurrimientos por cauces de gradientes longitudinales menores al 3 %. En el caso de los sumideros horizontales de rejilla, la admisión se verifica por una abertura horizontal practicada en el fondo de la cuneta o curso de agua, provista de una o más rejillas dispuestas en serie o en paralelo. Una de sus características es su efectivo funcionamiento dentro de un amplio rango de variación de la gradiente longitudinal de la cuneta de aproximación. Su mayor desventaja radica en el hecho de que las rejillas se obstruyen fácilmente con las hojas o basuras arrastradas por la corriente. En todo caso, se preferirán a los laterales de solera cuando la gradiente del conducto de aproximación exceda de un 3 %. La ubicación más característica de los sumideros horizontales de rejilla es en la cuneta de una calzada y en cunetas en depresión. Debe evitarse su colocación en aceras destinadas al tránsito de peatones o en áreas del camino frecuentadas por ciclistas. Se dará preferencia al empleo de los sumideros horizontales de rejilla en ubicaciones inmediatamente adyacentes al espaldón y en los parterres. Se utiliza también este tipo de sumidero en aquellas ubicaciones en que no puede permitirse una depresión en cuneta. Los sumideros mixtos están provistos a la vez de entrada lateral en solera y horizontal en rejilla, poseyendo una gran capacidad de admisión al reunir las ventajas de ambos tipos. La elección del tipo de sumidero dependerá en general de condiciones hidráulicas, económicas y del sitio de ubicación. La capacidad hidráulica de los sumideros depende del tamaño y tipo de la abertura de entrada, puede mejorarse considerablemente disponiendo la admisión bajo la línea normal de flujo del curso afluente. 2B.202.4.3 (2)b) Ubicación y espaciamiento de los sumideros La ubicación y espaciamiento de los sumideros dependen principalmente de los siguientes factores: magnitud de escurrimiento, la inclinación, la ubicación y geometría de enlaces e intersecciones de inclinaciones, ancho de flujo permisibles, capacidad del sumidero, acceso para el mantenimiento, volumen y desplazamiento de vehículos y peatones, cantidad de materias flotantes.


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No existen reglas fijas respecto a la ubicación de los sumideros. Su ubicación se determinará en consideración a la eficiencia y al aspecto económico. En áreas urbanas el volumen y movimiento de vehículos y peatones constituyen un factor importante de control. En calles y caminos con cruces, la ubicación usual del sumidero es en la intersección en el extremo aguas arriba del cruce, fuera del espacio destinado al tránsito de peatones. Cuando el flujo de la cuneta es pequeño y el tránsito de vehículos y peatones es de poca consideración, la corriente puede conducirse a través de la intersección, mediante una cuenca hundida, hasta un sumidero ubicado aguas abajo del cruce. El espaciamiento entre los sumideros en ningún caso se fijará en forma arbitraria, por el contrario se determinará mediante un análisis racional de los factores indicados anteriormente en este mismo numeral. En el espaciamiento de sumideros ubicados en parterres hundidos, El Consultor deberá considerar la permeabilidad del suelo y su erosionabilidad. Por razones de economía, los sumideros a menudo se ubican en las cercanías de alcantarillas y conductos de desagüe del sistema de drenaje de aguas lluvia. Cuando las condiciones determinen la necesidad de una instalación múltiple o serie de sumideros, el espaciamiento mínimo que se recomienda es de 6 m para permitir que el flujo que pasa vuelva a la solera. 2B.202.4.3 (2)c) Diseño hidráulico de los sumideros El perfil de la gradiente afecta la ubicación y capacidad del sumidero. La inclinación de la rasante de la cuneta influye de tal modo que muchas veces determina el tipo de sumidero a emplear, así como el tratamiento que debe darse a la cuneta en el entorno de la admisión. Las curvas verticales reducen la gradiente lo que aumenta la extensión superficial del flujo. Para reducir la inundación a límites aceptables se recomienda reducir la longitud de la curva vertical dentro de límites aceptables y disponer una instalación múltiple constituida por un sumidero ubicado en el punto bajo y uno o más sumideros a ambos costados aguas arriba del primero. En relación a la gradiente transversal de cunetas con solera, deberá adoptarse el mayor declive transversal posible de acuerdo con las restricciones establecidas en el numeral 2B.202.4.2 (1) (cunetas laterales). Con esto se consigue concentrar el flujo contra la solera mejorándose considerablemente la capacidad interceptora del sumidero. En consideración a las depresiones locales, se empleará la máxima depresión admisible para la abertura de entrada de los sumideros de acuerdo con las condiciones del sitio (Ver detalles en el numeral 2B.202.4.3 (5), depresiones de drenaje). Por otra parte, para interceptar la basura y mejorar la eficiencia de las rejillas se utilizan las aberturas laterales de solera. En puntos bajos de la gradiente deberá incluirse un interceptor de basura a cada lado de la depresión.


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En la definición de la altura de diseño de la superficie de agua dentro del sumidero, la clave de la tubería de salida se dispondrá a una profundidad tal que permita absorber las pérdidas de carga de entrada en la tubería más un resguardo de 25 cm entre el nivel de diseño del espejo de agua dentro del sumidero y la abertura de la admisión en la cuneta. Esto proporciona un margen suficiente para las pérdidas por turbulencia, los efectos de materias flotantes y la carga de velocidad para condiciones normales. Por otra parte, el piso del sumidero deberá tener un fuerte declive hacia la salida. En sistemas de drenaje muy superficiales en que la conservación de la carga disponible es fundamental, o en cualquier otro sistema en que se requiera el establecimiento de velocidades que eviten la sedimentación, se dispondrá una canaleta semicircular a manera de prolongación de la tubería de salida a través del sumidero. Además de todas estas variables que influyen en el diseño hidráulico, para la determinación en la capacidad de un sumidero debe considerarse el tamaño de la abertura de entrada (influyendo en ésta la disposición de las barras de la rejilla que se utilicen), la velocidad y profundidad del flujo sobre la rejilla, la gradiente transversal de la cuneta inmediatamente aguas arriba de la admisión y la magnitud de la depresión de la abertura de entrada por debajo de la línea de flujo del cauce aportador. En cualquier solución que se adopte debe considerarse un factor de seguridad importante como prevención de la obstrucción parcial de la rejilla por basuras flotantes. Para los efectos de diseño de los sumideros mixtos se considerará sólo la capacidad de la rejilla horizontal. La abertura auxiliar de solera, bajo condiciones normales, implica un pequeño o ningún incremento de la capacidad, ésta se comporta más bien como un aliviadero en el caso de obstrucción de la rejilla. La capacidad de los sumideros es un problema que se enfoca experimentalmente determinando el coeficiente de pérdida de carga de ellos. Sin embargo, los sumideros utilizados en el país no cuentan con antecedentes experimentales para determinar su capacidad y es necesario apoyarse en experiencias realizadas en sumideros americanos y adaptar los resultados a la situación en estudio. Cuando la carga de agua es pequeña, el sumidero funciona como un vertedero. Si la carga es superior a 30 cm, actúa hidráulicamente como un orificio. Entre ambas situaciones existe una zona inestable con formación de vórtices y remolinos. La relación entre la altura de agua sobre la rejilla y el caudal cumple con la relación siguiente, cuando el sumidero se comporta como vertedero:

(Ec. 2B.202-12)

Donde: Q gasto, m3/s; C coeficiente experimental de gasto, adimensional;


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P perímetro exterior de la rejilla, sin contar espesor de barras externas, m; H altura de agua sobre la rejilla, m. El coeficiente C de acuerdo a las experiencias americanas es igual a 1,60 en unidades métricas. Al utilizar esta expresión es necesario tener presente que las experiencias americanas se realizaron con el sumidero colocado en una depresión y que las ranuras de la rejilla eran más largas y anchas que los sumideros locales. Asimismo, se recomienda usar la mitad del perímetro a fin de considerar la obstrucción parcial del perímetro de la rejilla por ramas o basuras. 2B.202.4.3 (3) Diseño de las tuberías en colectores En la ubicación y alineamiento de las tuberías deberá evitarse la instalación de los colectores longitudinales de aguas lluvia destinados a evacuar el drenaje de la plataforma bajo las calzadas y espaldón. Sin embargo, cuando su ubicación bajo la calzada es inevitable deberán considerarse registros provistos de accesos que se ubicarán fuera de los límites determinados por los espaldones. Los quiebres debidos a deflexiones del alineamiento deberán tomarse con curvas circulares. Las deflexiones de alineamiento en los puntos de quiebre no excederán de 10°, caso contrario deberá emplearse una cámara de registro en ese punto. Los diámetros mínimos de las tuberías serán los indicados en la Tabla 2B.202-18 adjunta. Tabla 2B.202-18 Diámetros mínimos de tuberías en instalaciones de colectores de aguas

lluvia Tipo de colector Diámetro mínimo, m Colector principal 0,50

Colector lateral principal 0,40* Colector conductor lateral 0,40*

* En instalaciones ubicadas parcial o totalmente bajo la calzada se aumentarán estos diámetros por lo menos a 0,50 m.-. Los requisitos de resistencia para tuberías metálicas y de hormigón son los mismos consignados en la Sección 2B.202.3 para las alcantarillas. En la selección del tipo de tubería, en general son aplicables a los colectores de aguas lluvia de tubería las mismas consideraciones que para la selección del tipo de alcantarillas (Sección 2B.202.3). Una excepción es el factor rugosidad que generalmente adquiere mayor importancia en el drenaje de aguas lluvia (Tabla 2B.202-19). En el numeral 2B.202.4.3(1) Criterios de diseño, se aborda el diseño hidráulico de conductos cerrados para colectores de aguas lluvia.


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2B.202.4.3 (4) Registros y estructuras de unión 2B.202.4.3 (4)a) Registros Un registro es una estructura subterránea que provee acceso desde la superficie a un conducto subterráneo continuo con el objeto de revisarlo, conservarlo o repararlo. Consiste en una cámara subterránea al fondo, de suficiente amplitud para permitir el trabajo de un hombre y de un pozo que proporciona acceso directo desde la superficie. Las ubicaciones más frecuentes para los registros son en la convergencia de dos o más tuberías, en puntos intermedios de tuberías muy largas, donde los conductos cambian de tamaño, en curvas o deflexiones de alineamiento aunque no es necesario colocarlos en cada una de ellas o en puntos donde se produce una brusca disminución de la gradiente. Si el conducto es de dimensiones suficientes para el desplazamiento de un operario no será necesario un registro. En tal caso prevalecerá el criterio del espaciamiento. Los registros deben ubicarse fuera de la calzada, excepto cuando se instalan en caminos de servicio o en vías urbanas, en cuyo caso deberá evitarse su ubicación en las intersecciones. En relación al espaciamiento en general, a una mayor dimensión del conducto corresponde un espaciamiento mayor. Para tuberías de diámetros igual o mayor a 1,20 m, o conductos de sección transversal equivalente, el espaciamiento de los registros variará entre 200 y 350 m. Para diámetros menores de 1,20 m el espaciamiento de los registros puede variar entre 100 y 200 m. En el caso de conductos pequeños, cuando no sea posible lograr velocidades de autolavado deberá emplearse un espaciamiento de 100 m. Con velocidades de autolavado y alineamiento desprovisto de curvas agudas, la distancia entre registros estará ubicada en el rango mayor de los límites antes mencionados. Con respecto a los pozos de acceso, para colectores de diámetro menor que 1,20 m el pozo de acceso estará centrado sobre el eje longitudinal del colector. Cuando el diámetro del conducto sea superior al diámetro del pozo, éste se desplazará hasta hacerla tangente a uno de los lados de la tubería para mejor ubicación de los escalones del registro. En colectores de diámetro superior a 1,20 m con llegadas laterales por ambos lados del registro, el desplazamiento se efectuará hacia el lado del lateral menor. Frente a la disposición de los laterales, para evitar pérdidas innecesarias de carga en caso de laterales que llegan a un punto con flujos opuestos, éstos se harán converger formando un ángulo con la dirección del flujo principal. Si la conservación de la carga es crítica, deberá proveerse canales de encauzamiento en la solera de la cámara. 2B.202.4.3 (4)b) Estructuras de unión Son cámaras subterráneas utilizadas en los puntos de convergencia de dos o más conductos, pero que no están provistas de acceso desde la superficie. Se diseñan para prevenir la


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turbulencia en el escurrimiento dotándoles de una suave transición. Este tipo de estructura se utiliza sólo cuando el colector principal es de diámetro mayor a 1,00 m. Cuando el criterio de espaciamiento lo exija deberá utilizarse una cámara de registro. 2B.202.4.3 (5) Depresiones de drenaje Una depresión de drenaje es una concavidad revestida dispuesta en el fondo de un cauce de aguas lluvia, diseñada para concentrar e inducir el flujo dentro de la abertura de entrada del sumidero de tal manera que éste desarrolle su plena capacidad. Las depresiones locales cumplirán los siguientes requerimientos o normas especiales que se indican a continuación. Los ensanches pavimentados de cuneta unen el borde exterior del espaldón con las bocas de entrada de vertederos y bajantes de agua. Estas depresiones permiten el desarrollo de una plena capacidad de admisión en la entrada de las instalaciones mencionadas, evitando una inundación excesiva de la calzada. La línea de flujo en la entrada deberá deprimirse como mínimo en 15 cm bajo el nivel del espaldón. Deberá cuidarse de no introducir en su forma modificaciones que pudieran implicar una depresión del espaldón. Normalmente se considera suficiente un ensanchamiento de 3,00 m de longitud medidos aguas arriba de la bajante de agua. En gradientes fuertes o ubicaciones críticas la longitud del ensanche podrá exceder a 3,00 m. En cunetas y canales laterales, cualquiera que sea el tipo de admisión, los sumideros de tubería instalados en una cuneta o canal exterior a la calzada, tendrán su abertura de entrada ubicada de 10 a 15 cm bajo la línea de flujo del cauce afluente y la transición pavimentada del mismo se extenderá en una longitud de 1,00 m aguas arriba de la entrada. En el caso de cunetas con solera, éstas deben ser cuidadosamente dimensionadas en longitud, ancho, profundidad y forma. Para conservar su forma, las cunetas con solera deberán construirse de hormigón de acuerdo a las especificaciones del pavimento de la calzada. Sólo podrán variarse el ancho y la profundidad con las limitaciones que se indican a continuación. El ancho será preferentemente de 1,20 m, no obstante podrá variar de 0,60 a 1,80 m en el caso de flujos pequeños o muy extendidos y cuando se trate de una serie de sumideros con escasa separación podrá llegar hasta 2,00 m dependiendo del ancho de la berma el cual no podrá excederse. La profundidad está limitada por consideraciones de seguridad y comodidad del tránsito. Se emplea normalmente una profundidad de 3 cm. Se adoptará un máximo de 8 cm en las depresiones de longitudes mayores de 5 m colocados en gradientes mayores de 4%. Con respecto al tipo de pavimento, las depresiones locales exteriores a la calzada se revestirán con pavimento asfáltico de 5 cm de espesor o un revestimiento de piedras pegadas con mortero de 10 cm de espesor. En términos globales, y como norma general de diseño, salvo por razones de seguridad de tránsito, todo sumidero deberá estar provisto de una depresión en la entrada.Si el tamaño de la


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abertura de entrada está en discusión, se considerará una depresión de profundidad máxima antes de decidir sobre una abertura de sección mayor. 2B.202.5 DISEÑO DE CANALES EN RÉGIMEN UNIFORME 2B.202.5.1 Características del flujo uniforme Este tipo de flujo tiene las siguientes propiedades:

a) La profundidad, área de la sección transversal, velocidad media y gasto son constantes en cada sección del canal.

b) La línea de energía, el eje hidráulico y el fondo del canal son paralelos, es decir las gradientes de la línea de energía, del fondo y de la superficie del agua son iguales. El flujo uniforme que se considera es permanente en el tiempo. Aun cuando en estricto rigor este tipo de flujo es raro en las corrientes naturales, en general, constituye una manera fácil de abordar los problemas, y los resultados tienen una aproximación práctica adecuada.

La velocidad media en un flujo uniforme cumple la llamada ecuación de Manning, que se expresa por la siguiente relación:

(Ec. 2B.202-13) A la que se asocia un gasto:

(Ec. 2B.202-14)

Donde: V velocidad media, m/s; n coeficiente de rugosidad de Manning, adimensional; R radio hidráulico (razón entre área y perímetro mojado), m; i gradiente de fondo, m/m; Q gasto, m3/s; Ω área de la sección transversal de escurrimiento, m2. La elección de un coeficiente de rugosidad adecuado requiere del conocimiento de los factores que lo afectan y de alguna experiencia. Los elementos que influyen en este coeficiente son la rugosidad superficial dada por la forma y tamaño de las partículas que constituyen el lecho, la vegetación, las irregularidades en obstáculos en el cauce, el tamaño y forma de la sección, la altura de agua y el gasto. Los valores usuales para canales en diferentes materiales se indican en la Tabla 2B.202-19. Una buena guía es la publicación Water Supply Paper 1949 del US Geological Survey que presenta fotografías de diferentes corrientes naturales, indicando en cada caso el valor del coeficiente de rugosidad de Manning, calibrado con mediciones de terreno. Con la fórmula de Manning, una vez seleccionado un coeficiente de rugosidad, conocida la gradiente de fondo y el gasto puede calcularse la altura de agua y el ancho de la base


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necesarios para satisfacer las condiciones de este tipo de escurrimiento. Desde el punto de vista del diseño de canales en flujo uniforme, las metodologías se refieren a dos situaciones diferentes: canales revestidos suficientemente estables que no sufren erosión y canales erosionables.

Tabla 2B.202-19 Valores del coeficiente de rugosidad o de Manning en canales


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Tabla 2B.202-19 Valores del coeficiente de rugosidad o de Manning en canales (continuación)

2B.202.5.2 Canales revestidos o no erosionables En este caso se calculan las dimensiones de la sección utilizando la fórmula de Manning y luego se decide cuales serán las dimensiones finales teniendo en cuenta consideraciones de economía, aspectos constructivos y de eficiencia hidráulica. Para el diseño de canales en esta condición deben considerarse los siguientes aspectos:


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2B.202.5.2(1) Revestimiento La elección del material para revestir el canal debe considerar la disponibilidad y costo, los métodos constructivos y el objetivo del revestimiento, el cual puede ser para evitar la erosión y/o las filtraciones del canal. Los materiales usuales son hormigón, albañilería de piedra o bloques y losetas de hormigón. 2B.202.5.2(2) Velocidad mínima En general, para evitar el depósito de materiales en suspensión se recomienda diseñar un canal revestido con una velocidad mínima aceptable del orden de 0,70 a 1,00 m/s. 2B.202.5.2(3) Taludes La forma más usada en canales es la trapecial, con taludes que dependen del terreno en el cual el canal será excavado. Las recomendaciones usuales se entregan en la Tabla 2B.202-20. 2B.202.5.2(4) Velocidades máximas El valor máximo está limitado a la velocidad que produce erosión en el revestimiento. Esta erosión depende del material en suspensión en el agua. Para revestimientos no armados se recomiendan velocidades menores de 2,50 m/s para evitar que los revestimientos se levanten por sub-presión. Si el revestimiento cuenta con armadura la velocidad se deberá limitar sólo en función de la erosión probable.

Tabla 2B.202-20 Taludes recomendados para la sección trapecial Terreno Talud (H:V)

Roca Casi vertical Turba 0.25:1,00 Arcilla y revestimiento en hormigón 0,50:1,00 hasta 1:1 Tierra o albañilería de piedra 1:1 Pequeños canales en tierra 1,50:1,00 Suelo arenoso 2:1 Arcilla arenosa, limo arenoso 3:1

2B.202.5.2 (5) Revancha La revancha de la sección debe ser suficiente para evitar que las fluctuaciones del nivel de agua o las ondas del canal sobrepasen sus bordes. En general, la revancha varía entre un 5 % y un 30 % de la altura de agua. El U.S.B.R.ha preparado las curvas de diseño que se incluyen en la Figura 2B.202-20, las que pueden usarse considerando las condiciones particulares de cada caso. En general se recomienda que la revancha no sea menor de 0,20 m.


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2B.202.5.2(6) Sección hidráulica óptima La capacidad de conducción de un canal aumenta con el radio hidráulico y varía inversamente con el perímetro mojado. En consecuencia, desde el punto de vista hidráulico la sección más eficiente es aquella que tiene el mínimo perímetro para un área dada. Esta forma es un semicírculo, pero El Consultor debe modificarla por razones constructivas y económicas. La relación ancho basal:profundidad quedará definitivamente determinada por un estudio técnico-económico. En la Figura 2B.202-21se incluyen las curvas experimentales que utiliza el U.S.B.R.en sus diseños, a manera de guía para El Consultor. En resumen, el procedimiento de diseño para canales revestidos o estables incluye los siguientes pasos:

a) Reunir la información, estimar el coeficiente de rugosidad y elegir la gradiente de fondo. b) Calcular el valor de R2/3 de la expresión de Manning. c) Dada la forma de la sección sustituir las expresiones para el área y el radio hidráulico

y encontrar el valor de altura de agua y ancho basal. d) Modificar los valores encontrados para adecuarlos a la experiencia usual, o bien a

factores económicos y constructivos. e) Comprobar que la velocidad esté en los rangos permitidos. f) Calcular la revancha y agregar a la profundidad de agua para definir la altura total de la

sección.


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Figura 2B.202-20 Revanchas recomendadas por el U.S.B.R.


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Figura 2B.202-21 Curvas empíricas del U.S.B.R.para dimensionar canales revestidos


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2B.202.5.3 Canales erosionables El flujo en un canal erosionable no puede caracterizarse sólo por las fórmulas que describen el flujo uniforme, debido a que el diseño debe considerar la estabilidad de la sección, la cual es función no sólo de la hidráulica del escurrimiento, sino de las propiedades del material que forma el lecho. Para estos canales se distinguen dos metodologías de cálculo: el método de la velocidad máxima permisible y el de la fuerza tractiva. 2B.202.5.3(1) Velocidad máxima permisible Este procedimiento determina la sección con la cual es posible conducir el gasto de diseño con una velocidad media igual a la máxima permisible sin erosión del lecho. Esta velocidad es incierta, pues ocurre que los lechos que han sido estabilizados previamente por el uso soportan sin erosión velocidades mayores que los recién construidos. Sin embargo, existen ciertas recomendaciones prácticas como las de la Tabla 2B.202-21 que entrega valores usuales de velocidades máximas permisibles recomendadas por la sociedad de Ingenieros Civiles Americanos. Estos valores son para canales estables, con gradientes pequeñas y alturas de agua menores a 1,00 metro. Se incluyen también valores de la fuerza tractiva aceptable.

Tabla 2B.202-21 Velocidades y fuerzas tractivas máximas permisibles

(*) Por partículas coloidales se entienden aquellas de diámetro menor a 2 micrones, en las cuales los efectos de las fuerzas de superficie prevalecen sobre los de las fuerzas gravitacionales.-

Otros datos correspondientes a la experiencia del USBR para suelos no cohesivos y cohesivos son los que se resumen en las Figuras 2B.202-22, 2B.202-23 y 2B.202-24 adjuntas. Estos valores se aplican a canales rectilíneos y se recomienda reducirlos en un 5 % para canales levemente sinuosos, 13 % en canales sinuosos y 22 % en canales muy sinuosos. El procedimiento de diseño utilizando esta metodología consta de los pasos siguientes:

a) Estimar el coeficiente de rugosidad, forma y taludes de la sección y velocidad máxima permisible;


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b) Calcular el radio hidráulico con la fórmula de Manning; c) Calcular el área como la razón entre el caudal y la velocidad máxima permisible; d) Conocidas el área y el radio hidráulico, expresarlos en términos de la altura de agua y la

base del canal y resolver para estas últimas variables; e) Agregar una revancha adecuada y modificar la sección, si es necesario, para

adecuarla a criterios económicos y/o constructivos. 2B.202.5.3 (2) Fuerza tractiva permisible Este procedimiento consiste en determinar la sección del canal, de modo que se produzca una igualdad entre las fuerzas que tienden a desplazar las partículas del lecho y aquellas que tienden a mantener a las partículas en su lugar. Las primeras se deben al arrastre producido por el flujo en el canal y las segundas son debidas al peso y al roce entre las partículas que constituyen el lecho. La fuerza tractiva permisible se define como el valor máximo de tensión que no causaría una erosión significativa en la zona horizontal del lecho. El U.S. Bureau of Reclamation ha realizado experimentos para determinar los valores de fuerza tractiva en suelos no cohesivos, los cuales se resumen en la Figura 2B.202-23. El USBR recomienda para suelos no cohesivos gruesos una fuerza tractiva en kg/m², igual a 0,80 veces el diámetro de la partícula (en cm), tal que el 25 % del material en peso tiene diámetro mayor. En suelos finos, la fuerza tractiva queda especificada en términos de la mediana del diámetro, es decir el diámetro tal que el 50 % de las partículas en peso tiene un diámetro menor. En este caso se presentan 3 curvas, dependiendo del contenido de sedimentos finos en suspensión en el agua. Para suelos cohesivos la fuerza tractiva permisible se especifica en la Figura 2B.202-21 en función del índice de huecos y del tipo de suelos. Estos valores deben reducirse en canales sinuosos en porcentajes de 10 %, 25 % y 40 %, dependiendo si el canal es levemente, moderado o muy sinuoso. Los valores anteriores de fuerza tractiva crítica son válidos en una superficie horizontal (fondo del canal). Los valores de fuerza tractiva crítica en el talud se obtienen multiplicando los anteriores por un factor función de la inclinación del talud y del ángulo de reposo del material que forma el lecho, según la expresión siguiente:

√

(Ec. 2B.202-15) Donde: τs fuerza tractiva crítica en el talud; τf fuerza tractiva en el fondo; Φ ángulo del talud con la horizontal; Θ ángulo de reposo del material. En suelos cohesivos y en los suelos finos no cohesivos las fuerzas de cohesión son mucho más importantes que las fuerzas de gravedad y por consiguiente esta última se desprecia. En este caso


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τf = τl. En suelos no cohesivos más gruesos, el ángulo de reposo puede estimarse utilizando la Figura 2B.202-25 en función del tamaño de la partícula (diámetro para el cual sólo el 25 % del material en peso es mayor) y de su forma.

Figura 2B.202-22 Velocidades máximas permisibles en suelos no cohesivos


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Figura 2B.202-23 Fuerza tractiva permisible en suelos no cohesivos


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Figura 2B.202-24 Velocidades máximas permisibles en suelos cohesivos


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Figura 2B.202-25 Angulos de reposo en material no cohesivo

Debe considerarse que la fuerza tractiva no es constante a lo largo del perímetro mojado de la sección. En general, en las secciones trapeciales usuales, el valor máximo se produce en el fondo, teniéndose en los taludes un valor igual a aproximadamente 0,76 veces el del fondo. La fuerza tractiva en el fondo es igual a:

(Ec. 2B.202-16)


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Donde: τf fuerza tractiva en el fondo, kg/m2; γ peso específico del agua, kg/m3; R radio hidráulico, m; i gradiente de fondo, m/m. El procedimiento para encontrar la sección mediante el método de la fuerza tractiva permisible es el siguiente:

a) Conocer las características del canal: gasto, gradiente, coeficiente de rugosidad, propiedades de las partículas que forman el lecho y ángulo del talud.

b) Con las propiedades anteriores se pueden determinar las fuerzas tractivas permisibles en el fondo y taludes de la sección.

c) Expresar estas fuerzas tractivas en términos del radio hidráulico, gradiente de fondo y peso específico, con el fin de determinar los valores máximos aceptables del radio hidráulico.

d) Elegir un radio hidráulico aceptable y calcular el área empleando la relación de Manning. e) Conocidos el radio hidráulico y el área al expresarlos en términos de la altura de agua y

el ancho de la base, pueden calcularse las dimensiones de la sección. f) Modificar la sección por razones constructivas y económicas. g) Verificar las fuerzas tractivas de fondo y taludes en la sección finalmente elegida. h) Agregar una revancha adecuada.

En general, puede decirse que el método de la velocidad máxima permisible es un procedimiento simple, aunque empírico, que no indica a El Consultor el grado de aproximación con que se trabaja. Por otra parte, el método de la fuerza tractiva, aún cuando más complejo, entrega mayor información sobre las posibilidades de erosión y los coeficientes de seguridad de diseño. En consecuencia, en un proyecto específico pueden utilizarse ambos métodos, verificando con el procedimiento de la fuerza tractiva la posible erosión del lecho y lo ajustado al diseño. 2B.202.5.4 Revestimiento El revestimiento en un canal previene y evita la erosión del lecho y aumenta la velocidad de escurrimiento lo cual se traduce en un incremento de la capacidad del canal. Los revestimientos usuales son hormigón, albañilería de piedra, losetas de hormigón y asfalto. En general, los revestimientos se aplican sobre taludes con ángulos menores que el ángulo de reposo del material que forma el lecho y en consecuencia no soportan el empuje de tierras. Deben proveerse de filtros para drenar el suelo adyacente al canal y así no resistir el empuje del agua en el suelo saturado cuando el canal se encuentra vacío. Caso contrario, el revestimiento debe diseñarse como un muro de contención de tierras. La Tabla 2B.202-22 resume algunas recomendaciones sobre espesores de revestimientos.


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Tabla 2B.202-22 Recomendaciones sobre espesores de revestimientos en canales

Tipo Velocidad media, m/s Espesor, cm Armadura Taludes Fondo

Asfáltico

2,50 2,50–3,00

5 8

5–8 8-10

Ninguna Ninguna

Hormigón

3,00 3–5

Mayor a 5

5–10 10–13

15 ó más

5–10 10–15

18 ó más

Malla alambre 15x15 cm Malla Φ10 mm a 30 cm Malla Φ10 mm a 5 cm

El objetivo de la armadura es evitar las grietas en el revestimiento debidas a la contracción del hormigón. Sin embargo, la práctica actual del U.S.B.R. es eliminar la armadura y evitar las grietas proveyendo de juntas de contracción cada 3,50 a 4,00 m de distancia y dando un espesor mayor al revestimiento si ello fuese necesario. 2B.202.5.5 Modificaciones en canales existentes 2B.202.5.5 (1) Justificación Las modificaciones de canales existentes implican un cambio en el trazado o en las características de la canalización a fin de conseguir alguno de los objetivos siguientes:

Permitir una alineación más conveniente en el trazado de la vía. Mejorar el trazado de una alcantarilla. Conseguir una economía en el diseño al eliminar un puente o una alcantarilla. Mejorar las condiciones del escurrimiento en el canal. Proteger la carretera de posibles inundaciones. Disminuir costos de expropiación.

2B.202.5.5(2) Consideraciones sobre los efectos de la modificación El Consultor debe tener especial cuidado en el estudio de una modificación. Se deben estudiar las condiciones hacia aguas arriba y hacia aguas abajo, además de lo que ocurre en el tramo considerado, debido a que normalmente al modificar el canal se disminuye el coeficiente de rugosidad y se aumenta el radio hidráulico y la gradiente del fondo. Estos cambios pueden tener alguna de las siguientes consecuencias: Aumento de velocidad y daños por erosión y socavación. Aumento del depósito de sedimentos en la zona de aguas abajo. Cambio del trazado en condiciones de crecida, recuperándose el trazado original. Cambio de la gradiente de fondo debido al embanque que puede producirse desde aguas

abajo. Peralte del agua debido a la disminución de la gradiente de aguas abajo.


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2B.202.6 DRENAJE SUBTERRANEO 2B.202.6.1 Aspectos generales El propósito del drenaje subterráneo es eliminar el exceso de agua del suelo a fin de garantizar la estabilidad de la plataforma y de los taludes de la carretera. Ello se consigue interceptando los flujos subterráneos y haciendo descender el nivel freático. La solución de un problema de drenaje subterráneo requiere de conocimientos de hidrogeología y de mecánica de suelos y, por lo tanto, se precisa mantener una estrecha colaboración entre El Consultor y diversos especialistas. Normalmente, sólo las necesidades más obvias de drenaje se conocen en el instante del proyecto, detectándose con frecuencia, problemas importantes durante la construcción. En esta sección se incluyen algunas recomendaciones básicas para enfrentar los problemas comunes, debiéndose recurrir a especialistas para abordar aquellos problemas de drenaje subterráneo de mayor envergadura. 2B.202.6.1(1) Antecedentes necesarios Los antecedentes de terreno necesarios para dimensionar un sistema de drenaje subterráneo incluyen en general un levantamiento topográfico y el reconocimiento del terreno para determinar la extensión y relieve del área, ubicar las zonas donde existen depresiones que puedan constituir problemas especiales, definir los puntos de descarga del drenaje, conocer el sistema de drenaje superficial existente y las posibles interferencias con el sistema a proyectar. También es necesario un estudio del agua subterránea del área a fin de determinar el nivel de la napa freática en la zona y su fluctuación a lo largo del año, la determinación de la extensión y características del acuífero y la estimación de los caudales que es necesario evacuar. Esto debe ir acompañado de un examen detallado del suelo (hasta una profundidad de 3 a 4 m) para definir su estructura, porosidad y conductividad hidráulica, etapa que requerirá normalmente de ensayos de laboratorio y pruebas de terreno. Será necesario también desarrollar un estudio geológico general del área en relación al agua subterránea, identificación de los posibles puntos de descarga y recarga, ubicación de los estratos impermeables y características físicas de los acuíferos. Se deberá considerar la realización de una inspección de cortes y taludes en las áreas vecinas a fin de recopilar antecedentes respecto a su estabilidad. Las exploraciones de terreno deben realizarse a fines de la época de lluvias, si es posible, o en las situaciones más críticas con el objeto de determinar correctamente las condiciones de diseño. 2B.202.6.1 (2) Tipos de drenes Los tipos más utilizados son los que se describen a continuación. La selección del tipo de


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dren a usar dependerá de la función que debe cumplir, de aspectos económicos y de la seguridad del diseño. 2B.202.6.1 (2)a) Pozos de drenaje Pueden ser superficiales o profundos y tienen por objeto infiltrar el exceso de agua de estratos superficiales o capas permeables profundas, o bien producir el alivio de los acuíferos para entregar a sistemas de drenaje superficial, ya sea gravitacionalmente o por bombeo. 2B.202.6.1 (2)b) Subdrenes Consisten en zanjas de sección rectangular, rellenas con material granular permeable rodeado de un filtro de tela geotextil, que pueden llevar una tubería en el fondo si el caudal a evacuar así lo amerita. Alternativamente, el material permeable y su filtro geotextil pueden ser sustituidos por un geocompuesto drenante acompañado de una tubería de conducción y evacuación de aguas; esta solución se puede instalar en suelos con permeabilidades menores a 0,10 cm/s. En ambos casos, los tubos serán perforados, ranurados, porosos o con juntas abiertas, con un diámetro mínimo de 150 mm ó 200 mm, según la longitud del subdrén Los subdrenes se utilizan principalmente en los siguientes casos:

a) Longitudinalmente a los pies de los taludes de corte que vierten hacia la carretera para interceptar filtraciones.

b) Longitudinalmente en un terraplén, ubicado en el lado desde donde fluye el agua subterránea.

c) Longitudinalmente bajo la subbase de la carretera para sanear el área. d) Transversalmente en las transiciones de corte a terraplén para sanear la subbase y evitar la

saturación de la superficie de contacto entre el terraplén y el terreno natural. e) Formando parte de un sistema con drenes transversales y longitudinales o dispuestos como

una espina de pescado, a fin de sanear en general la faja del camino. 2B.202.6.1 (2)c) Zanjas de drenaje Son normalmente zanjas de sección trapecial, con taludes generalmente en la razón 1:1 (H:V), cuya profundidad depende de la posición de la napa que se desea drenar o interceptar. La zanja excavada, incluidos los taludes, se rellena con una capa de material de alta permeabilidad y se alinea en forma paralela al eje de la carretera. 2B.202.6.1 (2)d) Sondajes horizontales Consisten en tuberías metálicas de 50 mm de diámetro dispuestos en el acuífero. Este sistema se puede considerar como una variación del sistema de drenes horizontales o de zanjas de drenaje, pudiendo ser una alternativa conveniente cuando la profundidad del acuífero excede los límites económicos y prácticos para excavar zanjas abiertas. Se instalan en taludes de cortes y terraplenes a fin de drenarlos y evitar deslizamientos debidos a la saturación del terreno.


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Alivian la presión hidrostática del suelo. 2B.202.6.1.(2)e) Drenes de pavimento Consisten en zanjas rellenas con material granular permeable y rodeadas de un filtro de tela geotextil, que llevan una tubería y que se construyen al borde de los pavimentos de hormigón con el fin de interceptar y eliminar de la sección estructural las aguas que se infiltran a través de la superficie de la vía. 2B.202.6.2 Cálculo hidráulico Los métodos de cálculo hidráulico que se incluyen a continuación son aplicables primordialmente a subdrenes y a zanjas de drenaje y no incluyen los pozos ni los sondajes, los cuales se presentan muy eventualmente. El diseño hidráulico del drenaje incluye la determinación del caudal a evacuar, el cálculo del espaciamiento de ellos y la definición del diámetro y gradiente de las tuberías. 2B.202.6.2(1) Criterios de diseño El diámetro mínimo de los tubos será de 150 mm para longitudes iguales o menores a 150 m. Este diámetro es suficiente para la mayor parte de los suelos. Si la longitud del subdrén lateral o colector es superior a 150 m, el diámetro mínimo será de 200 mm. En el caso de drenes dispuestos en forma de espina de pescado, el diámetro mínimo será de 50 mm. Los elementos de drenaje subterráneo funcionan normalmente con escurrimiento a superficie libre y pueden entregar sus aguas al sistema de drenes superficiales sólo si no trabajan a presión. Las entregas deben disponerse a distancias no superiores a 300 m. La gradiente recomendada para las tuberías es 0,005. Si esta gradiente no puede conseguirse se tomarán como valores mínimos 0,0020 para los laterales y 0,0025 para los drenes colectores. La profundidad del drenaje depende de la permeabilidad, profundidad del nivel freático, conductividad hidráulica y depresión requerida en la napa. La Tabla 2B.202-23 entrega algunas recomendaciones generales para la profundidad de instalación y espaciamiento de subdrenes en distintos tipos de suelos.

Tabla 2B.202-23 Recomendaciones para el espaciamiento de subdrenes


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2B.202.6.2 (2) Estimación de caudales En condiciones de flujo permanente, el caudal de agua que debe eliminar un dren está esencialmente determinado por la recarga de la napa subterránea, ya que otros volúmenes que inicialmente pueden encontrarse sobre el nivel de equilibrio, serán eliminados por el dren en un tiempo relativamente corto y constituyen por lo tanto un efecto transitorio. La recarga de la napa depende de la precipitación, no siendo sin embargo igual a ella, pues influyen otros factores tales como los que se indican a continuación:

a) Existen pérdidas por intercepción en las zonas cubiertas por vegetación y en las áreas impermeables.

b) Ocurren pérdidas por infiltración hacia acuíferos más profundos. c) Se presentan afloramientos de agua subterránea proveniente de otros estratos permeables. d) Parte de la lluvia escurre superficialmente y no contribuye a la recarga del agua

subterránea. e) Se producen en todo instante pérdidas por evaporación de agua desde las zonas de

almacenamiento superficial, o bien, evapotranspiración de la humedad en el suelo. f) Se produce una disminución de la velocidad o tasa de infiltración en el tiempo con lo

cual disminuye también la contribución de la lluvia al agua subterránea. g) Existe asimismo, una variación importante de los factores anteriores en el espacio y en el

tiempo. En resumen, la determinación del caudal de recarga de la napa implica un complejo balance hidrológico, imposible de realizar si no se cuenta con información detallada para efectuarlo. Por ello, en general, se procede por métodos que estiman la recarga por procedimientos indirectos. En algunos casos es posible determinar el caudal de diseño del sistema de drenaje (recarga) mediante mediciones de caudal en sistemas similares en operación. En otros se supone que la recarga es una proporción de la lluvia caída durante un período crítico, proporción que fluctúa entre un 60 % y un 80 %. En este último caso, debe elegirse una precipitación de diseño que tome en cuenta tanto la probabilidad de ocurrencia como la duración. La duración de la lluvia debe ser lo suficientemente larga para que efectivamente contribuya al agua subterránea, y por otra parte, lo suficientemente corta para que constituya una situación crítica de diseño. Se recomienda utilizar la intensidad media diaria correspondiente a una tormenta con un período de retorno de 5 a 10 años. Este valor se determina realizando un análisis probabilístico con los valores de lluvia caída en los siete días consecutivos más lluviosos de cada año (sin que necesariamente lluevan los siete días). A la muestra así formada, utilizando todos los años de registros, se le aplican los procedimientos de análisis de frecuencia presentados en el numeral 2B.202.2.4(1). Una vez calculada la tormenta de siete días con el período de retorno deseado, se determina la intensidad media diaria que ella representa expresándola en mm/día.


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2B.202.6.2 (3) Profundidad y espaciamiento Existen métodos para calcular el espaciamiento de los drenes que consideran la situación de flujo en régimen permanente y no permanente. Se recomienda utilizar la siguiente expresión para el espaciamiento, la cual supone régimen permanente:

(Ec. 2B.202-17) Donde: k componente horizontal media de la conductividad hidráulica del terreno medida in situ o

en laboratorio (mm/día). h altura máxima deseada para la napa entre 2 drenes consecutivos medida sobre el fondo de

las zanjas donde van ubicados los drenes (m). I intensidad media diaria de la lluvia de diseño que define la recarga (mm/día). E espaciamiento de los drenes (m). d distancia en metros entre el estrato impermeable y el fondo de las zanjas de los drenes. Si

la distancia d es mayor a 0,50 m debe calcularse una distancia ficticia d' reducida para tomar en cuenta la convergencia de las líneas de corriente del escurrimiento en la zona vecina a los drenes. Esta altura ficticia d' llamada de Hooghoudt, depende de la distancia real d, del espaciamiento de los drenes y del diámetro de ellos. Se incluye el gráfico de la Figura 2B.202-26 que permite el cálculo de la distancia ficticia d' para drenes de 400 mm de diámetro. Dado que no existen mayores antecedentes experimentales para otros diámetros se recomienda el uso de este gráfico en los casos de subdrenes y zanjas de drenaje.

La fórmula anterior supone condiciones de escurrimiento permanente, suelo homogéneo sobre un estrato impermeable, flujo de agua esencialmente horizontal, drenes igualmente espaciados a distancia E, gradiente hidráulico en cualquier punto igual a la gradiente de la superficie freática y considera válida la Ley de Darcy. Aun cuando en estricto rigor estas hipótesis son difíciles de encontrar en un caso real, ellas dan una buena aproximación práctica. El cálculo con la distancia ficticia d' implica una solución por aproximaciones sucesivas, dado que esta distancia es función del espaciamiento que se quiere determinar. La conductividad hidráulica se determina mediante ensayos de laboratorio o pruebas de terreno. Los primeros se realizan con permeámetros de carga constante o variable en los cuales se coloca una muestra de suelo usualmente perturbada y por consiguiente no siempre son representativos de las condiciones reales. También puede obtenerse la conductividad hidráulica con una simple prueba de terreno consistente en cavar un agujero en el suelo que sea más profundo que el nivel freático del terreno y permitir que se alcance un equilibrio entre el nivel del agua en la perforación y


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en el terreno. Luego se extrae rápidamente el agua del interior del sondaje y se registra el ascenso del agua en el agujero. La conductividad hidráulica se calcula mediante la expresión siguiente:

(Ec. 2B.202-18) Donde: K conductividad hidráulica, m/día. a radio de la perforación, m. ∆t tiempo transcurrido para que el nivel cambie de Y0 a Y1, segundos. Y0 profundidad inicial del nivel de agua medida desde la superficie, m. Y1 profundidad final del nivel de agua, m.


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Figura 2B.202-26 Distancia ficticia d´ en función del espaciamiento de los subdrenes

Esta expresión supone que la napa no se deprime alrededor del sondaje al bombear el agua en su interior, condición que se satisface en los primeros momentos luego de bombeada el agua, pero no se cumple si esta operación se repite varias veces. Otra suposición es que el flujo de agua


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es horizontal a través del manto del sondaje y vertical a través de su fondo. Aun cuando esta prueba entrega una estimación puntual, su ejecución es simple y puede realizarse en varios lugares para obtener valores representativos de la conductividad. El rango usual de valores de conductividad hidráulica para distintos tipos de suelos se indica en la Tabla 2B.202-24 que se presenta a continuación.

Tabla 2B.202-24 Valores de conductividad hidráulica Tipo de suelo (USCS) Conductividad hidráulica, cm/h

SP,SW 11,78 SM 1,09 ML 0,34

ML-MH,CL 0,10 SM-SC,SC 0,06

MH 0,05 CL-CH,CH 0,03

2B.202.6.2 (4) Cálculo de diámetros El cálculo de los diámetros de los drenes se realiza utilizando la fórmula de Manning con un coeficiente de rugosidad adecuado al material de las tuberías (Tabla 2B.202-19). En todo caso deben respetarse las recomendaciones de diámetros mínimos para asegurar un funcionamiento adecuado del sistema, siendo en general estos valores superiores a los necesarios desde el punto de vista hidráulico. 2B.202.6.3 Condiciones de instalación de subdrenes 2B.202.6.3 (1) Materiales Los materiales usuales para construcción de subdrenes incluyen material granular permeable, filtros de geotextil, geocompuestos, arena limpia o material arcilloso, tuberías de plástico rígido o corrugado, tuberías de hormigón comprimido, tuberías metálicas corrugadas u otros materiales sintéticos o de cerámica, debiendo ser las tuberías perforadas, ranuradas o porosas. 2B.202.6.3 (2) Vida útil La vida de diseño de las instalaciones debe ser compatible con la carretera, debiendo cumplir con las recomendaciones que aquí se indican. Los subdrenes bajo la calzada deben tener la misma vida de servicio exigida para las alcantarillas. Los subdrenes ubicados fuera de la calzada se deben diseñar para una vida útil de 25 años. La vida de servicio de las tuberías metálicas se determinará considerando el pH y resistividad del medio y las características del agua a drenar.


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2B.202.6.3 (3) Instalación Las zanjas requeridas para la construcción de subdrenes serán de paramentos verticales si las condiciones del terreno lo permiten, estando su profundidad definida por los requerimientos del sistema de drenaje. El relleno de las zanjas necesita precauciones especiales y tiene gran importancia pues de ello depende el funcionamiento de los subdrenes. La disposición del material granular permeable, del geotextil filtrante o del geocompuesto drenante y el uso de arena limpia o de material arcilloso en la parte superior, dependen del tipo y de la ubicación del subdrén a construir. Los geotextiles y geocompuestos deben resistir las solicitaciones de construcción y deben cumplir ciertos requisitos para impedir el arrastre de finos del suelo que pueden obstruir las perforaciones o ranuras de las tuberías, o bien penetrar al interior de las tuberías. Los requisitos de los materiales y los procedimientos de trabajo para la construcción de subdrenes se indican en la Sección 3.606 del Volumen Nº 3 “Especificaciones Técnicas Generales para la Construcción de Caminos y Puentes” del Manual NEVI-12-MTOP. El Consultor debe analizar y estipular los aspectos propios de cada proyecto en las especificaciones especiales de la obra. 2B.202.6.3 (4) Registros En caso de necesidad se dispondrán registros a intervalos regulares a fin de controlar el buen funcionamiento del drenaje. La distancia entre registros no será superior a 150 m. El registro puede consistir en una tubería vertical que alcance el nivel del terreno, provisto de una tapa y con un diámetro al menos igual al diámetro de la tubería de conducción del subdrén, con un mínimo de 150 mm. Además se deberá instalar un registro terminal en el extremo más alto de la tubería de conducción del subdrén, formado por una tubería a 45º que alcance la superficie del suelo, con tapa. Deberán disponerse también registros en todos los cambios de alineación de la tubería de drenaje. 2B.202.7 PROCEDIMIENTOS Y TECNICAS DE HIDRAULICA Y MECANICA

FLUVIAL En esta Sección se describen los procedimientos y técnicas que resultan apropiados para el desarrollo de estudios de hidráulica y mecánica fluvial en cauces naturales. Ello incluye la identificación y caracterización de la información básica necesaria para el cálculo hidráulico y la estimación de las tasas de arrastre de sedimentos y de la profundidad de socavación en cauces naturales, y la descripción de los correspondientes procedimientos o métodos de cálculo. El fundamento conceptual general de estos procedimientos o métodos, en cuanto a terminología, definiciones y conceptos básicos se encuentra desarrollado en la Sección 2B.201.2, Numeral 2B.201.2.18 del Manual NEVI-12-MTOP.


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2B.202.7.1 Información básica Se entregan a continuación recomendaciones para la ejecución de los levantamientos topográficos en cauces naturales destinados a definir su geometría hidráulica, así como para realizar el muestreo, análisis y caracterización granulométrica de los sedimentos constitutivos del lecho. Ambos aspectos están vinculados a la determinación de las características propias del escurrimiento en cauces naturales y a la cuantificación del transporte de sedimentos y de los procesos mecánico-fluviales relacionados. Se dan, asimismo, recomendaciones para la utilización de los antecedentes hidrológicos requeridos en el cálculo de las condiciones hidráulicas del cauce natural y se señalan los criterios que permiten seleccionar el caudal representativo a emplear (caudales medios o máximos) y el período de retorno asociado, según el objetivo del estudio a realizar. Se incluyen también recomendaciones para la aplicación de los métodos y criterios para la estimación de las rugosidades del lecho, necesarias para la determinación de las pérdidas de carga y en definitiva para el cálculo de las condiciones del escurrimiento. Por último, se establecen recomendaciones respecto de la necesidad y forma de realizar catastros de obras existentes en un cauce natural, tales como bocatomas, puentes y defensas que pudieran ser de interés para el desarrollo de estudios integrales de un sistema fluvial. 2B.202.7.1 (1) Topografía del cauce y zonas adyacentes Las especificaciones necesarias para realizar un levantamiento topográfico en un cauce dependen de los objetivos del estudio que se esté realizando, pudiendo tener como finalidad determinar niveles máximos de agua y velocidades medias y locales de la corriente, estimar posibles socavaciones en estructuras existentes, proyectar hidráulicamente puentes y obras fluviales. Para realizar el cálculo de los niveles de escurrimiento en un tramo de un cauce, se requiere usualmente hacer un levantamiento topográfico del tramo involucrado, el cual consiste en la toma de perfiles transversales espaciados en 1 a 1,5 veces el ancho del cauce activo de modo que sea posible representar tramos más o menos homogéneos. Estos perfiles deben incluir los bordes de riberas, el cauce actual seco o bajo agua y en general cualquier otro elemento de relevancia para el estudio hidráulico. En la definición del tramo a levantar y de las distancias entre perfiles a adoptar, se debe tener presente que desde un punto de vista hidráulico se persigue, en general, representar un canal prismático donde sea aplicable la teoría del escurrimiento unidimensional en canales abiertos. En el caso de existir puentes u otras singularidades naturales tales como estrechamientos y ensanches bruscos, éstos deben ser representados mediante la toma de perfiles transversales más densificados (un mayor número de perfiles y más cercanos entre sí), tanto en la zona de aproximación del flujo a la singularidad como en el inicio y el término del


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estrechamiento o ensanche y en la zona de aguas abajo a éste. Teniendo presente la forma irregular que habitualmente presenta la sección transversal de un cauce natural, el número de puntos a levantar en cada perfil será variable pero debe ser el adecuado para representar la sección con sus riberas o puntos altos e irregularidades del lecho, como islas, sectores de socavación y embanque, para lo cual puede ser necesario realizar batimetrías dependiendo de la época del año y del tipo de régimen del cauce. La longitud del perfil transversal del cauce es también variable, pudiendo ir de unos pocos metros o decenas de metros en el caso de cauces menores y esteros, hasta varios cientos de metros en cauces importantes, y además abarcar más de un brazo o subcauce. Si el objetivo del estudio es determinar las áreas de inundación asociadas a las crecidas, los perfiles transversales se deben extender de tal manera de cubrir la zona que históricamente ha sido afectada por las crecidas. Para los cauces o canales en donde existen compuertas o estructuras destinadas a la captación, entrega o medición del caudal conducido, debe procederse de la misma forma descrita antes, agregando el levantamiento monográfico de la estructura, el cual debe estar ligado al sistema de coordenadas de los perfiles transversales. Ello con el fin de poder analizar el comportamiento hidráulico de la estructura para distintas situaciones. Como complemento al levantamiento de perfiles transversales, se debe realizar el levantamiento del perfil longitudinal del fondo del cauce y del nivel o pelo de agua existente en el momento del levantamiento. Esto último tiene la finalidad de determinar la gradiente media del tramo aprovechando que los quiebres locales de gradiente quedan suavizados por el pelo de agua, así como la de analizar los posibles cambios a lo largo del cauce, lo cual puede incluso traducirse en cambios de régimen hidráulico. Las coordenadas de los perfiles pueden ser locales o referirse a algún sistema de referencia altimétrico y planimétrico, como por ejemplo el sistema de coordenadas UTM para un Datum especificado. En cada sector donde se realice este tipo de levantamiento se deben monumentar como mínimo BM’s para el posterior replanteo de los perfiles y de las obras proyectadas. 2B.202.7.1 (2) Granulometría de los sedimentos movilizados por el flujo El análisis granulométrico de una muestra de sedimento de un lecho fluvial activo (con sedimento susceptible de ser transportado por las aguas) consiste básicamente en la determinación de la curva granulométrica integral, es decir de la distribución de frecuencias acumuladas de los tamaños de las partículas constitutivas de un determinado lecho. Existen diversos métodos posibles de emplear, los cuales dependen de las características del material y de los objetivos del análisis. Cuando el sedimento es relativamente fino y uniforme


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(arenas), el análisis granulométrico es el estándar. Sin embargo, cuando el sedimento es grueso y de granulometría bien graduada este análisis se complica. En general puede decirse que existen tres grupos de métodos: aplicables a sedimentos gruesos (D>1/ ”), aplicables a sedimentos inferiores a 1/ ” y aplicables a sedimentos finos pertenecientes al rango de las arenas finas, limos y arcillas. En el caso que los tamaños abarquen todo el rango anterior, situación usual en lechos con sedimentos gruesos bien graduados, las curvas granulométricas parciales deben integrarse para obtener una curva granulométrica global o integral representativa de todo el espectro de tamaños. Uno de los problemas que presenta la determinación de la curva granulométrica de materiales gruesos y particularmente cuando éstos son bien graduados, es la obtención de muestras representativas del sedimento del lecho que puede ser movilizado por las aguas y la definición del tamaño de las partículas representativo de las diferentes fracciones granulométricas. Para esto se han desarrollado métodos sistemáticos de muestreo y de medición de tamaños, confiables y prácticos, con resultados que son reproducibles en alto grado. 2B.202.7.1 (2)a) Muestreo Pueden emplearse métodos alternativos cuya elección depende de las características del sedimento a muestrear y de los fines que persiga el análisis granulométrico a efectuar. 2B.202.7.1 (2) a.1) Muestreo de la superficie del lecho. Si el interés se centra en definir las características granulométricas de la capa superficial del material, por ejemplo para la determinación de la rugosidad granular del lecho cuando éste es grueso, uniforme o graduado, se recomienda operar eligiendo una superficie o área de muestreo que a juicio del observador sea representativa de las características generales del lecho que se desea estudiar. Seguidamente se extrae una muestra desde dicha “área de control” para determinar a partir de ella la curva granulométrica, eligiendo las partículas en los vértices de una malla ficticia o real, trazada sobre el área de control. Para caracterizar las partículas de gran tamaño, se emplean sus dimensiones triaxiales individuales o bien, su promedio (geométrico o aritmético) o una de ellas, por ejemplo la dimensión triaxial intermedia. 2B.202.7.1 (2) a.2) Muestreo en profundidad Si interesan las características del sedimento depositado o transportado por el escurrimiento, el muestreo debe hacerse en profundidad excavando pozos o calicatas de donde se extraerán muestras para el análisis granulométrico. La excavación debe realizarse en un lugar que se considere representativo del lecho activo a estudiar. Cuando el material es grueso y bien graduado, el muestreo debe realizarse en capas, normalmente con espesores no inferiores a 30 y 50 cm, y en no menos de 4 capas si las condiciones de excavación y la presencia de agua lo permiten.


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2B.202.7.1 (2)b) Curva granulométrica Existen dos formas de llevar a cabo el análisis granulométrico de material de tamaño intermedio (D ≤ 1/ ” ); mediante tamizado mecánico y a través de métodos de sedimentación o hidrométricos. Estos últimos son aplicables sólo al rango de arenas finas y material más fino, vale decir a partículas inferiores a 2 mm. El método de tamizado consiste en determinar la distribución de tamaños haciendo pasar la muestra a través de un conjunto ordenado de tamices graduados y determinando a continuación el peso retenido o que pasa por cada tamiz. Este tipo de análisis se encuentra normalizado y existen en el mercado varias series de tamices, siendo las más conocidas en nuestro medio la serie Tyler y la serie Americana (ASTM). La diferencia básica entre ambas series es la designación o método de identificación de los tamices. La serie Tyler utiliza como base la malla N° 200 cuya abertura es 0,074 mm (0,00 9” ). Esta elección es totalmente arbitraria y nace del hecho que en su tiempo la oficina de normas de EE.UU. (US Bureau of Standards) había normalizado esa abertura para el cemento. Cuando el material del lecho es grueso y bien graduado, y por lo tanto la distribución granulométrica incluye también fracciones de D>1/ ”, se procede realizando el análisis granulométrico “in situ” para los sedimentos de tamaño superior a 6 y 8 mm aproximadamente, y en laboratorio para los sedimentos de tamaño menor. El tamizado en terreno debe efectuarse usando mallas con aberturas adecuadas para lograr una buena caracterización de todo el espectro de tamaños de la fracción gruesa del material. A partir de los datos obtenidos se elaboran curvas granulométricas integradas por capas (empleando conjuntamente el análisis “in situ” y el de laboratorio) y también puede interesar elaborar una curva integral del lecho muestreado en profundidad en todas las capas de la calicata. Con las curvas granulométricas, integrada y por capas, es posible identificar el grado de acorazamiento que posee un lecho constituido por sedimento grueso bien graduado, mediante la comparación de las curvas granulométricas de la capa superficial y de las más profundas. La determinación de curvas granulométricas de finos, es decir de materiales de diámetro inferior a 0,062 mm (que pasan la malla 250), se efectúa empleando sólo los llamados métodos de sedimentación o hidrométricos, en los cuales se asocia el tamaño de las partículas con su velocidad de sedimentación. Entre estos métodos se encuentran el método de la pipeta, el método del tubo de extracción de fondo y el método del hidrómetro o densímetro.


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2B.202.7.1 (2)c) Parámetros granulométricos En ocasiones, la distribución de tamaños de los sedimentos naturales tiende a parecerse a una distribución logarítmica normal por lo que al graficarla en un papel log-prob se obtiene una curva de escasa curvatura, semejante a una recta. A veces conviene emplear esta representación, especialmente cuando se desea efectuar un análisis comparativo de dispersiones granulométricas. A partir de las distribuciones encontradas se obtiene en forma sencilla una serie de parámetros granulométricos que son fundamentales en la cuantificación de los fenómenos de transporte de sedimentos. Se puede elegir como tamaño representativo de la distribución cualquier Di, en que el i (%) indica el porcentaje en peso de las fracciones de las partículas cuyo tamaño es menor o igual a ese diámetro Di. Los diámetros más usados en la práctica son:

D50 (mediana de la distribución) que muchos autores consideran representativo de toda la distribución.

D65, D75, D84, D90 ó D95 que normalmente se utilizan para describir la fracción gruesa de la distribución la cual se vincula con la rugosidad de la superficie granular acorazada.

D35 que a veces se utiliza para caracterizar ciertos fenómenos asociados al arrastre de material por el fondo como es el caso de la formación de ondas sedimentarias en lechos finos.

σG = √D84/D16 que es la desviación estándar geométrica de la distribución cuando ésta es logarítmica normal.

En ocasiones se utiliza el diámetro medio de la distribución obtenido de:

∑

(Ec. 2B.202-19) Donde ∆pi es el porcentaje en peso del material cuyo tamaño cae dentro del intervalo cuya marca de clase es Di para i = 1….n intervalos. 2B.202.7.1 (3) Caudales medios y máximos y períodos de retorno Los antecedentes hidrológicos necesarios para realizar el diseño de una obra que puede ubicarse tanto en el lecho como en las riberas de un cauce, dependen del objetivo de dicha obra. Por ejemplo, para obras viales de cruce como un puente u obras de defensa de riberas necesarias para proteger poblados u otras obras, se debe realizar un estudio hidrológico destinado a determinar los caudales en condiciones de crecida. Para lo cual se utilizan estadísticas de caudales máximos instantáneos donde exista esta información, o caudales de crecida sintetizados a partir de métodos aplicables a cuencas que poseen sólo información pluviométrica. Estos últimos métodos se denominan métodos indirectos o métodos


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precipitación-escorrentía que actualmente están disponibles en diversos softwares comerciales que facilitan su empleo. Los caudales máximos anuales dan origen a series a partir de las cuales se definen curvas de frecuencias. De esta manera se determinan caudales de crecida asociados a períodos de retorno específicos, relacionados a un determinado riesgo de falla y a una vida útil de la obra. En el numeral 2B.202.2 se entregan valores para el riesgo de falla determinados en función del período de retorno de la crecida y de la vida útil de la obra. En el caso que sea necesario realizar estimaciones de gastos sólidos destinados a fines distintos de los de una caracterización mecánico fluvial durante crecidas, como por ejemplo para el diseño de obras de retención de sedimentos en cauces o faenas de extracción de áridos, puede ser aconsejable considerar series de caudales medios diarios que permitan describir de una forma más adecuada el régimen de escurrimiento normal, incluyendo condiciones de escurrimiento no sólo máximas sino también medias y mínimas. Generalmente las series de caudales medios diarios se ordenan y sistematizan mediante una curva de duración general de este tipo de caudal. A partir de dicha curva se sintetizan curvas de duración general del gasto sólido. 2B.202.7.1 (4) Coeficiente de rugosidad o n de Manning Para realizar un estudio hidráulico y mecánico fluvial se deben conocer, además de las características de la geometría hidráulica del tramo en estudio (secciones de escurrimiento, gradiente de fondo y parámetros geométricos de cada sección tales como área, perímetro mojado y radio hidráulico), el coeficiente de rugosidad o n de Manning de la sección o del tramo en estudio. Respecto del coeficiente de rugosidad, puede decirse que no existe un método exacto o único para determinarlo y que, en general, se requiere de experiencia para hacer estimaciones muchas veces apoyadas también en tablas y/o antecedentes específicos disponibles. Es inusual contar con información hidráulica que permita deducir directamente coeficientes de rugosidad de un cauce. Para canales naturales considerados de lecho fijo (canales no aluviales), existen numerosos factores que pueden condicionar la elección de un valor determinado del coeficiente de rugosidad como los indicados en la Tabla 2B.202-26 propuestos por Ven Te Chow, lo cual puede hacer bastante subjetiva su estimación. Para minimizar esta dificultad en los canales naturales, se puede emplear el método de Cowan según el cual el cálculo del coeficiente de rugosidad n se realiza como sigue:

(Ec. 2B.202-20)

Donde: n0 rugosidad base para un canal recto, uniforme, prismático y con rugosidad homogénea.


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n1 rugosidad adicional debida a irregularidades superficiales del perímetro mojado a lo largo del tramo en estudio.

n2 rugosidad adicional equivalente debida a variación de forma y de dimensiones de las secciones a lo largo del tramo en estudio.

n3 rugosidad adicional equivalente debida a obstrucciones existentes en el cauce. n4 rugosidad adicional equivalente debida a la presencia de vegetación. m factor de corrección para incorporar efecto de sinuosidad del cauce o presencia de

meandros. En la Tabla 2B.202-25 se incluyen los valores de los parámetros que intervienen en la fórmula de Cowan. En cauces naturales o canales constituidos por lechos pedregosos, donde el sedimento es caracterizable por un diámetro medio o representativo, se recomienda utilizar la ecuación de Strickler para estimar n0 si el régimen es hidrodinámicamente rugoso:

(Ec. 2B.202-21)

Donde D es el diámetro representativo de la rugosidad superficial y se expresa en metros (m). En cauces naturales pedregosos, este diámetro representativo de la rugosidad se asimila al diámetro D65, D90 ó D95, dependiendo de la tendencia al acorazamiento del lecho. En particular, cuando los sedimentos son de granulometría gruesa y extendida, el diámetro medio de la coraza es cercano al D90 ó D95 obtenido de la curva granulométrica original del lecho. Cuando el sedimento es fino (arenoso) y el lecho es móvil (cauce aluvial), la rugosidad superficial constituye una de las dos componentes de la resistencia al escurrimiento o de la pérdida de carga. En efecto, la rugosidad de un lecho aluvial requiere considerar una "rugosidad adicional" producto de la presencia de ondas sedimentarias, lo que conduce a la definición de un coeficiente de Manning global, el cual resulta ser función tanto de las características del escurrimiento como del sedimento. Las relaciones hidráulicas o de pérdida de carga para cauces aluviales se analizan en el numeral 2B.202.7.2(2) Cuando las secciones del escurrimiento no presentan una rugosidad homogénea, la rugosidad global o rugosidad compuesta de la sección varía con la altura de agua, lo que se debe a que a distintas profundidades intervienen zonas de la sección con diferentes rugosidades. Este es el caso de los cursos naturales donde el lecho está constituido de un cierto tipo de material y las márgenes por otro, usualmente con presencia de vegetación en las zonas de inundación. Para aplicar las leyes de resistencia hidráulica o de pérdida de carga, en los casos de secciones con rugosidad no homogénea, se precisa diferenciar el lecho de las márgenes o subsecciones de distinta rugosidad. Existen métodos alternativos para evaluar la rugosidad compuesta de una sección con rugosidad no homogénea, como se describe más adelante.


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2B.202.7.1 (5) Coeficiente de rugosidad compuesta Se incluyen a continuación fórmulas que permiten realizar estimaciones de la rugosidad compuesta en secciones de rugosidad no homogénea. Estas fórmulas deben emplearse considerando que constituyen herramientas para el diseño hidráulico, desarrolladas a partir de modelos aproximados de un fenómeno complejo como es el de disipación de energía, no cabalmente comprendido ni descrito en sus detalles. Por lo mismo, algunas de las fórmulas entregarán resultados más cercanos a la realidad, en tanto otras lo harán en forma más aproximada.

Tabla 2B.202-25 Estimación del coeficiente de Manning según método de Cowan

Tabla 2B.202-26 Valores del coeficiente de rugosidad ó n de Manning en cauces naturales


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2B.202.7.1 (6) Catastro de obras existentes en el cauce y otra información 2B.202.7.1 (6) a) Catastros Antes de realizar el diseño definitivo de una obra que puede afectar el escurrimiento en un cauce, conviene conocer todas las estructuras existentes en él que pudieran afectar o determinar el diseño. Esto con el fin de verificar que la obra proyectada no provoque alteraciones en el funcionamiento de las obras ubicadas en el área influenciada hidráulicamente por la obra, o bien que la presencia de obras existentes no influya sobre la operación de la nueva estructura. En general, las obras que existen con mayor frecuencia en un cauce son bocatomas, descargas de alcantarillado combinado y pluvial, defensas fluviales longitudinales y transversales, puentes, pasarelas y cruces de tuberías. Se debe considerar que no se realizan catastros en forma sistemática y que por lo tanto la información existente es escasa y parcializada, o bien los catastros existentes pudieran ser antiguos y desactualizados. La etapa de recopilación de información representa la primera etapa dentro de un catastro, ya que toda información reunida debe ser verificada y apoyada con un detallado recorrido de terreno. Con el fin de lograr un manejo adecuado y fácil de la información recabada, tanto en los catastros como en terreno, se recomienda confeccionar fichas que contengan la información necesaria para el proyecto. Por ejemplo, en el caso de una defensa, dicha ficha puede incluir su ubicación geográfica, geometría (croquis), material y año de construcción. 2B.202.7.1(6)b) Otra información Adicional a los catastros puede ser necesario conocer ciertas características locales o específicas del curso de agua, sean éstas áreas inundables, puntos críticos de inundación, frecuencia de inundación, puntos críticos de erosión y sedimentación, o cualquier otra información necesaria para llevar a cabo los estudios fluviales. El objeto principal de esta información es formarse una visión completa del tramo en estudio, ya sea para ubicar obras nuevas o para proteger las obras existentes. 2B.202.7.2 Métodos de cálculo hidráulico fluvial A continuación se describen los distintos métodos posibles de emplear para desarrollar el cálculo de las condiciones y comportamiento hidráulico en un cauce natural. Estos métodos se separan en métodos unidimensionales en lecho fijo y en métodos unidimensionales en lecho móvil (para cauces aluviales). Como complemento de esta presentación se describen someramente también, los métodos del cálculo bidimensional para condiciones de lecho fijo. 2B.202.7.2 (1) Métodos unidimensionales de lecho fijo En el caso de régimen permanente (invariante en el tiempo) con lecho fijo, las ecuaciones de


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Saint-Venant se reducen a la ecuación clásica del eje hidráulico, la cual permite determinar la variación a lo largo del cauce del nivel o altura de escurrimiento y de la correspondiente velocidad media en la sección, para un caudal y una condición de borde dadas. Dicha condición se especifica en la sección extrema de aguas arriba o de aguas abajo del tramo de cauce analizado, dependiendo de si el régimen es supercrítico (torrente) o subcrítico (río), respectivamente. Un software actualmente muy utilizado para calcular ejes hidráulicos en cauces naturales que aplica un modelo como el previamente descrito, corresponde al HEC-2, desarrollado originalmente por el Corp of Engineers de Estados Unidos, cuya versión actual se denomina HEC-RAS. En el caso de flujo transitorio (variable en el tiempo) con lecho fijo, las ecuaciones de Saint-Venant permiten realizar el rastreo de crecidas a lo largo de un tramo de cauce en estudio. Estas ecuaciones denominadas también de onda dinámica, suelen simplificarse generando distintos tipos de modelos: los llamados de onda no inercial, que se obtienen de despreciar los términos inerciales (que son los advectivos que le dan el carácter no lineal a la ecuación de cantidad de movimiento), y los llamados de onda cinemática, que se obtienen de suponer flujo cuasi-uniforme en todo punto del canal para cada instante de tiempo. Los modelos simplificados son más fáciles de resolver numéricamente, pero también son menos precisos. En general, los modelos de onda cinemática predicen que una onda de crecida se traslada sin atenuación a lo largo de un tramo de río, lo cual puede suponerse aceptable en tramos cortos o en ciertos casos en que la gradiente del flujo domina sobre los efectos inerciales y de los gradientes de presión, que tienden a dispersar y a atenuar la onda de crecida. En caso que sea importante predecir la atenuación de dicha onda en tramos de río suficientemente largos, se deben utilizar los modelos de onda dinámica completos. Para la resolución de las distintas versiones de las ecuaciones de Saint-Venant en régimen transitorio se usan principalmente métodos numéricos como el de diferencias finitas o de volúmenes finitos, aplicados sobre las ecuaciones diferenciales parciales directamente, o aplicando el llamado método de las características para convertir las ecuaciones a derivadas parciales en ecuaciones diferenciales ordinarias. Las mayores dificultades en la solución numérica de las ecuaciones consisten en resolver la formación de ondas de frente vertical que aparecen en algunos problemas en los que los términos advectivos (no-lineales) de las ecuaciones tienden a dominar sobre los términos disipativos o friccionales. En el caso de régimen permanente, los métodos para determinar tanto el eje hidráulico como las condiciones asociadas en un cauce natural, se basan en una serie de suposiciones que hacen posible la utilización de ecuaciones simples de resolver mediante la implementación de programas computacionales. Existen tres tipos de métodos dependiendo del régimen espacial de escurrimiento al cual se apliquen: régimen uniforme, régimen cuasi-uniforme y régimen gradualmente variado.


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2B.202.7.2 (2) Métodos unidimensionales de lecho móvil En el caso de flujo unidimensional con lecho móvil, además de las ecuaciones de cantidad de movimiento y continuidad del flujo promediadas en la sección de escurrimiento, se debe incluir en el cálculo la ecuación de continuidad del sedimento movilizado desde el lecho, aplicada en la dirección longitudinal del flujo. Esta ecuación permite estimar la variación en el tiempo de la elevación del lecho a lo largo del cauce en estudio, resultando útil también para estudiar procesos de degradación o sedimentación en tramos específicos de cauces naturales. Esta ecuación requiere de una relación de cierre consistente en una ecuación o fórmula para el cálculo de gasto sólido de fondo. Es usual que para el caso de una corriente a caudal constante, las ecuaciones del flujo y de continuidad del sedimento movilizado se resuelvan de forma desacoplada. Es decir, inicialmente se calculan las propiedades del escurrimiento para un perfil longitudinal del lecho dado (válido para un intervalo de tiempo) y luego estas mismas propiedades se usan para avanzar el cálculo de la deformación del lecho en el intervalo de tiempo establecido, en lugar de resolver simultáneamente la variación de las propiedades del flujo y la deformación del lecho. La solución desacoplada se basa en la hipótesis de un proceso mecánico-fluvial cuasi-estático, en el cual el tiempo en que la corriente se adapta a un perfil longitudinal del lecho es mucho menor que el que tarda el lecho en deformarse. La hipótesis cuasi-estática es aplicable a procesos de degradación o sedimentación relativamente lentos, pero no es aplicable a casos de erosión acelerada del lecho, como por ejemplo durante los primeros instantes de un proceso de socavación o en casos en que el desbalance del gasto sólido de fondo entre dos secciones del cauce sea significativo. En aquellos casos en que el gasto sólido en suspensión es importante en el balance de masa que determina la variación temporal de la elevación del lecho, es necesario incorporar además una ecuación de conservación de este gasto sólido, lo cual requiere modelar los intercambios de masa entre el sedimento del lecho y el sedimento en suspensión proveniente del lecho. En el caso que el sedimento del lecho tenga una distribución granulométrica extendida, y por lo tanto presente una tendencia al acorazamiento, puede ser necesario aplicar una ecuación de continuidad del sedimento que describa además los procesos de transferencia de masa al interior de las distintas capas y fracciones granulométricas que conforman el sedimento del lecho. En estos casos la variación de la elevación del lecho influencia las propiedades granulométricas de la coraza y del sustrato, lo cual a su vez afecta la resistencia hidráulica y las tasas de transporte de sedimento, y éstas a su vez afectan los cambios de elevación del lecho. 2B.202.7.2 (2) a) Factores que condicionan la resistencia al escurrimiento en cauces aluviales En un cauce con lecho móvil (cauce aluvial), la resistencia al escurrimiento es el resultado de la composición de diversos factores, los cuales pueden agruparse en dos grandes categorías:


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factores de macroescala y factores de microescala. Los factores de macroescala incluyen todas las irregularidades de mayor tamaño relativo que contribuyen globalmente a generar la pérdida de energía del escurrimiento. Los cursos naturales aún cuando sean relativamente rectos, son básicamente no prismáticos y sus secciones se ensanchan y reducen sucesivamente, presentan frecuentes curvas seguidas de tramos rectos, tienen secciones irregulares compuestas por varias subsecciones de geometría y rugosidades distintas. Todo ello contribuye a la resistencia al escurrimiento en el sentido que pueden ser considerados factores de macroescala. Si los cauces son sinuosos con meandros o son formados por brazos múltiples y trenzados, tales singularidades constituyen también factores de macroescala determinantes en la resistencia al escurrimiento. Los factores de microescala, por otro lado, se refieren a todos aquellos otros aspectos de la resistencia al flujo cuyo efecto se manifiesta en forma distribuida y relativamente uniforme a lo largo de todo el cauce. La pérdida de energía se produce en una forma semejante a la clásica pérdida por frotamiento en canales o ductos de contorno fijo. Los factores de microescala son los asociados con la rugosidad o macrorrugosidad de las partículas sólidas del lecho, con la macroaspereza de las ondas sedimentarias y con la vegetación que crece distribuida a lo largo de planicies de inundación o de riberas de cauces principales. Las relaciones hidráulicas para escurrimientos con lechos móviles (cauces aluviales) se refieren en general a secciones o tramos cortos de un curso y por lo tanto, toman en cuenta principalmente el efecto de los factores de microescala. Este aspecto es indudablemente el de mayor interés en aplicaciones en ingeniería civil, ya que la mayoría de los problemas prácticos se refieren a obras cuyo diseño depende básicamente de las características locales del escurrimiento. Se describen a continuación algunos métodos ilustrativos de los procedimientos empleados para definir las relaciones hidráulicas (relaciones de pérdida de carga) en canales con fondo móvil o canales aluviales, distinguiendo entre aquellos constituidos por sedimentos finos (arenosos) de aquellos otros en que el material es grueso y normalmente bien graduado, como sucede en los cauces montañosos. En la aplicación de estos métodos, u otros que pudieran considerarse más apropiados al caso de análisis, hay que considerar que se trata de herramientas basadas en teorías e hipótesis que constituyen visiones más o menos simplificadas de la realidad. Por lo tanto, los resultados que se obtengan con ellas deberán ser utilizados con criterio y tratando de complementarlos con la experiencia de El Consultor. 2B.202.7.2 (2) b) Relaciones hidráulicas en cauces aluviales constituidos por sedimento fino Estos métodos fueron desarrollados con el propósito de determinar la pérdida de carga en cauces aluviales arenosos, originada por la superposición de las fuerzas de resistencia asociadas con la rugosidad granular del lecho y con la macroaspereza que originan las ondas sedimentarias generadas por la deformación que produce el flujo al movilizar el sedimento. La resistencia debida a la rugosidad granular es causada por el frotamiento entre el fluido y el lecho, y es de origen viscoso o turbulento dependiendo de las características


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hidrodinámicas de la superficie. La resistencia asociada con las ondas sedimentarias, en tanto, se debe al despegue o separación del escurrimiento aguas abajo de la cresta de las ondas, de la misma forma que ocurre en una expansión brusca. El efecto del despegue periódico del flujo en un tren de ondas sedimentarias puede considerarse como una macroaspereza en términos comparativos con la rugosidad granular que generan las partículas sólidas. 2B.202.7.2 (2)c) Relaciones hidráulicas en cauces de montaña constituidos por sedimento grueso En términos generales, los cauces de montaña presentan características particulares en cuanto a su gradiente y material constitutivo del lecho, lo cual impide utilizar las relaciones hidráulicas desarrolladas para cauces arenosos. Las relaciones aplicables a cauces de montaña reflejan el efecto más determinante que tiene sobre la disipación de energía la rugosidad granular, la cual a su vez está asociada a alturas de escurrimiento relativas bastante menores que las de lechos finos. En lechos gruesos las ondas sedimentarias juegan un papel poco importante en la pérdida de carga. 2B.202.7.2 (2) c.1) Características principales de los cauces Debido a las altas gradientes (en condiciones naturales ellas van desde 5 % hasta 20 % o más) estos cauces presentan escurrimientos de alta velocidad y baja profundidad, y sedimentos de gran calibre, normalmente muy bien graduados. Como consecuencia de estas características, el número de Froude alcanza valores cercanos o mayores que la unidad y la profundidad relativa es del orden de uno ( h / D ≈ R / D ≈ 1), lo que confiere típicamente al escurrimiento el carácter de flujo macro-rugoso. Además, las deformaciones que experimenta el lecho son principalmente del tipo de barras u ondas de gran longitud, lo cual hace que la pérdida de carga sea principalmente por rozamiento sobre la superficie granular, lo que es diferente al fenómeno que presentan los cauces arenosos que se deforman en trenes de ondas. En casos extremos de quebradas o torrentes de montaña, donde el ancho y/o altura de la corriente es del mismo orden de magnitud que el tamaño del material del lecho (bloques o fragmentos de roca) y las gradientes superan el 5 % al 10 %, el flujo se ve significativamente distorsionado por los elementos de rugosidad, causando un curso quebrado en gradiente, constituido por una secuencia de rápidos alternados por remansos localizados que actúan como colchones amortiguadores, donde se disipa parte importante de la energía bajo la forma de resaltos que se desarrollan al pie de estos rápidos. Otra característica de los cauces de montaña es el relativamente infrecuente movimiento masivo del material de sus lechos; este movimiento se da sólo con ocasión del escurrimiento de caudales importantes durante crecidas. Esta característica permite aceptar que la pérdida de carga sea asimilable en muchos casos a la de una canalización de contorno fijo o inmóvil.


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2B.202.7.2 (2) c.2) Predicción de la pérdida de carga Existen diversos métodos y ecuaciones desarrolladas para determinar la pérdida de carga en escurrimientos macro-rugosos, pudiendo clasificarse en dos categorías los enfoques empleados: (1) enfoque fenomenológico y (2) enfoque empírico. 2B.202.7.2 (2) c.2.1) Enfoque fenomenológico. Una de las líneas de investigación seguida por diversos investigadores ha sido el enfoque de Keulegan, basado en la aplicación de la teoría de la capa límite a canales, la cual conduce a las conocidas relaciones hidráulicas logarítmicas. Algunos investigadores han orientado sus esfuerzos a ajustar a datos disponibles ecuaciones del siguiente tipo:

(

)

(Ec. 2B.202-23)

Donde V y V* son respectivamente la velocidad media y la velocidad de frotamiento, y A, B y C son constantes que provienen del ajuste logrado; R es el radio hidráulico y D* un diámetro representativo de la aspereza obtenido de la granulometría integral del lecho. La mayoría de los autores utiliza el valor A = 2,5 como en el caso de canales rígidos. La razón

permite evaluar directamente el factor de resistencia del escurrimiento, puesto que se

cumple:

√

y √

(Ec. 2B.202-24)

A partir de datos experimentales o de información obtenida directamente en terreno, se han propuesto las constantes A, B y C para los correspondientes diámetros Dx

indicados en la Tabla 2B.202-27 adjunta.


359

Tabla 2B.202-27 Valores de los parámetros A, B y C para relaciones hidráulicas logarítmicas en lechos gruesos

Por otro lado se han propuesto expresiones como la siguiente:

(

)

(Ec. 2B.202-25) Los parámetros A y B de esta expresión aparecen consignados en la Tabla 2B.202-28 adjunta. Tabla 2B.202-28 Valores de los parámetros A y B para relaciones hidráulicas monomias

Las expresiones anteriores pueden utilizarse para evaluar el coeficiente de Manning en lechos macro-rugosos, igualando la velocidad media a aquella obtenida de la propia ecuación de Manning, lo que conduce a la siguiente expresión para n que refleja la dependencia de este coeficiente con la altura relativa o radio hidráulico relativo..

(

)

√ (

) (

)

(Ec. 2B.202-26) En esta expresión basta con remplazar los factores numéricos dados para las constantes A, B y C en la Tabla 2B.202-27 para determinar el valor n / Dx

1/6 en unidades métricas (R y Dx en metros).

La razón n / Dx

1/6 = St se denomina coeficiente de Strickler y puede ser comparada con el valor constante dado para superficies hidrodinámicamente rugosas por varios investigadores:


360

St = 0,038 para Dx = D90 (m) en el caso de Meyer-Peter y Muller. St = 0,026 para Dx = D50 en el caso de Lane y Carlson.

La comparación entre los valores de St indicados anteriormente y los obtenidos de la expresión logarítmica n / Dx

1/6, permite visualizar el efecto que tiene la altura relativa h/D ≈ R/D en el caso de los escurrimientos macro-rugosos, ya que en los flujos sobre paredes hidrodinámicamente rugosas este parámetro no interviene. 2B.202.7.2(2)c.2.2) Enfoque empírico. Mediante el ajuste directo de la ecuación de Manning a datos medidos en cursos naturales, se han desarrollado relaciones del tipo:

(Ec. 2B.202-27)

Donde i es la gradiente del cauce expresada en m/m y R el radio hidráulico en metros. Estas expresiones deben emplearse con sumo cuidado por cuanto solo son aplicables para el rango de los datos a partir de los cuales fueron desarrollados. 2B.202.7.2 (3) Métodos bidimensionales de lecho fijo Los modelos bidimensionales pueden ser de dos tipos: los que permiten resolver el flujo en un plano vertical orientado longitudinalmente, es decir describen la estructura vertical del flujo, y aquellos otros que resuelven el flujo en las direcciones transversal y longitudinal, promediando sus propiedades locales en la vertical. Las ecuaciones que gobiernan el problema en este caso resultan de promediar en la vertical las ecuaciones tridimensionales de continuidad y cantidad de movimiento del flujo. Se obtienen las llamadas ecuaciones de Saint-Venant bidimensionales, las cuales requieren una ley de cierre para la resistencia del flujo. Esta puede estar basada en un coeficiente de rugosidad de Manning o algún otro tipo de factor de fricción. La solución numérica de estas ecuaciones se basa en la aplicación de métodos de elementos finitos, diferencias finitas y volúmenes finitos. Existen varios modelos comerciales que permiten resolver las ecuaciones de Saint-Venant bidimensionales con lecho fijo. Un modelo desarrollado en el pasado por el Corp of Engineers de los EEUU denominado STREAMER hoy en día se comercializa con un nombre distinto. Otros modelos comerciales para este tipo de problema son AQUADYN, AQUASEA, e incluso el MIKE21, aunque este último es bastante caro y complejo, y sus aplicaciones están más por el lado de problemas de hidráulica marítima. Para casos en que el análisis requiere considerar el lecho móvil, además de las ecuaciones de Saint-Venant en dos dimensiones, debe considerarse la ecuación de continuidad de sedimento en dos dimensiones. El problema puede tratarse acoplado o desacoplado, tal


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como se indicó en el caso de los modelos unidimensionales. La ecuación de continuidad de sedimento en dos dimensiones requiere leyes de cierre consistentes en relaciones de cálculo de gasto sólido de fondo en las direcciones longitudinal y transversal. Generalmente se utilizan las relaciones tradicionales para calcular el gasto sólido de fondo total, el que es proyectado en las direcciones longitudinal y transversal. Para el ángulo de proyección se considera tanto la dirección local del esfuerzo de corte del lecho, dado por la solución de las ecuaciones del flujo, como la dirección local del gradiente espacial de la elevación del lecho y la curvatura de las líneas de corriente. Los modelos bidimensionales de lecho móvil se han utilizado principalmente para analizar aspectos morfodinámicos tales como la formación de barras y otras ondas sedimentarias tridimensionales en cauces rectos o meándricos. Desde el punto de vista ingenieril, este tipo de análisis puede ser de interés para estudiar problemas de interacción de barras o depósitos de sedimentos con obras hidráulicas, principalmente en bocatomas y obras de captación. Actualmente no existen modelos comerciales que permitan resolver este tipo de problema. Los modelos descritos en la literatura pertinente han sido desarrollados principalmente con fines académicos y/o para investigación aplicada. 2B.202.7.3 Métodos de cálculo mecánico fluvial Se describen a continuación los procesos de formación de ondas sedimentarias y de acorazamiento de un lecho fluvial, así como los métodos utilizados para su cuantificación. También se presentan y describen algunos métodos orientados a la determinación del gasto sólido de fondo y en suspensión, según el tipo de granulometría que constituye el cauce. Adicionalmente se describen algunos métodos de degradación inducida que pueden ocurrir en un cauce natural. Todos estos métodos están basados en teorías o antecedentes experimentales que persiguen describir de modo simplificado fenómenos complejos. Por esta razón en su aplicación deben considerarse sus limitaciones y hacer una utilización juiciosa de sus resultados, complementándolos con la experiencia de El Consultor. 2B.202.7.3 (1) Ondas sedimentarias en un cauce aluvial La acción de la corriente sobre un lecho móvil se traduce en una deformación de éste que se manifiesta en la forma de ondas regulares y semi-periódicas, las cuales dependiendo de las características del escurrimiento y del sedimento, presentan una variedad de formas y tamaños. Las ondas sedimentarias revisten importancia en\\ los fenómenos de transporte de sedimentos por cuanto condicionan en gran medida el escurrimiento y éste a su vez, determina la forma y tamaño de las ondas en un ciclo que significa un alto grado de acoplamiento y complejidad. La caracterización de las ondas sedimentarias en términos cuantitativos ha ocupado durante largo tiempo la atención de numerosos investigadores.Si bien hoy en día todavía no es posible


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considerar el problema resuelto ni mucho menos, su estudio sistemático ha permitido comprender mejor el fenómeno y formular relaciones hidráulicas más confiables para predecir las principales características de corrientes en canales de contorno móvil. A continuación se exponen sucintamente las características más relevantes de los lechos ondulados y algunos métodos que se emplean para la identificación de las distintas formas de ondas. Si en un canal de fondo móvil, originalmente plano, la capacidad de arrastre de la corriente se aumenta paulatinamente, por ejemplo incrementado lentamente su velocidad media, el lecho se deforma. Si además el proceso se desarrolla escalonado en etapas, de forma de conseguir un efecto discreto que permita visualizar los distintos estados del lecho, se observará lo siguiente:

Para velocidades pequeñas, las partículas sólidas no se mueven y el lecho permanece plano.

Si la velocidad aumenta sobrepasando un umbral de transporte (condición llamada de transporte incipiente o crítico), algunas partículas comienzan a moverse produciendo una deformación del lecho. En lechos muy finos a finos (limos y arenas finas y medias) esta deformación da origen a los “rizos”, los cuales se caracterizan por tener una forma aproximadamente triangular, con una gradiente mayor en el sentido contrario al escurrimiento. La longitud de onda típica de los rizos es pequeña, normalmente inferior a 30 cm y su amplitud alcanza a unos pocos centímetros. Desde el punto de vista hidrodinámico la formación de rizos tiene directa vinculación con los fenómenos de origen viscoso que se dan en las cercanías de la pared. En lechos gruesos (arenas gruesas y gravas) no se producen normalmente rizos.

Si la velocidad se sigue aumentando, los rizos que originalmente presentaban una típica disposición bidimensional, adquieren disposiciones tridimensionales con forma de lenguas, que avanzan lentamente pero en grupos, hacia aguas abajo.

Una tercera etapa en la deformación del lecho la constituyen las llamadas “dunas”. Estas ondas tienen la misma forma triangular de los rizos pero sus dimensiones son considerablemente mayores. Algunas veces, antes que se desarrollen en forma completa las dunas, aparecen rizos sobrepuestos sobre las dunas. Las dunas dependen en cuanto a su tamaño, de la escala de la macroturbulencia del flujo. Así, en canales abiertos sus longitudes de onda y amplitudes son aproximadamente proporcionales a la altura media del escurrimiento. Las dunas del desierto o del fondo marino también tienen un comportamiento similar y un tamaño mucho mayor. Las dunas se producen en condiciones de velocidad del escurrimiento mayores que las de los rizos y siempre presentan un avance en la dirección de la corriente, pero se desplazan a velocidades considerablemente menores que ésta.

Pasado un cierto límite de velocidad, generalmente asociado con números de Froude cercanos, aunque siempre inferiores a 1, las ondulaciones tienden a desaparecer y el lecho vuelve a ser plano. Este fenómeno ocurre a tasas de transporte relativamente altas. En la nomenclatura que se usa en la Hidráulica del Transporte de Sedimentos,


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se acostumbra a designar como “régimen inferior” del lecho a las categorías de deformación que ocurren a velocidades o números de Froude menores que el que genera un lecho plano con arrastre.

El “régimen superior” del lecho ocurre con números de Froude superiores a los de lechos planos. En este régimen se distinguen dos tipos de ondas. Unas que corresponden a las llamadas antidunas que tienen forma aproximadamente sinusoidal, y otras que corresponden a las series de rápidos y pozas. Las antidunas generan ondas en la superficie libre del escurrimiento que pueden estar en fase o desfasadas en 90° con las primeras, según sea el escurrimiento respectivamente supercrítico o subcrítico. Las antidunas pueden ser estacionarias o móviles; en este último caso pueden desplazarse tanto hacia aguas arriba como hacia aguas abajo.

A velocidades del escurrimiento aún mayores, se generan series de rápidos y pozas que constituyen una extensión de las antidunas con ondas superficiales en fase. Estas, a medida que aumenta la velocidad, tienden a romper contra la corriente hasta degenerar en resaltos alternados con escurrimiento supercrítico.

Los distintos tipos de ondas descritos arriba, aparecen ilustrados en la Figura 2B.202-27 adjunta

Figura 2B.202-27 Ondas sedimentarias en cauces aluviales (lecho móvil fino arenoso)

La identificación del tipo de ondas sedimentarias en canales de contorno móvil es importante por cuanto, tal como ha sido explicado antes, existe una relación directa entre las características morfológicas de las ondas y la resistencia que el lecho opone al escurrimiento.


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En efecto, según lo visto en numerales anteriores, algunos de los métodos que se utilizan para predecir curvas de descarga en lechos móviles requieren de la identificación, sino del tipo exacto de ondas, al menos del régimen del lecho al que pertenecen. Uno de los métodos para la identificación de ondas sedimentarias más completos en cuanto a la base de datos que emplea, es el de Vanoni. Este método se basa en un conjunto abundante de observaciones de laboratorio y de terreno, las cuales han sido ordenadas de acuerdo a la relación funcional adimensional siguiente:

(

)

(Ec. 2B.202-28) Donde Reg es un número de Reynolds del grano basado en el diámetro mediano de las partículas D50;

la altura relativa de escurrimiento a ese mismo diámetro D50,y F el número de Froude de

la corriente. El primer y último parámetro se definen como sigue:

√

(Ec. 2B.202-29)

√

(Ec. 2B.202-30) Donde g es la aceleración de gravedad, ν la viscosidad cinemática del agua, V la velocidad media del flujo y h su altura media. En base a la ecuación funcional adimensional que aparece indicada gráficamente en la Figura 2B.202-28 se puede identificar el tipo de onda sedimentaria y el régimen del lecho al que pertenece, conociendo las características del sedimento D50, la viscosidad cinemática del agua υ, la velocidad media de la corriente V y su altura media h. En la Figura B . 0 -30 aparece un diagrama que permite además diferenciar rizos de dunas, cuando se trata del régimen inferior del lecho. Es preciso insistir que estos gráficos provienen de estudios experimentales en canales de laboratorio, por lo que la aplicación de los mismos a problemas en prototipos debe realizarse tomando posibles efectos de escala. 2B.202.7.3 (2) Procesos de acorazamiento en cauces constituidos por sedimentos gruesos bien graduados 2B.202.7.3 (2)a) Características del proceso El acorazamiento del lecho ocurre en presencia de sedimentos de granulometría extendida o


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bien graduados con σg > 1,5 a 2 ( √

⁄ . Es este tipo de sedimentos el que revela en

su curva granulométrica un amplio intervalo de tamaños de partículas y cantidades apreciables de cada fracción. La característica más importante de los sedimentos granulares (no cohesivos) de granulometría extendida que constituyen un lecho, cuando están sujetos a la acción de un flujo de agua que los moviliza, es su capacidad para desarrollar una coraza o armadura que cubre la superficie de dicho lecho, proceso denominado acorazamiento. Para que ocurra esto es necesario que el flujo pueda arrastrar los granos más finos, pero no los más gruesos. Las partículas pequeñas, incapaces de resistir el paso del agua, van siendo lavadas o transportadas por la corriente, salvo algunas que quedan escondidas detrás de las estelas de despegue en torno a las partículas más grandes, que no son transportadas si pueden resistir a las fuerzas de arrastre y sustentación debidas al flujo. De este modo, por la permanencia de las partículas gruesas, se va formando una especie de empedrado en la superficie del lecho, el cual protege como coraza o armadura al material fino subyacente del acarreo que produce el flujo. El proceso de acorazamiento es fundamentalmente un problema de inicio de arrastre o de transporte incipiente que reviste características especiales para sedimentos graduados ya que en este tipo de sedimentos no se tiene una condición única o situación promedio de umbral de movimiento, como acontece con el material uniforme. En efecto, si las partículas de menor diámetro están a punto de ser movidas por el flujo, se está en una condición hidráulica de arrastre incipiente mínima, en tanto que si el flujo está a punto de movilizar las partículas de mayor diámetro, se alcanza una condición hidráulica de arrastre incipiente máxima (la condición hidráulica se vincula a una velocidad media del flujo o a un esfuerzo de corte). Entre ambas condiciones extremas, dependiendo de las características del flujo y del material del cauce, también podrán suceder otras situaciones intermedias de transporte incipiente y, por consiguiente, podrán darse distintos grados de acorazamiento, según los tamaños de las partículas que permanezcan formando la coraza o armadura. Sin embargo, dado el carácter aleatorio de la turbulencia en el flujo de agua, siempre existirá la posibilidad de que cualquier grano sea arrastrado por el flujo. En todo caso, bajo igualdad de condiciones, la probabilidad de que una partícula no sea arrastrada y forme parte de la coraza, será mayor para las partículas de mayor tamaño que para las finas. Al analizar o predecir el comportamiento de un cauce constituido por material granular bien graduado, uno de los problemas por resolver es el cálculo del esfuerzo de corte máximo o esfuerzo de corte crítico que podría llegar a soportar dicho cauce. Como se ha explicado, la coraza es función de la granulometría del material original y de las características del flujo y también de las propiedades del fluido. Si el flujo no es muy intenso (esfuerzo de corte bajo), éste será capaz de arrastrar las partículas más pequeñas, con lo cual el diámetro medio de la granulometría del material que permanecerá formando coraza, aunque un poco mayor, será parecido a la del material original. Por otro lado, si la intensidad del flujo aumenta (esfuerzo de corte mayor), la corriente arrastrará partículas más


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grandes, y el diámetro medio de la coraza irá también aumentando hasta alcanzar un valor máximo. Si el flujo tiene aún capacidad para mover las partículas de diámetro máximo, éstas a su vez serán arrastradas dejando al descubierto a las partículas finas que estaban protegiendo con lo cual el diámetro medio de la coraza podrá disminuir transitoriamente. De lo anterior se concluye que el esfuerzo de corte máximo (esfuerzo crítico) que puede resistir un material de granulometría no uniforme y extendida es aquel que corresponde a la condición de flujo que deja en la superficie del lecho una coraza con una distribución granulométrica tal, que su diámetro medio es máximo. Desde un punto de vista morfológico fluvial puede señalarse que, aun cuando el proceso de acorazamiento vaya acompañado de transporte de sedimentos, el acarreo de partículas no causará prácticamente erosión del fondo ni modificará la gradiente del cauce. En tal situación se dice que el cauce acorazado es estable. Sin embargo, si los esfuerzos cortantes del flujo son tales que sobrepasan el esfuerzo de corte máximo que puede resistir el material que constituye el cauce, éste dejará de ser estable pues todo el material de la superficie estará en movimiento. Si esto acontece y no hay continuidad en el acarreo de sedimentos, habrá erosión continua del fondo hasta que el esfuerzo de corte del flujo se reduzca por disminución de la gradiente o por aumento del área hidráulica, y de este modo se iguale con el que puede resistir el material del cauce. Por el contrario, si hay continuidad en el transporte de sedimentos o de gasto sólido, en promedio no ocurrirá ni erosión ni depósito, y sólo se tendrá un transporte continuo de sedimentos hasta que la profundidad disminuya por reducción del gasto líquido.


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Figura 2B.202-28 Diagramas para la identificación de ondas sedimentarias


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Figura 2B.202-29 Diagramas para la identificación de ondas sedimentarias

(continuación)


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Figura 2B.202-30 Diagrama para identificación de rizos y dunas del régimen inferior

(Vanoni) 2B.202.7.3 (2)b) Cuantificación del acorazamiento Para cuantificar la condición hidráulica que determina el umbral de estabilidad de un cauce que se acoraza, se emplea el método de Gessler según el cual la razón entre el esfuerzo de corte crítico (τc) de las partículas y el esfuerzo de corte en el lecho (τo), responde a una distribución normal de probabilidades con media μ = 1 y desviación standard σ = 0,57. Este valor de la desviación standard está determinado por la intensidad de la turbulencia del flujo y considera el escondimiento de las partículas pequeñas. La probabilidad (q) que una partícula de tamaño específico no sea arrastrada por la corriente viene dada por la ecuación:

∫ (

)

( )

(Ec. 2B.202-31) Donde x es la variable de integración. En esta expresión es importante considerar que τc = τc(D) por lo cual se cumple que q = q(D). Siendo D el diámetro del sedimento representativo de la fracción de tamaños que se estudia. A partir de lo anterior, el método permite estimar el esfuerzo de corte crítico o esfuerzo de corte máximo que puede resistir un lecho formado por un material no cohesivo de


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granulometría no uniforme y extendida. El método permite determinar también la curva granulométrica del material arrastrado y de aquel que forma la coraza. El método consiste en suponer diferentes condiciones de flujo o esfuerzos de corte τo, calculando para cada uno el diámetro medio de la coraza (Dmc) que se forma en la superficie del lecho. El esfuerzo de corte para el cual se obtiene el máximo Dmc corresponde a la condición crítica de arrastre y por lo tanto determina la condición hidráulica umbral de estabilidad de un lecho acorazado. Si se define como Po la distribución de frecuencias acumuladas asociada a la curva granulométrica inicial del lecho que viene dada para un cierto diámetro D por:

∫

(Ec. 2B.202-32) Donde Po es la función de frecuencias y por otro lado la función de frecuencias del material de la coraza del lecho está dada por:

(Ec. 2B.202-33)

Donde C es un valor que se determina de la condición que el área bajo la curva de frecuencias relativas de tamaños sea la unidad:

∫ ∫

(Ec. 2B.202-34) La función de frecuencias acumuladas del material de la coraza Pa viene dada por lo tanto por la siguiente expresión:

∫

∫

(Ec. 2B.202-35) La función de distribución de frecuencias acumuladas asociada al material transportado desde el lecho Pt(D) es similar a la ecuación anterior, pero en ella debe remplazarse el valor de q por (1-q). De estas funciones de frecuencias acumuladas se obtienen las curvas granulométricas del


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material de la coraza y del material transportado por el flujo. A partir de la curva granulométrica de la coraza se determina el diámetro medio Dmc asociado al esfuerzo de corte τo. Con el propósito de facilitar la búsqueda del máximo valor de Dmc y por lo tanto del esfuerzo de corte máximo τcmax, se recomienda graficar los valores obtenidos para este parámetro Dmc en función del esfuerzo de corte τo.El esfuerzo de corte máximo τcmax obtenido corresponde a la condición de arrastre crítico del lecho. Una vez definida la condición crítica de arrastre para el diseño de canales sin revestimiento, se recomienda que el valor del esfuerzo de corte crítico calculado sea disminuido por un factor de seguridad equivalente a 1,3. Sin embargo, algunos investigadores han encontrado que el método sobrestima el valor de τc por lo que recomiendan usar como factor de seguridad el valor 1,5. El procedimiento a seguir consiste en fijar la condición hidráulica (determinando τo) para la cual se desea analizar la estabilidad del sedimento cuya curva granulométrica es conocida. Esta curva se discretiza en intervalos y para cada tamaño representativo de estos intervalos (D) se calcula τc(D), con lo cual se determina la probabilidad de no arrastre asociada q(D) y la curva granulométrica de la coraza. Con esta última se obtiene finalmente su diámetro medio Dmc. Si el cálculo se repite para otra condición hidráulica (τo), se va definiendo una relación entre τo y Dmc, de la cual se determina el τo máximo asociado al mayor valor de Dmc. Tal valor constituye el esfuerzo crítico que define el umbral de arrastre, el que para diseño debe dividirse por un factor de seguridad, tal como se ha explicado antes. 2B.202.7.3 (3) Transporte incipiente o crítico de sedimentos no cohesivos 2B.202.7.3 (3)a) Características del fenómeno El calificativo de incipiente o crítico del transporte de sedimento se utiliza para describir o cuantificar la condición hidráulica asociada al umbral de movimiento de las partículas sólidas, es decir la condición límite para la cual se inicia el transporte sólido. Esta condición límite se conoce también como condición o arrastre crítico, pudiéndosele asociar una velocidad del escurrimiento, un esfuerzo de corte, o bien una altura o profundidad de agua. Desde el punto de vista de la Dinámica, corresponde a una situación en la cual las fuerzas que se oponen al movimiento de las partículas, igualan a las fuerzas hidrodinámicas de sustentación y arrastre de la corriente. En el caso de suelos granulares, las fuerzas de resistencia dependen principalmente del peso sumergido de las partículas, mientras que en los suelos cohesivos éstas son dependientes de las fuerzas electroquímicas de cohesión y adhesión. El estudio del transporte incipiente o inicio del transporte tiene interés tanto teórico como práctico. Desde el punto de vista teórico, da la oportunidad de analizar y cuantificar aspectos relativamente más sencillos del movimiento de sólidos generado por el flujo de un líquido o gas. Desde el punto de vista práctico es importante por cuanto existe una diversidad de problemas de ingeniería que están relacionados con este aspecto particular del transporte de


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sólidos que requieren ser analizados y evaluados con fines de análisis operacional o de diseño de obras. Existen en la actualidad básicamente dos enfoques o criterios alternativos para el estudio del problema:

Criterio de la velocidad crítica de arrastre. Criterio de la tensión tangencial o del esfuerzo de corte crítico.

En el primer enfoque se asocia con la capacidad de transporte de sólidos de la corriente, una velocidad del escurrimiento y por lo tanto, con la condición de transporte incipiente una velocidad crítica. Como se verá más adelante, en este enfoque es necesario definir una velocidad representativa del flujo, la que en rigor debiera ser una velocidad cercana a las partículas del lecho. Sin embargo, esta definición es poco práctica resultando más conveniente utilizar en las aplicaciones una velocidad media del escurrimiento. El criterio de la tensión tangencial crítica, por otro lado, cobró por un tiempo relativamente mayor popularidad que el de la velocidad crítica. Como la capacidad de arrastre está directamente relacionada con los esfuerzos cortantes en las cercanías del lecho, que son evaluables en forma directa de las propiedades globales del flujo (gradiente y altura de escurrimiento), es relativamente menos incierto definir una condición crítica en base a estos esfuerzos que en base a la velocidad. El transporte incipiente o inicio del arrastre no es una condición claramente delimitada, por cuanto al alcanzar la capacidad de arrastre del flujo un cierto nivel, sólo algunas partículas se ponen en movimiento. Siendo este movimiento intermitente y difícil de establecer mediante observaciones, existe bastante incertidumbre y subjetividad en la definición experimental de la condición límite o umbral del movimiento. Algunos investigadores definen la condición crítica como aquella en que comienzan a moverse algunas partículas. En lechos de granulometría extendida se ha sugerido que el arrastre comienza cuando se inicia el movimiento de aquellos granos de tamaño medio. Otros autores en cambio, definen el esfuerzo de corte asociado al comienzo del transporte a partir de una curva de gasto sólido versus esfuerzo de corte del fondo, extrapolando dicha curva para gasto sólido de fondo nulo. El valor del esfuerzo de corte asociado a este gasto de sólidos nulo, se define como esfuerzo de corte crítico. Las observaciones de numerosos investigadores han demostrado que las partículas sólidas se mueven cuando se producen verdaderos estallidos o pulsaciones del flujo turbulento cerca del lecho. Por esta razón el proceso es aleatorio. Hoy en día existe consenso de que en paredes hidrodinámicamente lisas (en lechos constituidos por materiales finos) dichas pulsaciones se deben a intrusiones de flujo turbulento hasta la pared misma, las que están asociadas con inestabilidades cuasi-periódicas de la subcapa viscosa. En paredes hidrodinámicamente rugosas, las pulsaciones son inherentes a las características


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mismas del flujo turbulento. Es por eso que uno de los enfoques del problema del transporte incipiente se basa en la cuantificación de las fuerzas de sustentación, las cuales se consideran el mecanismo fundamental en el movimiento de los sólidos. 2B.202.7.3 (3)b) Criterio de la velocidad crítica Desde un punto de vista histórico, este enfoque fue el primero que se utilizó en el análisis del problema. Como se indicó antes, consiste en establecer una relación entre la velocidad máxima (crítica) que produce la condición de movimiento incipiente y las propiedades de las partículas sólidas. Brahms (1753) propuso por primera vez una relación denominada "Ley de la Sexta Potencia" según la cual el mayor peso de la partícula que puede arrastrar una corriente, es proporcional a la sexta potencia de la velocidad local del flujo en las cercanías del grano. La adopción de una velocidad local en las cercanías de la pared como velocidad crítica de fondo, tiene la dificultad que también requiere conocer la distribución vertical de las velocidades y además definir un criterio para establecer la distancia al lecho a la cual se calcula dicha velocidad local. Dado lo anterior, se ha optado por emplear la velocidad media de la sección en vez de la velocidad local para cuantificar la condición hidráulica de transporte incipiente. La velocidad media crítica es función de las características del sedimento representadas por su diámetro y su densidad relativa. Una relación de arrastre crítico basada en la velocidad media ha sido propuesta por Neill. Este investigador experimentó con sedimentos uniformes de diámetros comprendidos entre 6 y 30 mm. Sin embargo, a estos datos agregó los de otros investigadores, lo cual permitió derivar la siguiente relación que sería aplicable a sedimento natural para rangos de tamaño de 3≤ D ≤ 140 mm y rangos de altura relativa de ≤ h / D ≤100:

√ (

)

(Ec. 2B.202-36) Esta fórmula corresponde a la ecuación de la envolvente de todos los datos experimentales que el autor reunió, lo que la hace desde el punto de vista del diseño, una curva conservadora. Para sedimento natural s = 2,65 lo cual hace que en tal caso el factor numérico del lado derecho de la ecuación tome el valor 1,81. 2B.202.7.3(3)c) Criterio del esfuerzo de corte crítico El criterio de la velocidad crítica para cuantificar el arrastre incipiente ha sido cuestionado


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por algunos investigadores debido principalmente a la incertidumbre en la definición de una velocidad del flujo representativa de la condición de transporte incipiente. Como alternativa se ha propuesto usar el criterio del esfuerzo de corte crítico. Este esfuerzo se introduce a partir del balance de fuerzas que actúan sobre una partícula individual, considerando como única componente de la fuerza ejercida por el flujo, la fuerza de arrastre hidrodinámico y como fuerza resistente, el peso sumergido de la partícula. Aceptando que la primera puede expresarse como proporcional al producto del esfuerzo de corte y del diámetro al cuadrado de la partícula y la segunda proporcional al diámetro al cubo, puede demostrarse que para un lecho horizontal se cumple la ecuación siguiente:

(Ec. 2B.202-37)

Donde τc es el esfuerzo de corte crítico, K una constante que engloba las características de forma y puntos de aplicación que intervienen en el equilibrio de la partícula que está a punto de ser desestabilizada, γs – γ es el peso específico sumergido de la partícula, D su diámetro y θ el ángulo de reposo del sedimento. De o anterior se evidencia el hecho que el material de fondo será más estable a la acción de la corriente mientras mayor sean el ángulo de reposo (θ), el tamaño de las partículas (D) y el peso específico de los sólidos (γs), ya que mayor resulta también el esfuerzo requerido para iniciar la movilización de las partículas. Las constantes de la ecuación anterior han sido evaluadas a partir de experimentos, encontrándose que para flujos laminares se cumple K = 0,18; en tanto que para flujos turbulentos K = 0,10. La expresión anterior puede expresarse en términos adimensionales, definiendo el esfuerzo de corte crítico adimensional τc como sigue:

(Ec. 2B.202-38) 2B.202.7.3(3)d) Diagrama de Shields Shields propuso cuantificar el esfuerzo de corte crítico adimensional expresado en función de propiedades hidrodinámicas adimensionales de la pared, lo que matemáticamente puede representarse a través de la siguiente función:

⌊ ⌋ (Ec. 2B.202-39)

Donde

es un número de Reynolds de la pared, el cual refleja sus características

hidrodinámicas.


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La relación anterior aparece graficada en la Figura 2B.202-31 de datos experimentales, que corresponde específicamente a un ajuste propuesto por Rouse y en ella el rango de Re ≤ 0, fue extrapolado siguiendo la tendencia inmediatamente anterior (línea punteada). Posteriores experiencias con materiales finos demostraron, sin embargo, que la curva de mejor ajuste para Re en este rango tiene una gradiente bastante menor. White con datos experimentales que abarcan diámetros comprendidos entre 2,2 mm y 0,016 mm, propuso la curva que se indica con línea llena, la cual tiene un rango de validez comprendido entre 0,04 ≤ Re ≤ 4. Estas curvas separan el espacio graficado en uno inferior que corresponde al de condiciones hidráulicas que no producen movimiento de sedimento, de uno superior en que ocurre lo contrario.

Figura 2B.202-31 Diagrama de Shields

2B.202.7.3 (3)e) Transporte incipiente o crítico para flujos macro rugosos Un flujo macro rugoso es aquel que se desarrolla sobre una superficie de alta rugosidad relativa. Este tipo de superficie se presenta asociada a altas asperezas de fondo, usualmente determinadas por sedimento de granulometría de gran calibre (torrentes de montaña) o enrocados o pedraplenes de protección (rip-rap), en conjunto con escurrimientos de baja profundidad de modo que la razón altura de escurrimiento diámetro del sedimento es comparable a la unidad y en todo caso menor que 10 (1 ≤ h / D ≤ 10).


376

El estudio de la condición hidráulica asociada al transporte incipiente para flujos macro rugoso ha sido abordado experimentalmente por varios investigadores siguiendo los enfoques de velocidad media crítica y esfuerzo de corte crítico. El conjunto de fórmulas basadas en la velocidad media crítica que han sido propuestas y que son aplicables en mayor o menor medida a flujos macro rugosos, puede agruparse en tres categorías. El primer conjunto corresponde a fórmulas del tipo general que tienen la forma siguiente:

√

(

)

(Ec. 2B.202-40) Donde s es el peso específico relativo de los sedimentos, h la altura de escurrimiento, D es el diámetro del sedimento del lecho en contacto directo con el flujo, φ el ángulo de inclinación del lecho con respecto a la horizontal; α, m y n son constantes que dependen de los ajustes de las fórmulas a los datos experimentales empleados por los autores que proponen dichas fórmulas. En la Tabla 2B.202- 9 se entregan los valores para α, m y n propuestos por distintos investigadores. Tabla 2B.202-29 Valores de α, m y n en expresión de velocidad crítica de arrastre para

flujos macro rugosos

Un segundo conjunto de fórmulas corresponde a aquellas que tienen forma logarítmica o exponencial, en las que se emplean básicamente los mismos o algunos de los datos experimentales usados por los anteriores investigadores. La siguiente fórmula derivada por Ayala y Campos para flujo rugoso permite determinar una banda de arrastre crítico:

√

(

)

(

)

(Ec. 2B.202-41)


377

Donde g es la aceleración de gravedad y St es el parámetro de Strickler definido según la expresión del numeral 2B.202.7.2(2)c) Para escurrimientos hidráulicamente rugosos St = 0,038 (D expresado en m). La constante K depende del estado de inestabilidad con el cual se califique el transporte incipiente, siendo posible definir las siguientes situaciones:

Estado 0: Ningún movimiento. Estado 1: Vibración de partículas aisladas. Estado 2: Vibración y movimiento de partículas aisladas y movimiento de otras. Estado 3: Movimiento de partículas y deformación del lecho y reacomodo de otras

partículas. Estado 4: Movimiento más general de las partículas con modificación y reacomodo

frecuente de otras partículas del lecho. Para ningún movimiento del lecho K ≤ 0,0 , en tanto que para movimiento incipiente generalizado del lecho K ≥ 0,06. Por otro lado, el límite h/D <6 determina la frontera superior de la región que corresponde a escurrimientos macro rugosos, en tanto h/D ≥ 6 determina aquella de escurrimientos rugosos. 2B.202.7.3 (4) Transporte de sedimentos El transporte sólido asociado al material movilizado del lecho, cuya tasa se expresa como gasto (gasto sólido), depende de las características del sedimento constitutivo de la sección de escurrimiento (cauce o lecho), de las propiedades físicas del agua y de la capacidad de transporte de la corriente. Su origen se explica por la interacción entre el fluido, el flujo y el lecho, por lo cual su granulometría está íntimamente vinculada a la del cauce. El gasto sólido puede visualizarse integrado por dos componentes: en suspensión y por el fondo. El gasto sólido en suspensión como su nombre lo indica, está constituido por aquellos sedimentos que debido su peso (partículas más finas) y a la turbulencia del escurrimiento, se mantienen incorporados en forma relativamente permanente en el seno de la corriente como material en suspensión. Este sedimento proviene del lecho y es distinto del “washload” o carga de sedimento proveniente de la erosión de la cuenca, que también es un material que es transportado en suspensión por el flujo. El gasto de fondo se caracteriza por incluir sólo sedimento que se mueve en permanente contacto con el lecho. El material transportado por el fondo está constituido por partículas que se desplazan por la acción de los esfuerzos de corte del escurrimiento, rodando, resbalando o realizando pequeños saltos intermitentes. Estos esfuerzos se transmiten a los granos en la forma de esfuerzos viscosos, si la pared es hidrodinámicamente lisa o a través de fuerzas netas de presión debido a la separación del flujo alrededor de las partículas, en el caso de paredes hidrodinámicamente rugosas.


378

A continuación se describen por separado los dos componentes del gasto sólido y se detallan algunos métodos de cálculo empleados para cuantificar dicho gasto sólido. 2B.202.7.3 (4)a) Transporte en suspensión y de fondo Si los esfuerzos de corte de fondo se aumentan paulatinamente por sobre la condición de transporte incipiente, se alcanza eventualmente un punto en que parte del sedimento del lecho se mueve en contacto relativamente permanente con él y parte se integra a la corriente, moviéndose en suspensión. Las partículas en suspensión tienen la tendencia a caer verticalmente y a depositarse nuevamente sobre el fondo debido a su peso. Esta tendencia, sin embargo, es contrarrestada por las fluctuaciones de la corriente en la dirección vertical, haciendo que la mayoría de estas partículas se mantengan suspendidas y nunca o sólo esporádicamente, retornen al lecho. Otras en cambio (una menor proporción), se mantienen moviéndose en contacto con el lecho y se integran al gasto sólido de fondo. Simultáneamente con lo anterior ocurre el proceso inverso, vale decir, existen partículas que son removidas del lecho y se integran a la fase en suspensión. El proceso en su conjunto corresponde a uno de intercambio continuo entre partículas que se mueven en suspensión y de aquellas otras en contacto con el lecho. Sin embargo, no todas las partículas que se mueven en suspensión presentan igual comportamiento, porque las más pesadas tienden a caer más rápidamente que las livianas, por lo que la distribución vertical de la concentración de partículas de distintos tamaños, es también diferente. Esto provoca que las partículas más finas presenten una distribución vertical más uniforme que las más gruesas, vale decir, los gradientes verticales de concentración de las últimas son mayores. El límite espacial superior del sedimento en suspensión lo constituye la superficie libre mientras que el inferior no está claramente establecido, pero se considera corresponde al limite superior de la capa formada por las partículas sólidas que se mueven en contacto permanente con el lecho que son los que dan origen al gasto sólido de fondo. Esta capa se denomina “capa del lecho” y su espesor es variable y depende del tamaño del sedimento, siendo en general del orden de dos veces el diámetro característico de las partículas que se mueven. El proceso físico que caracteriza la suspensión de sólidos es un proceso de difusión turbulenta, denominado dispersión. 2B.202.7.3 (4) a.1) Proceso de difusión turbulenta o dispersión de masa El proceso de difusión turbulenta de masa puede suponerse compuesto de dos subprocesos:

Proceso de transporte puro o de advección, debido a que el flujo transporta o conduce la masa de una especie distinta a la del agua a una velocidad igual a su velocidad media.


379

Proceso de mezcla de la especie transportada por el fluido, debido a los gradientes de concentración de la especie contenida en la masa de agua.

La superposición de ambos procesos explica por qué un volumen inicial de una especie experimenta simultáneamente un desplazamiento y un cambio de volumen al ser transportado por una corriente. Por ejemplo, al inyectar tinta en un escurrimiento turbulento se observa que la nube original se desplaza y aumenta su volumen. Asociado con este desplazamiento y cambio de volumen existe un cambio de concentración que se visualiza porque la tinta se diluye a medida que transcurre el tiempo. La dilusión del colorante ocurre por un flujo generado en la dirección contraria al gradiente positivo de concentraciones, el cual es proporcional precisamente a dicho gradiente; a medida que el gradiente decrece también lo hace el flujo y de esta forma el equilibrio se establece en forma asintótica. 2B.202.7.3 (4) a.2) Difusión turbulenta del sedimento en suspensión El proceso de difusión de sedimento suspendido es similar al de un colorante. Para el análisis del sedimento se supone que:

las partículas son de tamaño uniforme, y de densidad y forma constantes; el flujo turbulento es bidimensional, uniforme y permanente; la concentración cambia sólo en la dirección vertical por ser el escurrimiento plano y

uniforme. La ecuación diferencial que describe este proceso, expresada en términos de la concentración en la vertical de sedimentos de diámetro uniforme, para un flujo bidimensional, uniforme y permanente es la siguiente:

(Ec. 2B.202-42) En esta ecuación c representa la concentración del sedimento en suspensión (volumen de sólidos dividido por volumen de sólidos + agua), εs el coeficiente de difusión turbulenta o de dispersión de sedimento y Vs la velocidad de sedimentación de las partículas de diámetro D; y es la distancia al lecho, medida hacia arriba. 2B.202.7.3(4)a.3) Distribución vertical del sedimento en suspensión Para determinar esta distribución es preciso integrar la ecuación de difusión. Si se supone εs constante se obtiene la siguiente ecuación que describe la variación de la concentración de los sólidos (c) con la distancia al lecho (y):


380

(Ec. 2B.202-43) Donde ca es la concentración a la distancia del lecho y = a. Esta distribución de la concentración es válida siempre que la turbulencia del flujo sea uniforme, condición que ha logrado ser reproducida experimentalmente con dispositivos que agitan el fluido mediante paletas que giran o rejillas de movimiento oscilatorio vertical. Para el escurrimiento en un canal o en un río, sin embargo, el coeficiente de dispersión del sedimento (εs) es variable en la vertical. Para obtener una expresión aplicable a los flujos turbulentos en canales dicho coeficiente se supone proporcional al coeficiente de dispersión del momentum a través de un factor de proporcionalidad β. El coeficiente de dispersión de momentum depende a su vez de las propiedades del escurrimiento y de la distancia al fondo. Aplicando lo anterior se deduce la ecuación que describe la variación de la concentración de sedimento en la vertical de un canal de altura de agua h, con concentración de sedimento ca a una distancia y = a del fondo:

(

)

(Ec. 2B.202-44) Donde el exponente de la ecuación está dado por

y √

En todas estas ecuaciones: c Concentración de sedimentos de diámetro D a una distancia y del fondo. ca Concentración de referencia a una distancia a del fondo. h Profundidad del escurrimiento. Vs Velocidad de sedimentación de las partículas de diámetro D. β Razón entre coeficiente de dispersión de sedimento y de momentum (≈ 1). κ Constante de von Karman. V* Velocidad de fricción del flujo. Cabe señalar que valores pequeños del parámetro z llevan asociados valores altos de V y pequeñas velocidades de sedimentación Vs, lo que explica por qué escurrimientos más rápidos y/o sedimentos más finos tienden a generar una distribución de concentraciones en la vertical más uniforme. Cuando z excede el valor 3, se puede aceptar que la mayor parte del sedimento se mueve como gasto sólido de fondo. 2B.202.7.3 (4) a.4) Cálculo del gasto sólido en suspensión El gasto sólido en suspensión que transporta una corriente se calcula integrando todos los


381

filamentos de corriente desde el fondo a la superficie, considerando en cada uno de ellos la velocidad y la concentración determinadas por los respectivos perfiles de velocidad y de concentración. De este modo se cumple que el gasto sólido en suspensión por unidad de ancho está dado por:

∫

(Ec. 2B.202-45) Donde c(y) está dado por la ecuación que describe la variación de la concentración de sedimento en la vertical anteriormente escrita y por otro lado u(y) está dado por las ecuaciones que describen las distribuciones logarítmicas de velocidad para los distintos tipos de paredes hidrodinámicas (lisa, rugosa o en transición de lisa a rugosa). El problema que surge en este cálculo es elegir una altura de referencia y = a donde se conozca c = ca. Este problema puede salvarse si se impone como condición de borde la concentración asociada con el gasto sólido de fondo, contenido este último dentro de una capa de espesor proporcional al tamaño del sedimento arrastrado. Usualmente se adopta a = 2D, donde D es el tamaño representativo de este sedimento arrastrado por el fondo. 2B.202.7.3 (4)b) Métodos de cálculo del transporte de sedimentos para lechos finos Estos métodos han sido desarrollados a partir de teorías y datos, en su mayoría experimentales, que constituyen visiones más o menos idealizadas de un fenómeno altamente complejo en el que intervienen numerosas variables. Por tal motivo, en su aplicación siempre se deberá hacer uso juicioso de sus resultados apoyándose en la experiencia de especialistas en el área. Por otro lado, todos estos métodos están orientados a estimar la capacidad de arrastre de un canal o cauce, capacidad que refleja el potencial de arrastre o de movilización de sedimentos. La capacidad de arrastre o transporte potencial es el máximo valor que podría alcanzar la capacidad de arrastre real del cauce. La diferencia se debe a que los modelos no toman en cuenta distintos factores que condicionan el arrastre de sólidos y que además son complejos y difíciles de evaluar, tales como la morfología y sinuosidad del cauce, movilidad real del material del lecho y de las riberas, entre otros. Un ejemplo de ello lo constituyen los ríos de montaña y de piedemonte, los cuales poseen cauces angostos, profundos y poco sinuosos debido a la existencia de riberas rocosas o altamente resistentes. En ellos, la capacidad de arrastre o transporte potencial no es normalmente satisfecha por los sedimentos del lecho, produciéndose un déficit que se manifiesta a través del acorazamiento, el que deja inactivo el lecho hasta la ocurrencia de una crecida importante. Aguas abajo de los sectores de montaña, los cauces tienden a ensancharse, lo que


382

sumado a una disminución paulatina de la gradiente, dá origen al depósito del material arrastrado desde aguas arriba. En estas zonas se forman conos o abanicos aluviales, los que en épocas de estiaje se presentan como múltiples canales de escurrimiento, formando cauces trenzados, con acentuadas tendencias a migrar lateralmente. Esto hace que el transporte real de los sedimentos dependa también de las posibilidades de la corriente de erosionar riberas y lecho para satisfacer la capacidad de arrastre (transporte potencial). Existen en la actualidad innumerables fórmulas, relaciones y métodos que permiten realizar estimaciones de la capacidad de arrastre o transporte potencial de sedimentos por el fondo, pero desafortunadamente ninguna puede considerarse de validez general ni de confiabilidad probada. Hay que decir que las relaciones dan a lo más una idea de los órdenes de magnitud de las tasas de arrastre potenciales, sirviendo muchas veces sólo de referencia u orientación en la planificación y diseño de obras hidráulicas, pero no se ha alcanzado un desarrollo tal que permita cuantificar con exactitud el gasto sólido asociado a una corriente de características dadas. 2B.202.7.3 (5) Procesos naturales de socavación-sedimentación en cauces La variación temporal de la forma y geometría de los cauces naturales y de la morfología de sus valles, es el resultado de los procesos de socavación, transporte de sedimentos y sedimentación. La socavación y transporte ocurren en zonas donde existen corrientes con altas velocidades, en tanto en aquellas con flujos de bajas velocidades el movimiento de sedimentos es mínimo o inexistente. Durante inundaciones, sin embargo, muchas zonas pueden quedar expuestas a flujos de alta velocidad y por lo tanto, sujetas al transporte de grandes cantidades de material, principalmente dentro del río pero también ocasionalmente en las zonas de inundación, pudiendo ser éstas incluso erosionadas y el material resultante movilizado hacia aguas abajo. El depósito de sedimentos ocurre durante la fase de disminución de la velocidad del flujo, o en zonas en que el cauce principal o las zonas de inundación mantienen un flujo lento o recirculatorio (zonas de aguas muertas). Dentro de un cauce ocurrirá el descenso del lecho (socavación) si el arrastre de sedimentos proveniente del lecho excede a la sedimentación. Si en cambio, la socavación y sedimentación son similares en magnitud, el lecho será estable. La estabilidad de un tramo de un cauce puede ser vista también en términos del balance entre el sedimento aportado desde aguas arriba y aquel transportado hacia aguas abajo del mismo. Los ríos están rara vez en equilibrio respecto de los caudales líquidos y sólidos, constatándose que el ajuste en la sección transversal, en el perfil longitudinal y en las planicies de inundación, ocurre lentamente posterior a los procesos de cambio inducidos por cambios en la corriente. Si un cauce es demasiado angosto para una corriente y condición de sedimento dadas, la socavación de las riberas puede agrandarlo y reducir la velocidad del flujo, disminuyendo así su capacidad de arrastre.


383

Los cauces pueden también ajustarse rápidamente a las condiciones que tenían antes de una crecida. El tiempo que le toma a un río retornar a su forma original después de un cambio inducido por una crecida en ríos de clima templado, es usualmente corto en relación al período de retorno de las inundaciones, con una rápida revegetación que es un importante componente del proceso de recuperación. Por ejemplo, la socavación en un cauce causada por una crecida puede incrementar su ancho, pero posteriormente, los caudales medios más bajos que producen flujos más lentos, pronto reducirán el ancho por sedimentación a lo largo de las riberas. Algunos de los ajustes de la forma de los cauces ocurren a largo plazo dependiendo del clima o de los cambios inducidos sobre el régimen sedimentológico del río. Consecuentemente, procesos que tuvieron lugar en el pasado pueden también ser importantes en la determinación de la morfología actual de un cauce. Como se ha señalado, los ríos transportan cantidades significativas de sedimento y erosionan su lecho y riberas en respuesta a eventos de crecida. Las grandes crecidas tienen un gran potencial para generar cambios morfológicos en el cauce, sin embargo ellas ocurren con muy poca frecuencia. Pequeñas crecidas en tanto, son mucho más frecuentes pero no son tan efectivas desde el punto de vista de los cambios morfológicos. La forma que tiene la sección de un cauce se vincula al llamado trabajo formativo. El trabajo formativo de un cauce asociado a una crecida determinada se puede estimar mediante el producto entre el volumen de sedimento transportado y la frecuencia de la crecida. El caudal asociado a la crecida que alcanza el máximo trabajo formativo del cauce se denomina caudal dominante o formativo. En los ríos el mayor trabajo formativo del cauce es producido por eventos de crecidas que ocurren en promedio, entre dos veces por año y una vez cada cinco años. Por lo tanto, el concepto de caudal dominante se relaciona con la idea de que los ríos ajustan la forma de su cauce de modo de conducir crecidas moderadas entre sus riberas. Desde este punto de vista, el caudal formativo resulta ser similar en magnitud al caudal denominado de cauce lleno y resulta ser menor que aquel asociado a crecidas extremas o de baja frecuencia de ocurrencia. El caudal de cauce lleno se ha relacionado en un gran rango de ríos distintos, con períodos de retorno que van entre 1 a 3 años, con un valor medio de alrededor de 1,5 años. Los procesos naturales de socavación ocurren en contracciones, curvas y en las confluencias. A continuación se entregan algunas relaciones propuestas para la estimación de la socavación en estas singularidades de los cauces. En la aplicación de estas fórmulas o métodos deberá tenerse presente que constituyen herramientas sencillas basadas en una idealización de fenómenos complejos y difíciles de evaluar. Por lo tanto sus resultados deben ser empleados cuidadosamente y de preferencia respaldados por la experiencia de El Consultor.


384

Figura 2B.202-32 Socavación en contracciones

Para la socavación que experimenta el lecho de un río en una contracción brusca, puede usarse la fórmula de Straub siguiente:

(

)

(Ec. 2B.202-46) Donde: S socavación, m; B ancho del río, m; ho profundidad del flujo aguas arriba de la contracción, m

Figura 2B.202-33 Socavación en curvas


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En general la socavación en curvas depende de las condiciones locales (radio de curvatura, profundidad del flujo, tamaño del material del lecho, etc.), y de la influencia de aguas arriba. En la salida de la curva, la socavación que ocurre es máxima producto del flujo en espiral y de la tendencia del flujo a seguir en la misma dirección. Una fórmula empírica para determinar la socavación en una curva es la de Thorne:

(

) para

(Ec. 2B.202-47) Donde: S Socavación en la curva (m) ho Altura media del escurrimiento no perturbado (m) r Radio de curvatura de la curva (m) B Ancho superficial del cauce (m) Un procedimiento alternativo de cálculo de la socavación en una curva es el de Odgaard basado en la relación gráfica de la Figura 2B.202-34 adjunta.

Figura 2B.202-34 Socavación en curvas según Odgaard

Donde: √ (

(

))

√

(Ec. 2B.202-48) Con: R Radio hidráulico del escurrimiento no perturbado (m). ks Rugosidad equivalente del lecho (m) que vale D90 para flujo rugoso y 2 D50 para flujo

liso.


386

V* Velocidad de corte del lecho (m/s) = √ . s Peso específico relativo de los sólidos (s = 2,65). g Aceleración de gravedad. D Diámetro de la partícula (m). J Gradiente del plano de energía.

Figura 2B.202-35 Socavación en confluencias

Para estimar la socavación que se produce aguas abajo de una confluencia se puede utilizar la relación de Breusers y Randkivi siguiente:

(Ec. 2B.202-49) Donde: ho profundidad del flujo promedio de los dos brazos que confluyen (m). θ ángulo que forman los brazos expresado en radianes. 2B.202.7.3(6) Procesos de degradación inducidos y su cuantificación 2B.202.7.3(6)a) Aspectos generales y metodologías Los procesos de degradación inducidos corresponden, en general, a aquellos en que se produce un descenso del nivel del lecho en un tramo de un río aguas abajo de una presa o de alguna barrera transversal al cauce que altera la circulación de los sedimentos produciendo cambios morfológicos en el río. La degradación del lecho, que no sólo acarrea consigo descensos del fondo sino también disminución de gradientes y engrosamiento del tamaño de los sedimentos, puede llegar a


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afectar las fundaciones de obras existentes en el río aguas abajo de la barrera, tales como bocatomas de canales, pilas de puentes, descargas, obras de defensa fluvial y obras de cruce de ríos, y muy especialmente condicionar el diseño de obras futuras que se construyan en el cauce o en sus cercanías, aguas abajo de la barrera. Para cuantificar la degradación se emplean básicamente dos tipos de métodos: modelos físicos a escala reducida y modelos de simulación matemática (numérica). Los modelos numéricos han alcanzado un mayor desarrollo y su uso se ha generalizado por ser más flexibles, rápidos y más económicos. Estos modelos tienen su origen en ecuaciones básicas similares: una ecuación de continuidad para el sedimento ligada con una ecuación de gasto sólido, con la cual se realiza un balance de masas en un tramo del cauce del río, en el cual el descenso del lecho por unidad de tiempo compensa la diferencia entre el gasto sólido de salida del tramo y aquel que entra al mismo. La metodología para realizar el balance incluye los siguientes procesos de cálculo: caracterización hidráulica del río, caracterización sedimentológica y balance sedimentológico, incluyendo en esta última cuantificación de descensos y cambios de gradiente del lecho. El uso de esta metodología implica el empleo de métodos alternativos de cálculo hidráulico y mecánico fluvial que preferentemente debe decidir y desarrollar un especialista en el tema. 2B.202.7.3(6)b) Cálculo simplificado de la degradación Para fines de una estimación preliminar de la magnitud de la degradación aguas abajo de una presa o barrera, puede realizarse el siguiente cálculo simplificado:

Primero, estimar el volumen medio de sedimento acarreado por las aguas en el período de interés: por ejemplo, durante una crecida o durante un período de varios años.

Segundo, suponer que el volumen anterior es total o parcialmente depositado aguas arriba de la obra o barrera.

Tercero, a partir de la sección de la barrera o presa trazar hacia aguas abajo una recta de gradiente igual a la gradiente crítica (ic) de arrastre del tamaño representativo del sedimento.

Por último, trasladar paralelamente a si misma la recta anterior de modo que el triángulo que se forma con ella y la línea de fondo del cauce (gradiente io), tenga un área tal que multiplicada por el ancho medio del cauce forme un volumen igual al sedimento depositado aguas arriba de la obra.

En la Figura 2B.202-36 adjunta se muestra un esquema del perfil del lecho degradado que se obtendría mediante este cálculo simplificado.


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Figura 2B.202-36 Perfil del lecho degradado

2B.202.7.4 Métodos de cálculo de la socavación Como parte de los diseños de las obras de cruce de un cauce natural se incluyen a continuación algunas fórmulas y criterios conocidos para estimar la socavación local al pie de pilas y estribos de puentes y otras obras hidráulicas, así como también la socavación generalizada del cauce. En la aplicación de estas fórmulas hay que tener claro que se trata de herramientas técnicas basadas en modelos aproximados o idealizados de fenómenos complejos, por lo tanto los resultados que se obtengan deben ser empleados con criterio y en lo posible, con respaldo de la experiencia de El Consultor. 2B.202.7.4(1) Fenómeno de socavación La socavación es un fenómeno producido por un desequilibrio localizado entre la tasa a la cual el sedimento es arrastrado por la corriente fuera de una determinada zona del lecho y la tasa de sedimento alimentada hacia ella. Este desequilibrio se genera por la concentración del flujo asociada a la presencia de un obstáculo o estructura implantada en un lecho fluvial. El resultado es una profundización local del lecho, bajo la forma de una fosa o cavidad en el entorno de la estructura, que se desarrolla durante un cierto tiempo hasta que se restituye el equilibrio entre la tasa de entrada y de salida de sedimento a la fosa. El proceso tiende a alcanzar una condición de régimen o de estabilización. Es esta condición la que interesa principalmente cuantificar desde un punto de vista ingenieril. La fosa de socavación que caracteriza la condición de régimen puede llegar a afectar la estabilidad de estructuras y por lo tanto, se hace necesario predecirla como parte del diseño. Cuando la socavación se produce sin alimentación desde aguas arriba, se habla de “socavación en aguas limpias o claras”. Si adicionalmente la corriente tiene características tales que se genera en el lecho no alterado por la estructura, la condición de arrastre crítico o incipiente (umbral del transporte de sedimentos), la profundidad de socavación alcanza un máximo. Esto se debe a que para esta condición se produce el máximo desequilibrio entre la capacidad de arrastre del flujo en torno o al pie de la estructura (capacidad socavante) y la


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capacidad de arrastre de sedimento desde aguas arriba hacia la fosa (capacidad de alimentación de la fosa), que en este caso es nula. En este manual se presentan fórmulas aplicables a este tipo de condición extrema. Otro aspecto a considerar en la cuantificación de la socavación es la geometría de la fosa, la cual depende de las características del sedimento y de la forma del obstáculo. Si el obstáculo es simétrico con respecto al flujo, la fosa resultante también es simétrica y si no lo es, el punto de máxima socavación de ella se ubica fuera de la línea de simetría. Finalmente hay que señalar que la socavación reviste características distintas según se trate de un lecho aluvial fino (arenoso) o de uno grueso uniforme o bien graduado. En este último caso, dentro de la fosa se produce un acorazamiento que reduce la efectividad de la corriente socavante por lo que la fosa tiende a ser menos profunda que la de un lecho fino, a igualdad de condiciones geométricas del obstáculo e hidráulicas de la corriente. 2B.202.7.4(2) Fórmulas de cálculo de la socavación local al pie de pilas Existen numerosas fórmulas que han sido propuestas para determinar la profundidad máxima de la fosa o cavidad de socavación alrededor de una pila. A continuación se presenta un grupo de fórmulas que reflejan la información más completa o actualizada sobre el fenómeno, referido a una pila cilíndrica de sección circular inserta en un lecho de arena y sujeta a “socavación en aguas claras”. Seguidamente se incluyen factores de corrección para considerar efectos de forma de la sección de la pila, agrupación de pilas y lecho no arenoso.

Figura 2B.202-37 Pila cilíndrica de sección circular afectada por socavación


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2B.202.7.4(2)a) Pilas de sección circular en un lecho de arena A continuación se detallan las principales fórmulas utilizadas para estimar la socavación al pie de pilas de sección circular en un lecho de arena. Como ha sido señalado previamente, dichas fórmulas son aplicables a las condiciones más desfavorables desde el punto de vista de la socavación, esto es, socavación en aguas claras. En la Figura 2B.202-37 adjunta se presenta un corte y una vista en planta de una pila cilíndrica de sección circular ubicada en el lecho, en donde se definen las distintas variables consideradas en el fenómeno de socavación. Para estimar la socavación máxima al pie de una pila de sección circular inserta en un lecho de arena se recomienda emplear cualquiera de las expresiones siguientes:

(

)

(Ec. 2B.202-50) Envolvente de datos experimentales (EDE) de varios autores:

(

)

para

para

(Ec. 2B.202-51) Relación de Richardson (R) para números de Froude mayores a 0,5:

(

)

(Ec. 2B.202-52) En las expresiones anteriores Sc es la socavación máxima debido a la presencia de la pila de sección circular de diámetro b inserta en un lecho de arena y sujeta a condiciones de aguas claras y transporte incipiente del flujo en la zona no alterada por la pila; h es la altura de escurrimiento y F es el número de Froude del flujo no perturbado ( √ y V = velocidad media). Al aplicar las fórmulas anteriores se podrá apreciar que los resultados obtenidos con la fórmula envolvente de datos experimentales (EDE) supera en un 25 % a 35 % a aquellos de Breusers, Nicollet y Shen (BNSh) para h / b ≥ 1; para valores de h / b < 1 la diferencia se incrementa, pudiendo superar el 100 %. Por otro lado, la fórmula de Richardson (R) entrega resultados parecidos de BNSh para números de Froude cercanos a 0,5 y semejantes a los de la fórmula


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EDE para números de Froude cercanos a 0,9. Esto permite recomendar que cuando se empleen estas fórmulas, para rangos de números de Froude menores o cercanos a 0,5 se privilegie el uso de la fórmula de BNSh y para números de Froude mayores que 0,7 se prefiera el uso de la fórmula EDE. 2B.202.7.4(2)b) Factores de corrección para la socavación al pie de pilas Para considerar los efectos de la forma de la pila, presencia de varias pilas, de dispersión granulométrica del material del lecho (cuando éste no es uniforme) se utiliza un coeficiente de corrección K. Dicho coeficiente multiplica la socavación obtenida para una pila cilíndrica de sección circular fundada en un lecho de arena uniforme, para obtener la socavación de una o varias pilas agrupadas, con sección no circular, con o sin base de fundación expuesta al flujo, inserta en un lecho de arena no uniforme o material más grueso:

(Ec. 2B.202-53)

Donde el coeficiente K está dado por el producto siguiente:

(Ec. 2B.202-54)

Siendo Ks el factor de forma de la pila, Kω el factor por alineamiento de la pila de sección no circular con la corriente, Kg el factor debido a la dispersión granulométrica de arenas no uniformes, Kgr el factor que considera la presencia de grupos de pilas, KR es el factor por afloramiento de la base de fundación y Kd es el factor de influencia por tamaño del sedimento. 2B.202.7.4(2)b.1) Factor de forma de la pila (Ks) El factor Ks depende de la forma de la sección transversal y en elevación de la pila; los valores para distintos tipos de sección se consignan en la Tabla 2B.202-30 adjunta.

Tabla 2B.202-30 Factores de forma de sección transversal de pilas (Ks)


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2B.202.7.4(2)b.2) Factor de esviaje de pilas rectangulares (Kω) En el caso de pilas rectangulares se ha derivado un factor de corrección que considera el esviaje o ángulo que forma el eje principal de la sección con la dirección de la corriente, cuyo valor viene dado en la Figura 2B.202-38 en función de la razón largo/ancho de la sección.

Figura 2B.202-38 Factor de alineamiento en pilas de sección rectangular con la corriente (Kω)

Alternativamente puede emplearse el factor Kω recomendado por Froelich a través de la ecuación

(

)

(Ec. 2B.202-55) Donde L y b son respectivamente el largo y el ancho de la sección transversal de la pila y ω es el ángulo de esviaje expresado en grados. Cabe indicar que un alineamiento perfecto entre el eje de la sección rectangular y la dirección de la corriente significa ω = 0 y Kω = 1. 2B.202.7.4(2)b.3) Factor de dispersión granulométrica (Kg) El factor que considera la dispersión granulométrica de sedimento no uniforme del lecho cuando éste es arena o gravilla viene dado por la Figura 2B.202-37 en función de ⁄ y de la razón entre la velocidad de corte (V*) y la velocidad crítica de corte (V*c) de las partículas ⁄ . En esta Figura es necesario puntualizar lo siguiente:

La curva de D50 ≤ 0,7 mm está definida en el rango sin arrastre del lecho no perturbado, pero sí cercano a éste: 0,8 ≤ ⁄ < 1.

La curva de D50 ≤ 0,7 mm abarca teóricamente un rango de D84 de 0,7 mm hasta 42 mm. La curva de 0,7 < D50 < 4,1 mm es similar a la anterior, salvo en el rango de σs de 1 a 2. Esta curva extendería el rango de aplicación de Kg hasta un D84 de 24,6 mm.


393

Figura 2B.202-39 Factor por graduación de tamaños Kg en función de σg

Alternativamente a las curvas del gráfico de la Figura 2B.202-39 puede emplearse el factor Kg

recomendado por Johnson, el que se expresa por la relación siguiente:

(Ec. 2B.202-56) Esta relación entrega valores más altos que el de la Figura 2B.202-39, por lo que su aplicación a lechos graduados debe considerarse como un elemento conservador a introducir para considerar el efecto de la dispersión granulométrica de los sedimentos. 2B.202.7.4 (2) b.4) Factor de grupo de pilas (Kgr) Cuando las pilas se presentan como un obstáculo a la corriente en grupo, es necesario introducir el factor de corrección recomendado por Breusers que se indica en la Tabla 2B.202-31, en función de la separación de dos (2) pilas. En el caso de grupos de más de dos pilas, el cálculo se debe realizar agrupando las pilas en grupos de a dos, determinando luego un factor total de cada grupo de pilas.


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Tabla 2B.202-31 Factor de grupos de pilas de sección circular (Kgr) para pares de pilas

Cabe señalar que según lo muestran las pocas experiencias consignadas en la literatura especializada, la profundidad de socavación crece cuando las fosas de dos o más pilas se superponen. Existe cierta evidencia experimental que indica que al considerar las pilas alineadas transversalmente al eje del flujo y siendo el espaciamiento entre las pilas mayor a cuatro veces su diámetro (e > 4b), la influencia que ejerce el bulbo de socavación de una sobre otra, puede considerarse despreciable. Una alternativa para estimar el factor de influencia de una pila de sección circular sobre la socavación de otra pila de igual sección, alineadas perpendicular al flujo y separadas por una distancia entre ejes igual a 2b, es la propuesta por Kothyari et al, para e > b:

(

)

(Ec. 2B.202-57) 2B.202.7.4 (2) b.5) Factor de afloramiento de la base de fundación (Kr) En el caso de pilas rectangulares en que la socavación deja a la vista la zapata de fundación, las investigaciones realizadas por Ayala y Kerrigan indican que es recomendable utilizar un factor adicional KR, el cual considera el afloramiento de la base de fundación sobre el lecho. En la Figura 2B.202-40 se encuentra graficado este factor en función de la altura de afloramiento (a) para dos situaciones: B/b = 4 y B/b = 2, donde B es el ancho de la base de fundación y b el ancho de la pila. Tanto la base de fundación como la pila son en este caso de sección rectangular. Un criterio alternativo de evaluación del efecto generado por la presencia de bases de fundación expuestas sobre la socavación es aquel basado en el cálculo de un ancho de pila equivalente definido como:


395

(

(

) )

(Ec. 2B.202-58) Donde a es el afloramiento de la base medido como la distancia entre el inicio de la base y el nivel de lecho no socavado, b el ancho de la pila, B es el ancho de la base de fundación y h la altura del escurrimiento. Según las investigaciones realizadas por Ayala y Niño con pilas cilíndricas de sección circular, una vez calculado este ancho de pila equivalente, la socavación estimada sin considerar el efecto de la base de fundación debe multiplicarse por un factor de corrección que toma los valores que se indican en la Tabla 2B.202-32 adjunta.

Figura 2B.202-40 Factor KR por afloramiento de base en pilas rectangulares

Tabla 2B.202-32 Factor Kr efecto de la base de fundación para pilas de sección circular

2B.202.7.4 (2) b.6) Factor de tamaño del sedimento (Kd) Para tomar en cuenta la influencia del tamaño relativo del sedimento al tamaño de la pila, sobre la socavación local por medio de un factor Kd, Raudkivi y Ettema establecieron la


396

siguiente clasificación para el tamaño de sedimento que permite distinguir entre sedimentos finos y gruesos uniformes:

Sedimento fino ⁄ Sedimento intermedio ⁄ Sedimento grueso ⁄ Socavación no observable ⁄

Para valores de b/D50 mayores a 25 aproximadamente, vale decir sedimento intermedio y fino de acuerdo a la clasificación arriba indicada, la socavación se torna independiente del valor de dicho cuociente, situación que lleva a un coeficiente Kd igual a 1,0. Por otro lado, se concluye que el mayor tamaño de sedimento relativo al diámetro de la pila, limita la profundidad de socavación, estableciéndose que para partículas de un tamaño tal que generan una razón b/D50 menor a 25, es decir sedimento uniforme grueso según la clasificación anterior, se cumple

(

)

(Ec. 2B.202-59) Chiew y Melville sugieren el siguiente coeficiente:

(

) (

)

(Ec. 2B.202-60) En la Tabla 2B.202-33 adjunta se consignan los valores que toma Kd para las dos ecuaciones anteriores limitados al rango de b/D50 ≥ 8.

Tabla 2B.202-33 Valores de Kd según fórmulas alternativas


397

2B.202.7.4 (3) Socavación en estribos de puentes y espigones De acuerdo a la función que cumplen o para las cuales se diseñan los estribos de puentes y los espigones, éstas son estructuras distintas. Los primeros son utilizados para soportar y empalmar la superestructura de un puente con la ribera, en tanto que los segundos se utilizan para controlar la erosión de riberas y la divagación del flujo dentro de un cauce. Desde el punto de vista hidráulico, sin embargo, las dos estructuras tienen el mismo comportamiento puesto que ambas introducen un estrechamiento en el flujo. Este último se acelera al pasar por la estructura y se desacelera aguas abajo de ella producto de la expansión de la sección. En la zona del estrechamiento es donde se produce la socavación general del lecho, debido al aumento de la velocidad media del flujo, pero a ello se agrega la socavación local que se origina en la punta o cabeza de la estructura, resultante de los torbellinos o vórtices que se generan en este lugar. Lo descrito aparece esquematizado en la planta y en los cortes transversales y longitudinales de la Figura 2B.202-41 adjunta. 2B.202.7.4(3)a) Fórmulas de cálculo de la socavación local en el extremo de estribos y espigones. La relación recomendada para el cálculo de la socavación al pie de estribos fundados en lechos de arena de Melville, constituye una versión actualizada de varios autores y considera diversos factores que determinan el fenómeno:

(Ec. 2B.202-61) Donde Se es la socavación al pie del estribo, h la altura local del escurrimiento no perturbado, Kφ es el factor del ángulo de esviaje de la estructura, KF es el factor de forma del estribo o espigón, Kh es el factor que considera la profundidad del flujo, Kσ es el factor de dispersión granulométrica de la arena si ella es no uniforme y KI es el factor de intensidad del flujo


398

Figura 2B.202-41 Vista en planta y corte de un estribo o espigón afectado por socavación

local 2B.202.7.4 (3)b) Factores de corrección de la socavación local al pie de estribos. 2B.202.7.4 (3) b.1) Factor de ángulo de esviaje (Kφ).

Figura 2B.202-42 Factor de ángulo de esviaje


399

La influencia que produce el ángulo de esviaje (φ) del estribo con respecto al flujo, se traduce en la incorporación del coeficiente Kφ, el cual viene dado en función del ángulo que forma el eje del estribo con la línea de la ribera, medido por aguas arriba, en la Tabla 2B.202-34. La relación de Froelich que se indica a continuación, permite estimar valores similares por lo cual también se han incluido en la tabla anterior:

(

)

(Ec. 2B.202-62) Donde Φ se mide en grados sexagesimales.

Tabla 2B.202-34 Coeficiente KΦ ángulo de inclinación

2B.202.7.4(3)b.2) Factor de forma del estribo o espigón (KF) Para propósitos de cuantificación del factor de forma de los estribos, se han identificado cuatro tipos de estructuras: de pared vertical, de pared vertical con nariz semicircular, de pared vertical con alas y paredes tendidas. Estos dos últimos a su vez generan otros tipos de estribos que dependen del ángulo de inclinación de sus paredes, definido como α. En el esquema de la Figura 2B.202-43 adjunta se puede observar un detalle de cada uno de ellos.

Figura 2B.202-43 Tipos de estribos

El coeficiente que considera la forma del estribo o espigón KF viene dado en la Tabla 2B.202-35 de acuerdo al tipo antes señalado.


400

Tabla 2B.202-35 Coeficiente de forma KF para socavación de estribos o espigones

2B.202.7.4(3)b.3) Factor de profundidad del flujo (Kh) El factor de profundidad del flujo Kh está directamente relacionado con los factores de forma del estribo KF y de ángulo de esviaje Kφ. De esta manera los tres factores quedan dados por la siguiente relación envolvente de datos experimentales propuesta por Melville, la cual es válida para una sección de escurrimiento de forma rectangular:

(

)

(Ec. 2B.202-63) Cuando la penetración del estribo compromete la llanura de inundación y parte del cauce principal, para L/h ≥ 5, la socavación máxima al pie del estribo se reduce significativamente, pudiendo resultar en la práctica un 30% a 40% del valor dado por la última de las fórmulas anteriores. Otras relaciones de cálculo verificadas y readecuadas en estudios experimentales realizados por Ayala, Durán y De Jourdan, aplicables al cálculo de Kh son las de Liu et al:

(

)

(Ec. 2B.202-64) Donde F = número de Froude = √ ⁄ , en que V es la velocidad media y h la altura del escurrimiento no perturbado.


401

En general, la socavación que predice la relación envolvente de Melville (Me) supera a la de Liu (LUCh) en forma significativa, siendo mayor la diferencia en la medida que el parámetro L/h aumenta y el número de Froude (F) disminuye. Por ejemplo, si F = 0,2 para L/h de 20 a 25, la socavación predicha por la relación Me supera en alrededor del 95% la de LUCh, en tanto para L/h en el rango de 5 a 10 tal diferencia es entre 60 y 80 %. Por otro lado, si F = 0,9 las diferencias entre ambas fórmulas se reducen, aunque siempre la fórmula Me sobreestima la socavación en relación a la LUCh, excepto para razones L/h ≤ 5 en que ambas dan resultados prácticamente iguales. Lo anterior permite recomendar que se privilegie el empleo de la fórmula Me cuando los números de Froude del flujo no perturbado sean ≥ 0,7 - 0,9. No debe olvidarse que estas fórmulas son aplicables a lechos de arena, situación que en cauces naturales se vincula a escurrimientos subcríticos normalmente asociados a números de Froude bajos (< 0,5). 2B.202.7.4(3)b.4)Factor de influencia de la dispersión granulométrica de arenas no uniformes (Kσ) Algunos autores recomiendan utilizar un factor específico para evaluar la influencia de la dispersión de arenas no uniformes, tales como Melville. Sin embargo, dado los pocos datos experimentales con que se cuenta conviene por lo general adoptar un criterio conservador para el análisis, tomando Kσ igual a la unidad. Cabe señalar que la mayoría de los investigadores ha considerado en sus trabajos sólo arena uniforme. Cuando el lecho es grueso y de granulometría extendida, la socavación que dan las fórmulas anteriores puede ser excesivamente conservadora al no considerar efectos de acorazamiento y de tamaño relativo del sedimento con respecto al ancho del estribo o espigón. Dado que no existen estudios sistemáticos de este fenómeno y que la sobreestimación puede conducir a recomendaciones de diseño irreales, se sugiere incorporar el efecto de acorazamiento por medio de relaciones como las del numeral 2B.202.7.4(2)b.3), aplicables a pilas. 2B.202.7.4(3)b.5) Factor de intensidad del flujo (KI) Para considerar el efecto sobre la socavación que tiene un flujo sin arrastre (condición en agua clara) y con transporte incipiente, se introduce el coeficiente KI, Melville recomienda utilizar la siguiente relación:

(Ec. 2B.202-65)


402

Donde V es la velocidad media y Vc es la velocidad crítica de arrastre del flujo en la sección, para el diámetro de sedimento representativo del lecho socavante. Puede apreciarse que si la velocidad media del flujo está por debajo de la velocidad crítica de arrastre, la socavación debe afectarse de un factor menor que la unidad, con lo cual la profundidad de socavación disminuye. En todo caso, la condición de socavación más desfavorable es la que está asociada al régimen de transporte incipiente (KI = 1)

Figura 2B.202-44 Extensión lateral del bulbo de socavación al pie de estribos

La extensión lateral “e” del bulbo de socavación definida según la figura adjunta, se puede calcular según la fórmula de Laursen verificada también con datos obtenidos por Ayala, Durán y De Jourdan:

(Ec. 2B.202-66)

2B.202.7.4 (4) Socavación aguas abajo de estructuras hidráulicas Se presenta a continuación una serie de fórmulas deducidas en forma experimental o con datos limitados de prototipo, para estimar la socavación que se produce aguas abajo de una estructura hidráulica, producto del desbalance local en las tasas de transporte que origina la presencia dicha obra en el lecho. Cada fórmula va acompañada de una figura en donde se esquematiza la obra hidráulica y las distintas variables que definen el fenómeno. En el uso y aplicación al diseño de estas fórmulas a condiciones de prototipo, debe cuidarse de no perder de vista la incertidumbre que conlleva la extrapolación de las mismas. Por tal motivo, es deseable que las recomendaciones que surjan del uso de estos resultados sean avaladas o complementadas con la experiencia de El Consultor.


403

Se incluyen en estos numerales fórmulas de cálculo de la socavación al pie de las siguientes estructuras:

Obras vertedoras: comprenden flujos vertientes de baja carga y flujos vertientes de alta carga (presas).

Soleras: comprenden torrentes (escurrimiento supercrítico) libres y torrentes con resaltos al pie precedidos de compuertas y ríos (escurrimiento subcrítico).

Descargas de ductos: comprenden descargas libres y ahogadas. 2B.202.7.4 (4)a) Socavación al pie de barreras vertedoras El fenómeno es básicamente el de la socavación que se produce al pie de una barrera o de una caída, donde el flujo se sumerge en una masa de agua impactando el lecho y produciendo la remoción del material.

Figura 2B.202-45 Socavación al pie de vertederos. Esquema de definición de variables

2B.202.7.4 (4)a.1)Socavación al pie de barreras vertedoras de baja carga Dentro de este caso quedan incluidas obras de pequeña altura (menores de 2 a 3 m) que obstruyen parcialmente el paso del agua en un canal o cauce natural sin producir una detención del flujo, sino a lo más su reducción de velocidad. Para estimar la socavación máxima al pie de la barrera, suponiendo que desde aguas arriba no existe aporte de sedimento, se recomienda emplear la fórmula genérica siguiente:

(Ec. 2B.202-67) Donde: S socavación máxima al pie de la barrera (m). hd altura del escurrimiento aguas abajo de la fosa (m). H carga o diferencia entre el nivel de aguas arriba de la barrera y de aguas abajo de la

corriente (m).


404

q caudal por unidad de ancho (m3/s/m). D diámetro representativo del material del lecho según definición de Tabla 2B.202-36. A factor según Tabla 2B.202-36. x, y, z, w exponentes según Tabla 2B.202-36.

Tabla 2B.202-36 Parámetros de fórmula de socavación al pie de barreras u obras vertedoras de baja carga

Recomendaciones de uso de fórmulas:

En la aplicación de las fórmulas anteriores, hay que tener presente que para lechos arenosos uniformes todas las fórmulas debieran conducir a resultados semejantes. Sin embargo, las fórmulas de Schoklitsch, Veronese y Jaeger tienden a dar resultados similares, en tanto la fórmula de Hartung tiende a dar resultados sistemáticamente mayores. Esta última fórmula tiende a entregar resultados mucho mayores a medida que aumenta el caudal por unidad de ancho, lo que hace de ella una relación muy conservadora.

En el caso de sedimento grueso graduado, se verifica una situación similar a la anterior, lo que revela que ninguna fórmula permite discriminar adecuadamente entre lechos de granulometría fina y gruesa.

La fórmula de Jaeger tiende a entregar resultados que superan a la fórmula de Schoklitsch en la medida que las alturas de aguas abajo crecen, asemejándose cada vez más a los resultados de la fórmula de Hartung.

2B.202.7.4(4)a.2) Socavación al pie de presas o barreras vertedoras de alta carga Aquí quedan incluidas básicamente las presas de embalse, cuyas descargas en general comprometen caídas de varias decenas de metros. La fórmula genérica para estimar la profundidad máxima de la fosa de socavación al pie de presas es la siguiente:

(Ec. 2B.202-68) Donde: S socavación máxima al pie de la presa (m). hd altura del escurrimiento aguas abajo de la fosa (m). H carga o diferencia entre el nivel de aguas arriba de la presa y de aguas abajo de la

corriente (m).


405

q caudal por unidad de ancho (m3/s/m). D diámetro representativo del material del lecho según definición de Tabla 2B.202-37. A factor según Tabla 2B.202-37. x, y, z, w exponentes según Tabla 2B.202-37.

Tabla 2B.202-37 Parámetros de la fórmula de socavación al pie de presas


Para lechos arenosos se recomienda emplear la fórmula de Veronese-USBR. Para lechos constituidos por grava fina y media, hasta 1 pulgada (Dm ≤ 5 mm)

pueden emplearse las fórmulas de Veronese y Veronese - USBR. Para lechos constituidos por material de tamaño mayor a 1 pulgada (Dm > 25 mm)

pueden emplearse con resultados similares las fórmulas de Veronese y de Damle et al, aunque esta última fue deducida específicamente para saltos de esquí.

La fórmula de Chian Min Wu es aplicable a lechos rocosos fisurados. 2B.202.7.4 (4)b) Socavación al pie de soleras producida por torrentes (régimen supercrítico) 2B.202.7.4 (4) b.1) Caso de torrentes aguas abajo de compuertas Este fenómeno ocurre en la discontinuidad producida entre una solera y un lecho móvil. Los estudios realizados se han enfocado principalmente hacia torrentes generados al pie de compuertas, tal como se muestra en el esquema de la Figura 2B.202-46 adjunta.

Figura 2B.202-46 Socavación al pie de soleras producida por torrentes

La fórmula genérica para estimar la profundidad máxima de la fosa para el caso de torrentes plenamente desarrollados (torrentes libres) y torrentes con resaltos ahogados (torrentes ahogados) es la siguiente:


406

(Ec. 2B.202-69) Donde: S socavación máxima al pie de la solera (m). hd altura del escurrimiento aguas abajo de la fosa (m). H carga o diferencia entre el nivel de aguas arriba de la compuerta y de aguas abajo de

la corriente (m). q caudal por unidad de ancho (m3/s/m). D90 diámetro 90 % que pasa del sedimento del lecho (mm). c altura de la grada (m). A factor según Tabla 2B.202-38. x, y, z, w exponentes según Tabla 2B.202-38. Tabla 2B.202-38 Parámetros de la fórmula de socavación al pie de solera precedidos de

compuertas


• Al aplicar las fórmulas, en primer lugar es necesario diferenciar entre torrentes libres y torrentes ahogados.

• La fórmula de Eggenberger-Müller para torrentes ondulantes libres tiende a dar socavaciones mayores que la de los mismos autores para torrentes ondulantes ahogados.

• La fórmula de Shalash tiende a dar valores de la socavación parecidos a la de Eggenberger-Müller, ambos aplicables a torrentes ahogados.

• La fórmula de Qayoum, que depende explícitamente de la altura de aguas abajo y que es aplicable a torrentes ahogados, tiende a dar resultados semejantes a los de Eggenberger-Müller y Shalash, aplicables estas dos últimas al mismo tipo de torrentes.

• La fórmula de Qayoun tiende a arrojar valores de la socavación mayores que cualquiera de las otras fórmulas a medida que aumenta la carga H y el tamaño del sedimento D90.

Otras fórmulas alternativas a las anteriores para torrentes ahogados donde interviene en forma explícita la altura del torrente, pueden expresarse genéricamente como sigue:

(Ec. 2B.202-70) Donde: S socavación máxima al pie de la solera (m). q caudal por unidad de ancho (m3/s/m).


407

h1 altura del torrente en la vena contraida (m). D50 diámetro 50 % que pasa del sedimento del lecho (mm). A factor según Tabla 2B.202-39. x, y, z exponentes según Tabla 2B.202-39.

Tabla 2B.202-39 Parámetros de fórmula alternativa de socavación al pie de soleras precedidas de compuertas.Torrentes ahogados

Como alternativa a las fórmulas anteriores se ha propuesto la siguiente fórmula desarrollada por Hoffmans:

(

)

(Ec. 2B.202-71) Donde hd es la altura de aguas abajo pegada a la barrera y λ toma en cuenta el efecto del tamaño del sedimento de acuerdo con la Tabla 2B.202-40 adjunta.

Tabla 2B.202-40 Factor de corrección en fórmula de Hoffmans.Torrente ahogado

Recomendación de uso de fórmulas:

• Al aplicar cualquiera de las fórmulas, en primer lugar hay que cerciorarse que el torrente esté efectivamente ahogado. Ninguna de estas fórmulas es aplicable a un torrente libre.

• En general la fórmula de Breusers conduce a socavaciones mayores que las fórmulas de Altinbilek y Basmaci y de Hoffmans, en la medida que el sedimento es más fino (arena y grava fina).

• La fórmula de Hoffmans es la única que incluye en forma explícita el efecto de las alturas de aguas abajo. En general esta fórmula conduce a estimaciones de socavación más bajas que las dos anteriores, salvo que el nivel de ahogamiento del torrente sea muy grande.


408

2B.202.7.4 (4) b.2) Socavación al pie de soleras producida por ríos (régimen subcrítico) Este fenómeno es análogo al de torrentes, solo que se verifica para régimen de río.El caso graficado en la Figura 2B.202-47 es el de una solera que se sumerge con un ángulo α en el lecho, estructura que a su vez presenta un desnivel o caída, c, con respecto al nivel de aguas abajo.

Figura 2B.202-47 Socavación al pie de soleras producida por ríos

Para el caso graficado en la Figura 2B.202-47 se han propuesto las siguientes dos fórmulas: Fórmula de Bormann y Julien:

(

) [

]

(Ec. 2B.202-72) Donde: q caudal por unidad de ancho (m3/s/m); U1 velocidad del flujo al término de la solera (m/s); D90 diámetro característico del lecho (mm); c desnivel entre la estructura y el lecho (m); g aceleración de gravedad (m/s2); θ ángulo de inclinación de la napa vertiente en el borde de la caída medida con respecto

a la horizontal (°). Fórmula de Fahibusch – Hoffmans:

√

(Ec. 2B.202-73) Donde las variables tienen el mismo significado que en la fórmula anterior y λ se obtiene de la Tabla 2B.202-40 presentada anteriormente. 2B.202.7.4 (4)c) Socavación al pie de alcantarillas y ductos de descarga de sección circular El fenómeno ocurre cuando un ducto desagua sobre un lecho móvil erosionable, tal como se esquematiza en la Figura 2B.202-48 adjunta.


409

Figura 2B.202-48 Socavación al pié de descargas

2B.202.7.4 (4) c.1) Profundidad de la fosa de socavación La socavación máxima dentro de la fosa se puede estimar a partir de la siguiente fórmula genérica:

(Ec. 2B.202-74) Donde: S socavación (m); d diámetro del ducto (m); Q caudal total descargado (m3/s); σg desviación estándar de sedimento del lecho erosionable = √ ⁄ D50 diámetro 50% que pasa (mm); A, B, x, y, z, w parámetros definidos en la Tabla 2B.202-41 adjunta.

Tabla 2B.202-41 Parámetros de fórmulas de socavación al pie de descargas

Autor A x y Z w B Tipo de descarga Bohan 0,73 0,33 0,67 0 0,17 0 hd>0,5d Abtetal 0,86 0,63 1,58 0 0 0 Librehd≤0,45 Abtetalmodificada 2,11 0,57 1,54 -0,40 -0,11 0 Librehd≤0,45d RajaratnamyBerry 0,13 1,00 2,00 0 0,50 -0,80 Ahogada

Ruffetal 1,24 0,45 1,13 0 0 0 Librehd≤0,45d BreusersyRaudkivi 0,10 1,00 2,00 0 1,00 0 Ahogada

Nota: todas las fórmulas son aplicables sólo a sedimento natural de peso específico relativo γs = 2,65 ton/m3 y escurrimiento de agua γa = 1,00 ton/m3.-


410

Recomendaciones de uso de fórmulas: • Al aplicar las fórmulas, en primer lugar diferenciar entre descargas libres y ahogadas.

Son descargas libres aquellas para las cuales la altura de aguas abajo es menor o igual al 45% del diámetro del tubo (hd < 0,45 d). La socavación para descargas libres es en general menor que la socavación de descargas ahogadas.

• Para las descargas libres se aconseja emplear las fórmulas de Abt el al, Abt et al modificada y Ruff et al. La fórmula de Bohan si bien es aplicable a descargas libres y ahogadas, entrega en general resultados mayores que las dos anteriores en el caso de descargas libres.

• En el caso de descargas ahogadas se aconseja emplear las fórmulas de Rajaratnam y Berry, y la de Breusers y Raudkivi. La fórmula de Bohan arroja resultados parecidos y también puede emplearse.

• Cuando se desee estimar la socavación en lechos de material más grueso (no arenas), se recomienda emplear aquellas fórmulas que toman en cuenta explícitamente el efecto del tamaño del sedimento (w ≠ 0) tales como las fórmulas de Bohan, Abt et al modificada, Rajaratnam y Berry, y Breusers y Raudkivi.

• La fórmula de Abt et al modificada es la única que toma en cuenta la influencia que tiene la graduación del sedimento sobre la socavación, si bien está basada en un limitado banco de datos experimentales.

• Cuando la gradiente del ducto es superior al 10%, se recomienda incrementar las profundidades de socavación calculadas en un 15%.

2B.202.7.4(4)c.2) Dimensiones en planta de la fosa de socavación Para caracterizar la longitud y ancho de la fosa de socavación se recomienda emplear las siguientes fórmulas desarrolladas por Abt et al: Longitud de la fosa, Ls (m):

(Ec. 2B.202-75) Ancho de la fosa, Bs (m):

(Ec. 2B.202-76) Las variables y dimensiones de estas fórmulas son las mismas de la fórmula de socavación. Alternativamente pueden emplearse las recomendaciones de Hoffmans:

y (Ec. 2B.202-77)

Donde S (m) es la socavación máxima determinada según la ecuación 2B.202-72.


411

2B.202.7.4(4)c.3) Enrocado de protección al pie de descargas Para una estimación preliminar de protecciones al pie de descargas en base a enrocados, se puede hacer uso de la relación de Bohan siguiente:

(Ec. 2B.202-78) De diámetro nominal del enrocado (m); d diámetro del ducto (mm); Q caudal (m3/s). 2B.202.7.4(5) Socavación general de un cauce fluvial 2B.202.7.4(5)a) Características del fenómeno Se dice que un cauce fluvial experimenta un proceso de socavación general cuando ocurre una profundización de su lecho en un determinado tramo debido a un desequilibrio entre la tasa de salida de sedimento desde dicho tramo y la tasa de entrada de sedimento al mismo. Este desequilibrio ocurre por un aumento local del arrastre provocado por estrechamientos de sección donde la corriente se acelera. Estos estrechamientos pueden ser naturales o artificiales, donde estos últimos son causados por obras construidas en el cauce. En un cauce natural, el desbalance entre salida y alimentación de sedimento en un tramo varía de acuerdo con los cambios que experimenta el caudal. Usualmente el mayor desbalance ocurre asociado al mayor caudal de una crecida, es decir al caudal pico del hidrograma. La condición más desfavorable de socavación general constituye un factor muchas veces determinante del diseño de las fundaciones de obras implantadas en el cauce o de estructuras o elementos que atraviesan bajo éste y que no pueden quedar expuestos a la acción directa de la corriente, caso este último de tuberías, oleoductos, gasoductos o poliductos. Es difícil determinar la máxima socavación general porque se trata de un fenómeno en que intervienen diversas variables, entre ellas el régimen de caudales, la geometría local del cauce, las condiciones hidráulicas, las características del sedimento y en general las condiciones mecánico fluviales del tramo comprometido, todo lo cual muchas veces es incierto de cuantificar. Respecto del papel que juegan los sedimentos, cabe indicar que la socavación general es distinta si se trata de sedimentos cohesivos o granulares, y también diferente si estos últimos son finos (arenas y limos) o gruesos (uniformes o graduados). 2B.202.7.4(5)b)Métodos de estimación de la socavación general Debido a las complejidades que tiene el fenómeno de socavación general en cauces aluviales


412

arriba señaladas, para fines de estimaciones con propósito de diseño en ingeniería es usual adoptar un criterio conservador que consiste en calcular la condición de máxima profundización posible del lecho, bajo una condición hidráulica dada. La máxima socavación general posible de ocurrir es aquella en la cual el lecho se profundiza hasta que se alcanza la condición hidráulica de transporte incipiente o crítico; es decir, la velocidad del flujo en la sección mojada se reduce hasta el límite en que la corriente ya no puede movilizar y arrastrar más material desde el lecho. Al mismo tiempo, puede suponerse que la alimentación de material proveniente de aguas arriba se interrumpe y, por lo tanto, al tramo socavado no llega sedimento mientras transcurre el proceso. Planteado el problema así, su cuantificación se reduce a determinar cuál es la nueva sección que debería tener el cauce de manera que se verifique que el lecho queda en condiciones de arrastre crítico o de transporte incipiente, bajo condiciones hidrológicas predeterminadas. Los métodos que a continuación se exponen permiten realizar el cálculo de la sección socavada imponiendo la condición de que en ella la velocidad de escurrimiento iguale a la velocidad crítica de arrastre. 2B.202.7.4(5)b.1)Método de Neill En este método se emplea como fórmulas de velocidad crítica de arrastre una de las que se indica a continuación, haciendo notar que ellas han sido derivadas para lechos granulares planos: Para sedimentos finos (arenosos):

√ (

)

(

)

(Ec. 2B.202-79) Para sedimentos gruesos:

√ (

)

(Ec. 2B.202-80) Donde: Vc velocidad crítica de arrastre (m/s); hc altura de escurrimiento para la condición de arrastre crítico (m); D diámetro representativo del sedimento del lecho (m); ks aspereza o rugosidad determinante de la pérdida de carga; g aceleración de gravedad (m/s2). Para sedimentos finos (arenosos) se utiliza ks = D65 y D = D50 ó D = Dm, en tanto que para sedimentos gruesos de granulometría extendida que presentan tendencia al acorazamiento, se


413

utiliza D = D84, D = D90 ó D = D95 según la mayor dispersión granulométrica que presente la distribución. Aquí Dx con x = 50, 65, 84, 90 o 95 representa el diámetro x% que pasa determinado tamaño de la curva granulométrica del lecho y Dm el diámetro medio. La determinación de la sección socavada debe realizarse considerando de manera explícita su geometría, ya que de lo contrario el cálculo resulta demasiado aproximado. Para ello se debe dividir la sección en franjas o subsecciones como se indica en la Figura 2B.202-49 y luego determinar en cada una de ellas la máxima altura de agua que iguala a la altura crítica de arrastre hc.

Figura 2B.202-49 Esquema para cálculo de socavación general según método de Neill

La socavación de la franja o subsección j denominada en la figura Sj, queda definida como:

(Ec. 2B.202-81)

Donde la altura de la franja socavada es hcj y de la franja original sin socavar es hj. Igualando los caudales de las dos expresiones anteriores, reemplazando Vcj en las ecuaciones correspondientes de velocidad crítica anteriormente indicadas, se despeja hcj resultando las siguientes expresiones: Sedimentos finos:

(

)

√

(Ec. 2B.202-82) Sedimentos gruesos:

(

√ )

(Ec. 2B.202-83)


414

Donde qj es el caudal por unidad de ancho asociado a la franja j que se obtiene de la siguiente expresión:

(

) (

)

(

)

(Ec. 2B.202-84) Qj caudal total de la franja j (m3/s); Bj ancho de la franja j (m); Ωj área de la franja j (m2); Rj radio hidráulico de la franja j (m) que se calcula dividiendo Ωj por Bj (Ωj / Bj); nj rugosidad de Manning de la franja j; Ω, R, n, Q las mismas variables anteriores definidas para la sección total. 2B.202.7.4 (5) b.2) Método de Lischtvan – Levediev En el método de Lischtvan - Levediev originalmente propuesto para estimar el valor medio de la socavación general en una contracción producida por la presencia de las pilas de un puente, se hace una distinción explícita acerca del tipo de sección representativa del cauce. En efecto, tal como se aprecia en la Figura 2B.202-50 adjunta, el método distingue entre un cauce con secciones bien definidas (cauce principal con planicies de inundación) de uno con múltiples subsecciones y brazos en estiaje. Además el método permite estimar la socavación general en lechos constituidos por sedimentos cohesivos a partir de una caracterización simple de la resistencia a la erosión de este tipo de lechos. Cauces con sección principal y planicies de inundación: El método es aplicable globalmente a una sección, pero puede utilizarse para realizar el cálculo en franjas, similar a lo esquematizado en la Figura 2B.202-49. Para cada franja se determina la profundidad máxima de escurrimiento, incluyendo la de la situación socavada de acuerdo con las relaciones siguientes:

Sedimentos no-cohesivos:

(

)

(Ec. 2B.202-85) Sedimentos cohesivos:

(

)

(Ec. 2B.202-86) Donde:


415

hj altura del escurrimiento en la franja socavada j (m); qj caudal por unidad de ancho de la franja socavada j (m3/s); D diámetro medio del sedimento obtenido de la curva granulométrica (mm); γs peso volumétrico del material seco (ton/m3); β coeficiente función de la probabilidad de excedencia del caudal de diseño según la

Tabla 2B.202-42 adjunta; ψ coeficiente que considera influencia del sedimento en suspensión según la Tabla

2B.202-43 adjunta; X parámetro de la fórmula de arrastre crítico según Tabla 2B.202-44 adjunta; n coeficiente de rugosidad de Manning; i gradiente media del lecho (m/m).

Figura 2B.202-50 Esquemas para cálculo de socavación general según método de

Lischtvan – Lebediev Tabla 2B.202-42 Valores de β en función de la probabilidad de excedencia del caudal de

diseño


416

Tabla 2B.202-43 Valores de ψ en función del peso específico de la mezcla agua – sedimento

Cauces con múltiples subsecciones: En este caso se utiliza para cada franja la siguiente expresión:

(

)

(Ec. 2B.202-87) Donde Vc1 es la velocidad crítica expresada en m/s para un escurrimiento de 1 m de profundidad media que se obtiene de la Tabla 2B.202-45 para sedimentos no cohesivos y de la Tabla 2B.202-46 para sedimentos cohesivos, α tiene el mismo significado de la fórmula para cauces con sección principal y planicies de inundación.

Tabla 2B.202-44 Valores del coeficiente X para suelos cohesivos y suelos no cohesivos

Tabla 2B.202-45 Velocidad crítica para 1 m de profundidad en sedimentos no cohesivos


417

Tabla 2B.202-46 Velocidad crítica para 1 m de profundidad en sedimentos cohesivos

En la Tabla 2B.202-46 los tipos de suelo se definen como sigue: A corresponde a suelos poco compactos con peso volumétrico del material seco hasta

1,20 ton/m3

B corresponde a suelos medianamente compactados con un peso volumétrico seco entre 1,20 y 1,66 ton/m3

C corresponde a suelos compactos con peso volumétrico seco entre 1,66 y 2,04 ton/m3

D corresponde a suelos muy compactos con peso volumétrico seco entre 2,04 y 2,14 ton/m3

2B.202.7.4(5)c) Recomendaciones para la aplicación de los métodos

• El método de Neill supone que la socavación máxima se produce cuando para una condición hidráulica dada, se genera la condición de transporte incipiente o arrastre crítico. El método de Litschvan-Levediev aparentemente no considera esta condición extrema.

• En general, puede esperarse que el método de Neill dé socavaciones significativamente mayores que el método de Litschvan-Lebediev. En tales situaciones puede resultar aconsejable utilizar para el diseño valores intermedios.

• Para lechos cohesivos el método de Neill no es aplicable. • Estos métodos permiten estimar las socavaciones por franjas, de modo que dan una

idea de la distribución de los descensos del lecho a lo largo de la sección. • En caso que la zona más profunda de la sección tienda a migrar lateralmente, es

preciso desplazar esta zona a lo largo de la sección cuando se calculen socavaciones locales.

• En la aplicación del método de Lischtvan - Levediev, que aparece como formalmente más completo, debe considerarse lo siguiente: o Su origen y verificación experimental o de terreno es desconocida. o Se desconoce el origen de las relaciones sobre las que se basa el método, lo

mismo que las correcciones que se aplican.


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2B.202.8 DISEÑO DE OBRAS DE DEFENSAS FLUVIALES 2B.202.8.1 Definiciones y conceptos básicos Se define como obra de defensa fluvial a toda obra destinada a dirigir o a regularizar la corriente en un cauce con el fin de proteger estructuras implantadas en él, o bien defender sus riberas y planicies adyacentes donde existan asentamientos humanos, terrenos agrícolas e instalaciones industriales o de otro tipo que pudiesen ser dañadas por el agua. En lo específico, las obras de defensa fluvial son aquellas obras destinadas a satisfacer alguno de los siguientes objetivos:

Mantener una cierta capacidad de conducción de agua en un cauce. Proteger estructuras, instalaciones, terrenos agrícolas o poblados que puedan ser

afectados por el escurrimiento. Desviar las aguas de un cauce para diversos usos. Modificar la hidrología natural de la cuenca, de modo de limitar el gasto máximo para

un cierto período de retorno. En esta sección se incluye una descripción de los distintos tipos de obras de defensa fluvial utilizadas frecuentemente para la protección de riberas y obras de infraestructura implantadas en cauces fluviales. 2B.202.8.1(1) Tipos de obras fluviales A continuación se entrega una descripción de las distintas obras de protección, considerando el tipo de elemento, instalación o infraestructura que se requiere proteger, así como también la función u objetivo que dicha obra de protección debe cumplir y su ubicación dentro del cauce. 2B.202.8.1(1)a) Defensas longitudinales y transversales de riberas Dentro de las protecciones de riberas más usadas se cuentan las defensas longitudinales y transversales al cauce. Las primeras son utilizadas tanto para prevenir inundaciones de terrenos aledaños al cauce, como para evitar la erosión y dar estabilidad a las riberas sometidas al ataque de la corriente. Este tipo de defensa es también utilizado, aunque en un menor grado, para encauzar un río o estero de manera de mejorar las condiciones locales de escurrimiento en algún punto en particular. Las defensas transversales al cauce, también llamadas espigones, corresponden a estructuras emergentes desde las orillas hacia el interior de la corriente, usualmente formando ángulos cercanos a 90° con la dirección principal del escurrimiento. Tienen por objeto proteger de la erosión los bordes o riberas del cauce alejando el escurrimiento principal de las orillas y recuperando terrenos por sedimentación del cauce en las zonas comprendidas entre las obras.Una de las principales desventajas de este tipo de obras, es que pueden reducir de


419

manera significativa el ancho del cauce, sobre todo cuando se protegen ambas riberas. Las defensas longitudinales, por su parte, tienen la ventaja de fijar la orilla protegida en forma definitiva, además que se diseñan de manera de no reducir el área hidráulica original o área del cauce primario. Sin embargo, en el caso de cauces con riberas o cauce primario poco definido, el trazado de las defensas longitudinales debe ser avalado por un estudio hidráulico y mecánico fluvial, de manera que la reducción del área de escurrimiento no provoque descensos excesivos en el nivel del lecho (socavación general) producto del aumento de velocidades del flujo. La principal desventaja de las defensas longitudinales es generalmente su mayor costo, debido a que deben extenderse a lo largo de toda la zona a proteger de manera continua. En las Figuras 2B.202-51 y 2B.202-52 se presentan esquemas con los tipos y disposición de las defensas longitudinales.


420

Figura 2B.202-51 Tipos de defensas longitudinales


421

Figura 2B.202-52 Disposición típica de defensas longitudinales para fijar el cauce

existente


422

2B.202.8.1(1)b) Protecciones de pilas y estribos de puentes Dentro de los principales elementos de un puente se encuentra su infraestructura, la cual está constituida por las pilas de apoyo y por los muros estribos. En ambos casos, dada su ubicación y características, estas estructuras se encuentran expuestas a la acción directa de la corriente, requiriendo en algunos casos de protecciones o defensas que eviten su exposición a la erosión y consecuente debilitamiento. En el caso de las pilas, el principal factor a considerar para su protección es la socavación local, producto de los torbellinos que se generan en esta zona, los que aumentan la capacidad erosiva del flujo en torno a estas estructuras. Para prevenir este tipo de problemas es posible considerar algunas de las siguientes alternativas que permiten minimizar los efectos asociados a la socavación:

Ubicar la base de la fundación de las pilas bajo los niveles de socavación máxima, dejando un margen de seguridad apropiado.

Ubicar la base de las pilas bajo los niveles de socavación general, diseñando una capa de protección contra los efectos de socavación local y/o un muro guardasolera aguas abajo de las pilas. Esta solución puede resultar pertinente en puentes existentes que han experimentado problemas de socavación.

Apoyar las pilas sobre pilotes hincados bajo los niveles de socavación máxima, dejando margen a la posibilidad que el extremo superior de estos pilotes quede eventualmente expuesto por socavación local.

Construir las pilas como una hilera de pilotes o columnas, hincándolas a profundidades suficientes compatibles con la socavación máxima y la capacidad de soporte del terreno.

En la Figura 2B.202-53 se muestra un esquema con algunas de las alternativas de solución para el control de la socavación en pilas. Cabe señalar que para la elección de cada tipo particular de solución es necesario realizar un análisis específico que considere diferentes factores como por ejemplo: requerimientos de capacidad de soporte del suelo, aspectos económicos, métodos constructivos y plazos. En todo caso, el diseño hidráulico óptimo de un puente nuevo no debería considerar protecciones ya que sus fundaciones deberían estar diseñadas para enfrentar las socavaciones. Al igual que las pilas, los estribos de un puente quedan directamente expuestos a los embates de la corriente siendo necesario muchas veces construir obras de protección que minimicen los efectos erosivos y de socavación en los accesos de los puentes. Entre las obras de protección para estribos de puentes posibles de emplear se encuentran:

Revestimientos de cauces y taludes conformados por enrocados, gaviones, revestimientos rígidos o flexibles de hormigón que se usan para prevenir erosión de las orillas de los taludes o del lecho en las cercanías de los estribos de un puente.

Muros guía que consisten en obras paralelas a la corriente, construidas para encauzar el río de manera de mejorar las condiciones de aproximación de la corriente hacia el puente.


423

Espigones que como se ha explicado, corresponden a estructuras emergentes desde las orillas hacia el interior de la corriente, destinadas a proteger localmente bordes o riberas.

Figura 2B.202-53 Soluciones para minimizar problemas de socavación al pie de pilas de

puentes


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Mediante estas obras es posible minimizar la socavación local al pie de estribos al encauzar la corriente y mejorar las condiciones locales de escurrimiento. En la Figura 2B.202-54 se ilustra un ejemplo del uso de muros guías para la protección de estribos de puentes.

Figura 2B.202-54 Soluciones para minimizar problemas de socavación al pie de estribos

de puentes


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2B.202.8.1 (1)c) Protecciones locales de otras obras Existe una gran variedad de obras e instalaciones que por ubicarse en los cauces o en las vecindades de éste, requieren de algún tipo de protección, la que dependerá entre otros factores, de la importancia y el tipo de obra que se quiera proteger. En general, en estos casos será necesario realizar un análisis específico que permita definir y cuantificar el daño susceptible de ocurrir y proponer la obra de protección más adecuada al problema que en particular se quiera solucionar. Los problemas más frecuentes que presentan las obras o estructuras insertas en un cauce o en las cercanías de éste son:

• Falla de las fundaciones por erosión y socavación. • Inundaciones o anegamientos. • Embanque por arrastre de fondo y en suspensión.

En los dos primeros casos son aplicables soluciones y obras de protección similares a las mencionadas en los numerales (1) y (2) precedentes, es decir protecciones o defensas longitudinales y transversales, y en general obras que minimicen los efectos erosivos y de socavación directos sobre las estructuras a defender. Uno de los problemas más comunes de obras expuestas directamente a la corriente es la socavación del entorno de aquella parte de la estructura que se apoya directamente en el lecho. En estos casos la solución más usada es la colocación de protecciones que reduzcan o eliminen la posibilidad de socavación del lecho alrededor de la obra, tales como enrocados al pie, sábanas de gaviones y enrocado consolidado. Las protecciones usadas para el control de inundaciones consisten en obras de defensa perimetrales en torno a construcciones e instalaciones de importancia. Por otra parte, para prevenir inundaciones en sectores poblados es posible considerar canalizaciones, entubamientos y revestimientos de un cauce o un tramo de él en sectores donde éste cruza poblaciones o ciudades. En este último caso, el efecto que se logra es una mejoría de las condiciones hidráulicas con lo que se obtiene una mayor capacidad de conducción y se minimiza el riesgo de desborde. En relación a los problemas derivados del arrastre de material de fondo, existen estructuras que pueden resultar seriamente dañadas por el impacto de este tipo de material, por lo que en estos casos se hace necesario utilizar obras de protección específicas para solucionar este problema. Un ejemplo muy típico se presenta en los cruces de ductos o tuberías bajo el fondo de cauces de alta gradiente, en los que el arrastre de material de gran tamaño, junto con las socavaciones generalizadas del lecho, podrían dejar expuestas estas estructuras y eventualmente hacerlas colapsar. En el caso del arrastre de material sólido en suspensión, si bien el tamaño de las partículas es mucho menor en comparación con el arrastre de fondo, sus efectos podrían causar


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serios daños en distintos tipos de estructuras e instalaciones. Ejemplo de esto son las bocatomas en donde el ingreso de material fino puede ocasionar embanque de canales y pérdida de capacidad de conducción de éstos. También resulta altamente inconveniente la presencia de material fino en suspensión en los canales de aducción a plantas generadoras de energía hidroeléctrica en donde este material puede causar el desgaste prematuro de las álabes de las turbinas. En todos estos casos será necesario disponer de las medidas y obras de protección que permitan minimizar estos efectos. Una solución alternativa para prevenir inundaciones, pero que debido a su alto costo sólo se justifica si se emplea también con otros propósitos, son las obras de regulación, las cuales reducen el gasto máximo de la crecida y en ocasiones su volumen. Estas pueden ser dispuestas en forma aislada o en serie a lo largo del cauce. 2B.202.8.1(1)d) Obras de retención de sedimentos en cauces La mayoría de los ríos y cauces presentan una alta gradiente en su origen, la que va disminuyendo hacia su descarga. Lo anterior deriva en que, desde un punto de vista mecánico fluvial, los ríos y esteros presenten generalmente un régimen torrencial en las zonas altas y medias con una gran capacidad de arrastre de sedimentos. Muchas veces se hace necesario controlar este arrastre con el objeto de evitar su depósito descontrolado en las zonas de menores gradientes, lo cual puede ocasionar la pérdida de la capacidad de conducción o migración lateral del cauce hacia zonas no deseadas con los consiguientes daños. Existen dos alternativas de solución que permiten disminuir la fracción sólida acarreada en un cauce por una crecida. La primera de ellas consiste en retener los sedimentos con obras tipo pozas o piscinas decantadoras construidas directamente en el cauce. Estas obras requieren del espacio suficiente como para poder retener todo o gran parte de los sólidos generados en la crecida y de su mantenimiento periódico para asegurar que su capacidad de retención esté efectivamente disponible cuando ocurra el evento para el cual fueron diseñadas. En general este tipo de obras debe ubicarse en sectores donde la gradiente del cauce no sea muy pronunciada. La segunda alternativa consiste en la construcción de obras que permitan disminuir la gradiente del cauce, reduciendo de esta forma la capacidad de arrastre del flujo. Estas obras actúan directamente sobre la gradiente del lecho llevándola a valores similares a la gradiente crítica de arrastre, que es una gradiente que depende del material constitutivo del lecho. Consisten en muros transversales que cierran total o parcialmente el cauce y lo escalonan en la dirección longitudinal, con lo cual se logra reducir su gradiente media y minimizar el transporte de sedimentos para una condición de caudal de diseño prefijada. Este tipo de obra se emplea de preferencia en sectores donde el espacio es reducido o donde la gradiente del lecho es muy alta. Los muros o barreras pueden ser permeables o impermeables. En el primer caso estas estructuras retienen las fracciones más gruesas de sedimento y bloques de roca. En el segundo caso las barreras retienen todo el material por lo que su altura queda restringida más que nada por consideraciones estructurales.


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Un aspecto determinante del diseño tiene que ver con la altura de las barreras, la cual es función del espaciamiento y éste último a su vez depende de la gradiente del cauce. La altura de la barrera es un parámetro esencial por cuanto también determina la socavación al pie que pueda producir el flujo vertiente, aspecto central del diseño de la fundación de la obra. 2B.202.8.1 (2) Elementos constructivos básicos Para los diferentes tipos de obras fluviales existen distintos tipos de elementos constructivos que es posible utilizar como material base para la materialización de la coraza de protección de la obra. La elección del tipo de protección a utilizar corresponde a un análisis técnico - económico que debe considerar factores tales como inversión inicial, costos de mantenimiento, vida útil, disponibilidad de materiales y facilidades constructivas, entre otros. 2B.202.8.1 (2)a) Enrocados Los enrocados son elementos ampliamente usados en la construcción de obras de defensa fluvial.Su uso ha sido destinado principalmente a la materialización de corazas o armaduras de taludes y a protecciones de fondo al pie de obras disipadoras o de descarga. Los enrocados pueden ser más económicos que otros tipos de elementos y además presentar ventajas como las siguientes:

• Ser elementos versátiles que permiten la construcción de estructuras flexibles, las que aceptan mejor los asentamientos.

• Ser más fácilmente reparables frente a daños locales. • Ser más fáciles de construir, salvo excepciones, pues no requieren disponer de equipos

especializados o de sistemas constructivos complejos para su colocación. • Su apariencia es natural, por lo cual no altera el paisaje en forma significativa. • El crecimiento de vegetación entre las rocas ayuda a su apariencia natural y

consolidación. Entre las desventajas que tiene este tipo de solución se cuentan:

• La ubicación del sitio de préstamo debe ser tal que la distancia no sea un condicionante de tipo económico para la construcción.

• Los taludes recomendados en general son relativamente extendidos, lo que puede provocar restricciones de espacio para la ubicación de la defensa.

• Requieren de un mantenimiento periódico destinado a reforzar aquellos puntos que evidencian desplazamientos o movimientos debido a crecidas o sismos, eliminando puntos débiles.

• Frente a altas velocidades del flujo, el tamaño del enrocado requerido para la protección aumenta, de manera que los costos de transporte y colocación se ven afectados en forma directa por este concepto.


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2B.202.8.1 (2)b) Gaviones Los gaviones son elementos con forma de paralelepípedo rectangular, fabricados con malla hexagonal en alambre de acero galvanizado o recubierto con una película plástica y que se rellenan con piedras. Estos elementos se emplean para conformar estructuras, normalmente muros, que protegen riberas y obras del embate directo de las aguas.En ocasiones se emplean como elementos de protección de taludes y lecho, para lo cual el paralelepípedo adquiere la forma de una sábana. Su uso en obras de defensa fluvial, ya sea en defensas longitudinales o transversales como alternativa al uso de enrocados, se restringe normalmente a los casos que se disponga del material de relleno en forma abundante y en lo posible en el mismo lugar o en las cercanías de la obra. En estos casos son una alternativa normalmente de menor costo que cualquier otro material, pero su vida útil está fuertemente condicionada por la resistencia a la corrosión y abrasión de los alambres que forman la malla. En ocasiones los gaviones se revisten con hormigón lanzado para reducir los efectos corrosivos y abrasivos del agua, pero ello le resta ventajas tanto económicas como técnicas a la solución. Algunas de las principales ventajas de los gaviones son:

• Flexibilidad: el material no rígido del cual están construidos adopta las formas del terreno natural permitiendo asentamientos diferenciales sin comprometer la estabilidad de la obra.

• Resistencia: la malla de alambre galvanizado posee una resistencia y flexibilidad necesarias para soportar las tensiones producidas por el agua y las masas de tierra.Los gaviones están provistos de diafragmas o separaciones interiores que impiden el desplazamiento de las piedras en su interior, contribuyendo así a formar una estructura más estable y sólida.

• Permeabilidad: un muro de gaviones es permeable al agua lo que permite aliviar subpresiones.

• Conservación del paisaje: los gaviones facilitan el crecimiento de vegetación natural lo que les permite una fácil incorporación al ambiente de su entorno.

• Economía: requieren en general de poco mantenimiento y no necesitan mano de obra calificada para su construcción, además que utiliza elementos de fácil disponibilidad como son la grava y las piedras.

Algunas desventajas de los gaviones que es necesario considerar, son:

• No es recomendable su empleo para obras que requieran de una larga vida útil debido a la incertidumbre en la durabilidad de la malla de alambre. En aguas corrosivas o en zonas de ambiente marino o corrosivo, o con apreciable cantidad de material de arrastre es muy inconveniente el uso de gaviones, aún cuando las mallas galvanizadas se protejan con revestimientos plásticos.

• No resulta recomendable emplearlas con revestimientos de hormigón lanzado porque además de encarecer la obra, este tipo de recubrimiento hace que pierda flexibilidad,


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con lo cual se pierden también dos de sus ventajas esenciales. • En cauces con corrientes de alta velocidad (>2 m/s) o fuerte arrastre de sedimentos,

las mallas se deforman y pueden presentar problemas de desgaste y rompimiento con el consiguiente vaciado de los gaviones.

• Para muros de más de 4 m de altura aumenta considerablemente el volumen de relleno requerido, debido a la ampliación de la base de la estructura para su estabilidad.

• Necesita disponer de abundante material de relleno en el lugar de la obra. • El vaciamiento o daño de la fundación puede producir la ruptura y falla de la

estructura completa. • Los gaviones son elementos que pueden ser objeto fácil del vandalismo. Si las mallas

son destruidas, con seguridad la obra colapsará parcial o totalmente durante una crecida. 2B.202.8.1 (2)c) Elementos prefabricados de hormigón y acero En algunos casos es posible considerar para la construcción de corazas de obras de defensa fluvial elementos prefabricados de hormigón del tipo de losetas prefabricadas. Se utilizan tanto para proteger directamente las riberas contra la erosión, como también para mejorar las condiciones hidráulicas en un tramo en particular del cauce. Su uso es muy común en cauces que cruzan sectores poblados donde se requiere prevenir desbordes e inundaciones. También es posible utilizarlos para encauzar los cursos naturales en las proximidades de un puente y de este modo mejorar las condiciones del escurrimiento, reduciendo efectos locales indeseables como socavaciones en pilas y estribos o erosión de riberas. Otro elemento que puede ser utilizado para protección directa de riberas corresponde a tablestacas de hormigón, acero o plástico, que son muy útiles en cauces profundos arenosos o arcillosos y cuyas riberas son más o menos verticales o de taludes pronunciados, y para protecciones de emergencia en zonas donde no hay roca ni grava. Una de las principales ventajas en el uso de elementos prefabricados de hormigón o acero es que admiten mayores velocidades de la corriente y mejoran notablemente las condiciones del escurrimiento al reducir la rugosidad, salvo cuando crece vegetación. Por otro lado las principales desventajas son:

• Su costo es normalmente más alto que cualquier otro elemento alternativo. • Su instalación debe hacerse en seco y requiere de un tratamiento previo del talud

donde se apoyarán, salvo el caso de las tablestacas. • Son vulnerables a los descensos de los terraplenes, por lo cual pueden agrietarse.

2B.202.8.1 (2)d) Otros materiales Aunque el uso de otros materiales distintos a los mencionados antes no es muy frecuente, también es posible utilizar madera y troncos para protección temporal de riberas o para la construcción de diques transversales estabilizadores de gradiente, también de carácter temporal. En general, el uso de estos materiales queda restringido a casos en que no es posible


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disponer de otro tipo de material y cuando la vida útil de la estructura que se desea proteger resulta comparable con la de este tipo de obra, o bien cuando se trata de obras de carácter provisional. Ello indudablemente responde a una decisión de tipo técnico-económico que justifique el uso de protección de bajo costo como el asociado a este tipo de material. La utilización de madera puede ser una buena alternativa debido a su bajo costo en zonas donde este elemento se encuentra en abundancia. 2B.202.8.1 (3) Componentes de una obra de defensa fluvial A continuación se describen los componentes principales de una obra de defensa fluvial, indicándose en cada caso sus características y función. Cabe indicar que si bien estos componentes pueden ser considerados en forma genérica para los distintos tipos de obras de defensa fluvial indicadas en este Manual en el numeral 2B.202.8.1(1), son aplicables principalmente a las defensas longitudinales y transversales de riberas. 2B.202.8.1 (3)a) Coraza Corresponde a la parte de la defensa expuesta directamente al escurrimiento y su principal objetivo es proteger de la erosión el talud de un terraplén o la ribera misma del cauce. Dependiendo del material utilizado, la coraza puede ser permeable, como en el caso de enrocado, gaviones y elementos prefabricados, o impermeable como son las losetas de hormigón y las tablestacas. Entre los tipos de corazas más usuales pueden encontrarse las siguientes:

• Conglomerado fluvial: se trata de una protección de bajo costo, ya que para su materialización se emplea el material pétreo existente en el lugar o una fuente de préstamo. En general el material debe ser seleccionado para eliminar los tamaños menores que pueden ser fácilmente arrastrados por la corriente. Este tipo de elemento no dá buenos resultados como protección permanente, ya que tiende a ser arrastrado con facilidad en eventos de crecidas.

• Enrocado: son elementos cuyo tamaño y peso se diseñan para proteger el talud de una defensa para las condiciones del escurrimiento de la crecida de diseño. Provienen de la explotación de canteras, de manera tal que se obtengan bloques con aristas vivas y de un peso mínimo preestablecido. La roca debe ser sana y sin señales de descomposición (meteorización) o grietas. Una coraza de enrocado normalmente estará conformada por 2 capas superpuestas y con bloques trabados entre sí.

• Gaviones: son canastillas de alambre galvanizado armadas in situ y rellenas con piedras, usualmente disponibles en el lecho del río. Con la superposición de estos elementos se conforman muros a gravedad autosoportantes. Este elemento puede resultar recomendable cuando el tamaño del enrocado de diseño resulta extremadamente grande y surgen dificultades tales como altos costos de explotación, traslado y colocación. Comercialmente se encuentran disponibles en dimensiones estandarizadas, lo cual debe compatibilizarse con los requerimientos de altura requerida para la defensa.


431

• Losetas o bloques de hormigón: estos elementos cumplen la misma función que los enrocados, pudiendo ser de diversas formas. Su aplicación resulta apropiada en aquellos casos en que las dos soluciones precedentes no son aplicables y siempre y cuando su diseño permita asegurar la estabilidad de la coraza. No se aconseja emplearlas sin el respaldo de un estudio técnico especializado.

• Tablestaca de hormigón o acero: se trata de pilotes o planchas rectangulares hincados con martinete, los cuales alineados uno junto al otro conforman un muro impermeable. También se pueden utilizar en forma combinada, mediante la hinca en doble fila, para luego cubrirlos con mallas de alambre y rellenarlos con bloques o fragmentos de roca.

Para la colocación de las corazas de tipo permeable es necesario el perfilamiento previo del terraplén o de la ribera con un talud que permita una fácil y segura colocación del material de protección. Entre este último material y la base de apoyo se coloca un filtro, pudiendo ser un geotextil o un filtro conformado con materiales pétreos. El objeto de este filtro es evitar que las partículas finas de la ribera migren a través de los huecos de la coraza, debido a la succión producida por la corriente. En el caso de utilizarse enrocados para la coraza, es recomendable colocar una capa de material fluvial sobre el filtro geotextil a objeto de evitar el contacto directo del enrocado con este último y así evitar la rotura de la tela durante el proceso de colocación de cada bloque de roca. Dicha capa de material fluvial se conoce con el nombre de camada de protección o camada de apoyo y su espesor varía entre 10 y 30 cm aproximadamente, según las dimensiones del enrocado de la coraza. 2B.202.8.1 (3)b) Fundación Corresponde a la base de apoyo de la defensa que se ubica bajo el lecho. La profundidad que deberá alcanzar dicha fundación queda determinada por la socavación generalizada que ocurriría en eventos de crecidas. En los casos que se trate de protecciones de pilas y estribos de puentes o de la protección local de alguna obra en particular, se debe considerar además de la socavación generalizada del lecho, la socavación local en el entorno del elemento que se desea proteger, determinadas ambas para las mismas condiciones de escurrimiento. El procedimiento de cálculo se encuentra especificado en el numeral 2B.202.7.4(5) de este Manual. 2B.202.8.1 (3)c) Coronamiento Se designa con este nombre a la parte más alta con la cual culmina superiormente una obra de defensa fluvial. En el caso de una obra de defensa longitudinal y de espigones, la cota o nivel que debe tener el coronamiento queda determinado por la altura máxima de escurrimiento, calculada para la crecida de diseño del tramo, más una revancha, mediante los procedimientos de cálculo que se encuentran expuestos en este Manual en el numeral 2B.202.7.2(1)


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En algunos casos particulares de obras, como por ejemplo en las barreras vertedoras y en cierto tipo de diques transversales donde se permite el escurrimiento por sobre el coronamiento, deben considerarse las protecciones apropiadas que eviten la erosión y pérdida de material desde esta zona de la obra hacia aguas abajo de ella. El coronamiento mínimo de una obra de defensa queda definido por el espesor de una capa doble de enrocado, de acuerdo al tamaño determinado para las condiciones hidráulicas. Usualmente el coronamiento considera un ancho mínimo tal que permita la construcción y posterior inspección de la obra, pudiendo incluso tener un ancho suficiente para la circulación de vehículos y maquinaria. En los casos en que la defensa sobresalga por sobre el nivel de la ribera, el coronamiento necesariamente debe considerar un cierto ancho que proporcione la estabilidad necesaria a la estructura del terraplén donde se apoyará la coraza. 2B.202.8.1 (3)d) Talud Corresponde a la cara perfilada de la ribera de un cauce o de ambos lados de un terraplén que conforma la estructura de apoyo de la obra de defensa. La inclinación del talud deberá ser tal que asegure la estabilidad de la estructura según el tipo de material, también según el tipo de maquinaria a usar en su construcción y el tipo de coraza que soportará. En el caso de defensas longitudinales formadas por enrocados o losetas de hormigón conviene usar taludes con inclinaciones 2H:1V o mayores. Dicha inclinación podrá ser menor cuando se trate de escurrimientos con bajas velocidades, pero en ningún caso debiera ser inferior a 1H:1V; para defensas longitudinales de enrocados se recomienda un talud mínimo 1,5H:1V. En el caso de gaviones o tablestacados no se requieren taludes inclinados. Es necesario destacar que cuando se utiliza enrocado como material propiamente de construcción de una obra hidráulica, la inclinación del talud tiene una importante incidencia en el tamaño de éste, puesto que mientras más vertical es el talud mayor será el tamaño del enrocado requerido. 2B.202.8.1 (3)e) Terraplén de respaldo El terraplén constituye el núcleo de la obra de defensa; es la estructura hecha con material de relleno donde se apoya la coraza. Dicho relleno debe ser de una geometría regular y el material utilizado en su construcción podrá ser de tipo fluvial, de desecho de cantera o provenir de otra fuente siempre y cuando se encuentre libre de materias vegetales, de residuos orgánicos u otros que afecten la estabilidad del terraplén. Dicho relleno debe realizarse por capas compactadas mediante el paso de maquinaria pesada u otro medio de compactación, pero no requiere mayores especificaciones respecto de la densidad de compactación alcanzada, ya que en general no se trata de un elemento estructural, salvo que su altura amerite un análisis de estabilidad especial.


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2B.202.8.1 (3)f) Zarpas o dentellones Corresponden a las estructuras de hormigón que quedan insertas en el terreno natural o en el lecho del cauce y se ubican normalmente al término o al inicio de una estructura de hormigón en la unión con el terreno natural. El principal objetivo de estos elementos es prevenir la socavación que se produce debido a la acción erosiva de la corriente en el entorno de la obra y que podría dejar sin base de apoyo a la estructura de hormigón que protege haciéndola colapsar. La profundidad mínima que deben tener las zarpas o dentellones queda determinada por la profundidad de socavación general y local estimadas, dependiendo del tipo de estructura a la cual protege. Es recomendable que junto con el dentellón se utilice algún otro tipo de protección contra la erosión, como por ejemplo enrocado, de modo de evitar que la fosa de socavación alcance su profundidad máxima en las proximidades de la obra. 2B.202.8.1 (3)g) Soleras Se designa con este nombre a las estructuras flexibles o rígidas dispuestas en el lecho de un cauce natural destinadas a protegerlo de la acción erosiva del escurrimiento, ya sea de tipo local o generalizada. Su materialización permite fijar la cota y gradiente del tramo revestido. Su conexión con el lecho, tanto por aguas arriba como por aguas abajo, debe protegerse mediante la construcción de zarpas o dentellones terminales. Su construcción puede realizarse con los mismos elementos descritos para el caso de corazas de protección. 2B.202.8.2 Procedimientos y técnicas de diseño hidráulico A continuación se describen las técnicas y procedimientos normalmente utilizados para el dimensionamiento de una obra de defensa fluvial. Para tal efecto se detallan las etapas a seguir y la información requerida para el desarrollo de un proyecto de defensas fluviales. Se incluyen los requerimientos y alcances de la información necesaria para realizar el diagnóstico del problema, y la información básica requerida para realizar el dimensionamiento de la obra. Finalmente se señalan algunos requerimientos específicos y aspectos constructivos, ambientales y de mantenimiento de las obras. 2B.202.8.2 (1) Diagnóstico del problema a resolver Previo al diseño de una obra de defensa fluvial es necesario realizar un diagnóstico que permita calificar cualitativa y cuantitativamente la naturaleza y magnitud del problema a resolver. Este diagnóstico debe enfocarse a identificar y caracterizar el tipo de riesgo que se desea salvar, de modo de establecer adecuadamente la finalidad de la obra, ya sea para el


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control de reboses o erosión de riberas, o para evitar o minimizar la socavación generalizada y local del lecho al pie de una estructura. El diagnóstico debe servir también para definir la extensión de las zonas a proteger y para evaluar la disponibilidad de los datos necesarios para seleccionar los elementos constructivos a emplear en la materialización de la obra más conveniente que dará solución al problema planteado. Como parte del diagnóstico se deben establecer los principales parámetros hidráulicos y mecánicos fluviales que condicionan el diseño de la obra de defensa; también se deben recopilar todos aquellos antecedentes que permitan caracterizar desde distintos puntos de vista la zona en estudio y que tengan relación con las obras a estudiar y proteger. Para desarrollar adecuadamente un diagnóstico es necesario incluir como mínimo actividades como las correspondientes a:

• Recopilación de antecedentes e información básica. • Inspecciones del cauce. • Restituciones aerofotogramétricas, levantamientos topográficos del cauce y su entorno. • Estudio hidrológico. • Estudio hidráulico. • Estudio mecánico fluvial. • Caracterización del comportamiento hidráulico y mecánico fluvial del cauce.

El desarrollo de los aspectos señalados permitirá caracterizar cualitativa y cuantitativamente la magnitud y naturaleza del problema a resolver. Ello a su vez permitirá contar con la información necesaria para estudiar y seleccionar el tipo de obra de defensa fluvial, así como establecer la condición de diseño más apropiada al problema identificado. 2B.202.8.2 (2) Información básica El propósito principal de este punto es describir el tipo, naturaleza y características principales de la información que es requerida en general para elaborar un diagnóstico hidráulico orientado a identificar la magnitud y naturaleza del problema, así como contar con los datos necesarios para desarrollar el diseño de una obra de defensa fluvial. Mucha información de carácter más general puede estar disponible en estudios anteriores o encontrarse en instituciones que como parte del quehacer que les es propio, miden, recopilan y procesan sistemáticamente información básica de tipo aerofotogramétrico, meteorológico, hidrológico y/o sedimentológico. Dentro de esta categoría se encuentran instituciones tales como el Instituto Geográfico Militar (IGM), el Instituto Nacional de Meteorología e Hidrología (INAMHI) y empresas eléctricas, sanitarias, mineras o agroindustriales. La información más específica es necesario obtenerla especialmente para el estudio en cuestión. Ello puede significar la formulación de programas de trabajo, calendarios de actividades y especificaciones especiales ad-hoc, todo lo cual se traduce en definitiva en tiempo y costos adicionales que es preciso evaluar previo al desarrollo del estudio.


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En términos generales, la información requerida para desarrollar un estudio hidráulico con fines de diseño puede agruparse en tres conjuntos: (1) información general y de apoyo; (2) información básica de tipo meteorológico, hidrológico, hidráulico y mecánico fluvial y (3) antecedentes o estudios especiales de terreno. A continuación, se detallan los datos e información específica que quedan incluidas dentro de cada categoría, lo mismo que las fuentes de información a las que es posible acudir en un estudio determinado para obtener cada tipo de datos. 2B.202.8.2 (2)a) Información posible de recopilar y fuentes usuales Se deben recopilar todos los antecedentes existentes que puedan aportar información inicial importante para el proyecto en estudio. Dicha información podrá ser obtenida tanto de la revisión de estudios anteriores como directamente en organismos e instituciones. Algunos de los antecedentes e información que deben ser recabados son los siguientes:

• Cartográficos y aerofotogramétricos. • Hidrometeorológicos. • Hidráulicos y mecánico fluviales. • Geológicos y geotécnicos. • Identificación de sectores críticos (por inundación, erosión de riberas, u otros) y áreas

afectadas. • Antecedentes periodísticos (crecidas importantes y sus consecuencias). • Obras existentes en el cauce. • Daños generados por inundaciones.

2B.202.8.2 (2) a.1) Información general y de apoyo cartográfico Corresponde a todos los datos, antecedentes o estudios existentes que pueden necesitarse para la etapa inicial del diseño hidráulico de una obra de defensa. En esta etapa es preciso definir por ejemplo, ubicaciones posibles de emplazamiento de las obras, lo cual implica evaluar preliminarmente problemas hidráulicos (reales o potenciales) asociados con las distintas alternativas de solución estudiadas. También la información proveniente de estudios existentes relativa a utilización actual o futura del curso de agua o de su cuenca aportante, o bien antecedentes generales sobre planes de desarrollo social y económico de la zona pueden resultar útiles en determinados casos como información general de apoyo al estudio hidráulico. A través de la revisión y análisis de este tipo particular de antecedentes, es posible conocer planes de corto y mediano plazo de construcción de obras en el río, por ejemplo obras de regularización de cauces y de utilización del agua con fines de abastecimiento, de riego o de generación hidroeléctrica, las cuales pueden afectar en mayor o menor grado el régimen hidrológico y/o sedimentológico actual del río. Incluso cambios en el uso y manejo de los recursos naturales de la cuenca aportante (por ejemplo explotación forestal y prácticas de cultivo) pueden inducir


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alteraciones importantes en el régimen de escorrentía y en los procesos erosivos naturales que tienen un efecto directo en el comportamiento de cursos naturales y en su morfología. Entre la información general de apoyo se cuentan mapas, planos, cartas, fotografías satelitales y fotografías aéreas. 2B.202.8.2 (2) a.2) Información hidrológica y meteorológica La información hidrológica y meteorológica constituye la base para elaborar los estudios de crecida necesarios para el desarrollo del diseño hidráulico de la obra de defensa. Tal como se detalla en el Tópico 2B.202.7.2 de este Manual, es posible emplear métodos directos de estimación de caudales basados en datos de caudales (fluviométricos) o bien métodos indirectos basados en datos de precipitaciones (pluviométricos). 2B.202.8.2 (2) a.3) Información fluviométrica Como se ha indicado, la única institución que recolecta en forma sistemática datos fluviométricos es el INAMHI. Sin embargo, también existe alguna información de este tipo en empresas sanitarias e hidroeléctricas. La información fluviométrica que reviste interés para el análisis hidrológico de crecidas se refiere principalmente a registros limnimétricos y limnigráficos, aunque también pueden resultar útiles otros datos, como por ejemplo aforos. 2B.202.8.2 (2) a.4) Información sedimentométrica Como parte del estudio hidrológico puede resultar de interés en algunos casos incluir información sedimentométrica. Esta información se refiere al arrastre de sedimentos que se mide en los ríos o cursos de agua correspondiente a material en suspensión, ya que el material de fondo por su dificultad de medirlo, en la práctica sólo se estima en forma aproximada. Los datos de arrastre de sedimentos sirven en aquellos casos donde, producto de cambios importantes en el uso y manejo de recursos naturales de la cuenca aportante, se originan alteraciones en su régimen sedimentológico. Dichas alteraciones se manifiestan en embancamiento del cauce, socavación generalizada y ataques a riberas que pueden afectar las diferentes obras existentes en un río. 2B.202.8.2 (2)b) Estudios de campo Entre los antecedentes de terreno que es preciso reunir y los estudios a realizar se cuentan:

• Levantamientos topográficos. • Nivelaciones. • Información sobre marcas de agua (huellas de crecidas). • Estimaciones de la rugosidad de los cauces, apreciación de las condiciones locales de

escurrimiento y de la estabilidad del lecho. • Muestreo y análisis granulométrico del lecho.


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• Determinación del peso específico del sedimento del lecho y peso específico aparente o peso volumétrico del material de arrastre (o porosidad).

• Antecedentes sobre el funcionamiento de obras existentes vecinas a la zona de ubicación de la obra futura.

Toda esta información conforma la base de datos fundamentales para el estudio hidráulico, mecánico fluvial y de socavación requerido para el diseño de una obra de defensa. Así, los datos topográficos permiten definir la geometría hidráulica de las secciones del río en el tramo en estudio; la rugosidad se utiliza para el cálculo de niveles, velocidades y distribución de caudales en las secciones; las marcas de agua y otros antecedentes cualitativos sirven para verificar los cálculos teóricos o establecer cotas superiores a dichos cálculos; los datos granulométricos y demás propiedades físicas del sedimento constitutivo del lecho se requieren para los cálculos de transporte de sedimento y de socavación. En general es difícil formular recomendaciones específicas acerca de cómo se debe obtener esta información de terreno, así como el grado de representatividad que se le debe exigir, la extensión que debe cubrir y las condiciones bajo las cuales deben realizarse las determinaciones. Ello debido a la gran variedad de situaciones posibles de encontrar en la práctica. No obstante, hay algunas consideraciones de orden general que conviene tener presente para la obtención de los datos de terreno. En lo concerniente a información de terreno, un punto de partida usual es la realización de un recorrido y reconocimiento del cauce que permita obtener una visión general del tramo en estudio, así como identificar aspectos específicos que resulten de interés para el diseño y proyecto de la obra de defensa fluvial. Algunos aspectos que resulta importante investigar son: forma general del cauce y sus riberas, presencia de curvas, meandros, granulometría característica de los sedimentos, zonas de depósito de material, gradiente longitudinal, infraestructura existente y altura de riberas. Es conveniente documentar la información recopilada en terreno mediante descripciones monográficas y la confección de un álbum fotográfico que se complementa con la caracterización de los aspectos relevantes del cauce en estudio. En cuanto a datos topográficos, usualmente los levantamientos taquimétricos de detalle realizados para definir la ubicación exacta de la obra de defensa bastan para analizar condiciones locales de escurrimiento. Sin embargo, para llevar a cabo el análisis hidráulico completo es preciso contar con perfiles longitudinales y transversales específicos del río en una longitud adecuada. Además, en lo posible, es deseable contar un perfil longitudinal siguiendo el nivel de agua (para condiciones de niveles de aguas medias o mínimas), por ambas orillas en una longitud tal que incluya el tramo donde se ubicará la obra de defensa. El detalle y recomendaciones acerca de los alcances que deben ser considerados al momento en que se realizan los levantamientos topográficos se entregan en el numeral 2B.202.8.2(2)


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Aunque es difícil dar una norma específica para fijar la longitud del tramo, conviene tener presente lo siguiente: como la idea es nivelar un tramo representativo para efectuar posteriormente los cálculos hidráulicos, resulta lógico para la fijación de su longitud, estimar a priori la extensión de la zona de influencia de la obra de defensa, tanto hacia aguas arriba como hacia aguas abajo. Así por ejemplo en los puentes, en el caso ideal de una contracción con régimen de río, el peralte máximo a esperar, por concepto de la obstrucción de pilas y estribos, ocurre a una distancia aproximadamente igual a una vez el ancho de la sección contraída en el puente hacia aguas arriba. Por lo tanto, la nivelación hacia aguas arriba debería extenderse en este caso a lo menos 2 veces esta distancia, o bien 3, 4 ó 5 veces o más, según las características propias del tramo. Si el régimen es supercrítico en la sección o la gradiente hidráulicamente fuerte, esta distancia puede resultar insuficiente. En esos casos será preciso reevaluar el problema estableciendo las características particulares que puede presentar el eje hidráulico en las vecindades del puente. Los perfiles transversales deben tomarse en el mismo tramo de nivelación longitudinal tratando de que ellos representen en la mejor forma posible las condiciones medias del cauce. El número de perfiles transversales a tomar es variable, dependiendo ello de la uniformidad de las secciones y de la prismaticidad del tramo. En todo caso, se debe tener presente que con los perfiles transversales se persigue representar el cauce como un canal donde sea aplicable la teoría del escurrimiento gradualmente variado o escurrimiento uniforme, vale decir que sea lo más prismático posible según lo explicado en el Tópico 2B.202.7.2 del Manual NEVI-12-MTOP. En relación a la determinación de las propiedades del sedimento del lecho, como se ha indicado anteriormente, interesa fundamentalmente su granulometría y peso específico. Si se trata de sedimento relativamente fino y homogéneo en el espacio, la obtención de esta información no representa problemas mayores, salvo los asociados con la ubicación dentro del lecho del río, de un lugar que corresponda a un banco móvil de acarreo más o menos reciente y la adopción de un procedimiento de muestreo que asegure la toma de muestras representativas del sedimento del lecho. Posteriormente estas muestras deberán ser enviadas a un laboratorio especializado para su análisis granulométrico. En el caso de sedimento grueso y de granulometría extendida, la situación se complica porque no es posible en general tomar muestras pequeñas de sedimento y enviarlas al laboratorio para su posterior análisis. Aquí muchas veces es necesario excavar pozos de reconocimiento de dimensiones apreciables y muestrear en capas para detectar cambios de la granulometría en profundidad que son usuales por los fenómenos de acorazamiento que se presentan en este tipo de lechos. Esto exige una elección más cuidadosa de los puntos de muestreo e implica conciliar la representatividad del lecho con las facilidades de acceso al lugar, puesto que el análisis granulométrico es preciso efectuarlo in situ utilizando sistemas tamizadores especiales y por lo general de grandes dimensiones.


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2B.202.8.2 (2)c)Estudios básicos 2B.202.8.2 (2) c.1)Hidrología Usualmente para el diseño de una obra de defensa será necesario realizar un estudio hidrológico de crecidas en base al cual se establecerá el caudal de diseño asociado a un determinado período de retorno. Las metodologías a seguir en este caso son las indicadas en la sección 2B.202.2 de este Manual. 2B.202.8.2 (2)c.2)Estudio hidráulico Tiene por objeto caracterizar el comportamiento hidráulico del cauce en condiciones de crecidas en el tramo en estudio. Los procedimientos y técnicas a seguir son las indicadas en el Tópico 2B.202.7.2 de este Manual. Como resultado de este análisis se obtendrá el eje hidráulico con los niveles y principales parámetros del escurrimiento para diferentes condiciones de diseño. 2B.202.8.2 (2) c.3)Estudio mecánico fluvial Se debe analizar la capacidad de transporte de sedimentos del tramo en estudio y los procesos de socavación inducidos por la presencia de la obra de defensa. Esto puede incluir la determinación de la magnitud de la socavación local según el tipo de obra que se trate, además una estimación de la socavación generalizada del lecho.Los métodos y procedimientos a seguir en este caso, corresponden a los indicados en los numerales 2B.202.7.4(3) y 2B.202.7.4(5) de este Manual. 2B.202.8.2 (2) c.4) Caracterización del comportamiento hidráulico y mecánico fluvial En base a los análisis descritos en los numerales anteriores, se debe realizar la caracterización hidráulica y mecánica fluvial del tramo en estudio, la cual debe incluir la identificación de zonas de desbordes, la caracterización del régimen sedimentológico del cauce y el análisis específico de los patrones de escurrimiento locales en el entorno de la obra. La identificación de las zonas de desborde a lo largo del cauce en el tramo en estudio se debe realizar en base a la identificación de los perfiles transversales, en los cuales el nivel de agua para la crecida de diseño supera la cota más alta de la ribera. La información así obtenida permitirá cuantificar la extensión que deberá tener la obra de defensa así como la altura necesaria para evitar los desbordes. La caracterización del régimen sedimentológico tiene por objeto identificar para el tramo en estudio las zonas con tendencia al depósito de material (zonas de embanque) y las zonas con tendencia a la socavación. Este análisis resulta particularmente importante cuando la presencia de la obra induce nuevas y distintas condiciones hidráulicas en el cauce que pueden alterar su régimen sedimentológico natural, provocando daños a la infraestructura


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existente o imponiendo condiciones de borde particulares que se deberán tomar en cuenta para el diseño de la obra. 2B.202.8.2 (3) Requerimientos específicos Es necesario que desde la concepción del proyecto de una obra de defensa sean considerados algunos factores específicos, que en mayor o menor medida pueden influir en la toma de decisiones acerca del tipo de defensa a proyectar. Para una mejor comprensión de este tema se detallan a continuación algunos de los principales factores que es necesario tener presente, relativos a aspectos constructivos, ambientales y operacionales. 2B.202.8.2 (3)a) Constructivos Los requerimientos de información de los aspectos constructivos para el desarrollo de un proyecto de defensas fluviales, pueden ser resumidos como sigue:

• Investigar la existencia de las fuentes de préstamo y canteras, caracterizando aspectos tales como la distancia de transporte, disponibilidad de material en términos de volumen, calidad y tamaños del agregado pétreo o bloques de roca.

• Identificar y caracterizar las facilidades constructivas que presenta el sitio de emplazamiento de la obra de defensa, enfocado fundamentalmente a los aspectos relativos a vías de acceso internas y externas, disponibilidad de espacio para la instalación de obras provisionales, facilidades de acceso hacia los sitios de ejecución de excavaciones y construcción de la obra de defensa, limitaciones al accionar de maquinarias de construcción.

• Evaluar las condiciones climáticas y de escurrimiento bajo las cuales se desarrollarán las faenas de construcción de las obra de defensa. Ello tiene directa relación con la necesidad de considerar obras adicionales durante la construcción tales como desvíos temporales del río o muros de protección.

• Evaluar convenientemente las restricciones de espacio como las que surgen en sectores urbanos y poblacionales, donde puede resultar necesario diseñar obras de defensa con taludes verticales con el objeto de ganar terreno al cauce, o bien de no destruir construcciones que estén cerca de la orilla. En estos casos puede recurrirse a soluciones del tipo de tablestacados de diferentes materiales, muros de hormigón o mampostería y en ocasiones muros formados con gaviones. Estas estructuras deberán diseñarse para resistir los empujes de tierra y por lo tanto para ellas debe considerarse el diseño geotécnico y estructural apropiado.

2B.202.8.2 (3)b) Ambientales Es necesario considerar en todo proyecto de defensas fluviales las implicancias ambientales que dicho proyecto puede acarrear, de modo de incorporar criterios que permitan oportunamente realizar las correcciones o adecuaciones necesarias en el proyecto, tendientes a minimizar los efectos negativos sobre el medioambiente y cumplir con la normativa vigente.


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Los requerimientos de información ambiental para el desarrollo de un proyecto de defensas fluviales corresponden en general a los siguientes: • Identificación de los efectos que se originan en la calidad de los recursos naturales como

el agua, aire y suelo por efecto de la construcción de las obras. • Evaluación de la necesidad de reubicar comunidades humanas, o alteración significativa

de los sistemas de vida y costumbres de grupos humanos. • Análisis de la proximidad de poblaciones, recursos y áreas protegidas susceptibles de ser

afectados, así como el valor ambiental del territorio en que se pretende emplazar las obras. • Análisis del grado de alteración, en términos de magnitud o duración del valor

paisajístico o turístico de una zona. • Estudio de la posibilidad de interferencia de monumentos, sitios con valor antropológico,

arqueológico, histórico y, en general, los pertenecientes al patrimonio cultural. 2B.202.8.2 (3)c) Operacionales Los aspectos operacionales de una obra se refieren a todos aquellos aspectos relacionados con la serviciabilidad esperada durante su vida útil. En este contexto deben tenerse presente consideraciones tales como las siguientes:

• Debe resolverse el problema futuro de los accesos adecuados a las obras para facilitar las labores de mantenimiento.

• La adecuada incorporación de las obras al entorno o paisaje natural podría requerir incorporar elementos estéticos ajenos a la funcionalidad propia de una obra de defensa, tales como terrazas, parques y áreas verdes.

• La existencia de obras en el entorno inmediato o en la propia zona de emplazamiento de la obra de defensa, requiere informarse de las características de su operación de manera de evitar posibles interferencias o limitaciones al normal desarrollo de las actividades del sector. Puede señalarse, por ejemplo, la necesidad de dejar los accesos y las facilidades para la construcción de canales de captación en el caso de bocatomas.

2B.202.8.3 Criterios generales de diseño para obras fluviales A continuación se describen los criterios básicos que se deben considerar para el diseño de una obra de defensa fluvial. Para una mejor comprensión se han abordado los distintos componentes de la obra por separado, especificando en cada caso las consideraciones y criterios para dimensionar adecuadamente cada una de sus partes. Es necesario destacar que en muchos casos el dimensionamiento de una obra de defensa fluvial no está condicionada exclusivamente por factores hidráulicos y mecánico fluviales, sino que también se deben considerar aspectos estructurales o geotécnicos, que en mayor o menor medida pueden influir en la toma de decisiones acerca de la ubicación, extensión y tipo de obra requerida. No obstante lo anterior, este punto se refiere fundamentalmente al primer tipo de factores.


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2B.202.8.3 (1) Espigones Conforme a las definiciones previamente establecidas, los espigones corresponden a estructuras prácticamente perpendiculares a la corriente, emergentes desde la ribera del cauce, lo que permite desviar y alejar la corriente de las orillas. Las principales recomendaciones y metodologías para el dimensionamiento geométrico de este tipo de estructuras que a continuación se detallan, son válidas para cauces aluviales con lechos finos arenosos. Estas recomendaciones surgen de la experiencia obtenida en otros países donde se presentan frecuentemente ríos con este tipo de cauces. En cauces constituidos por material granular grueso y escurrimientos de mayor velocidad (números de Froude mayores y a veces cercanos a la unidad), existe limitada experiencia, principalmente de terreno, que no es suficiente para formular recomendaciones del mismo tipo. En todo caso, es preciso señalar que el uso de espigones en condiciones como las últimas señaladas requiere de un diseño apoyado en estudios específicos y de preferencia en experimentación en modelos hidráulicos a escala. 2B.202.8.3 (1)a) Localización en planta Para ubicar los espigones en planta lo primero que se requiere es definir el eje del río tal como quedará una vez que él sea rectificado (véase las Figuras 2B.202-53 y 2B.202-54 adjuntas) o bien establecer el eje existente si sólo se van a proteger sus orillas, sin efectuar ningún cambio a la geometría del cauce ni a la dirección de la corriente. Ello permitirá conocer el radio o radios que forman cada curva y la longitud de los tramos rectos. Posteriormente se deberá trazar dos líneas paralelas al eje, separadas entre sí a una distancia igual al ancho que tendrá el río una vez protegido, tal como se muestra en las Figuras (a) a (d) de las Figuras 2B.202-55 y 2B.202-56 adjuntas. Todos los espigones deberán nacer en las riberas y llegar hasta una de esas dos líneas, por lo que la longitud final de cada espigón será función del nuevo ancho del río a proyectar. La separación entre las dos líneas extremas de defensa podrá ser igual al ancho estable del río, teniendo en cuenta el cambio de gradiente que se introducirá cuando el tramo en estudio sea rectificado y además si el tramo se diseñará como navegable o no. Se entenderá por ancho estable el que tiene un tramo de río cuando en él no hay islas o bifurcaciones y las riberas son sensiblemente paralelas. En caso que se desee rectificar un tramo de río o defender sus curvas y si las riberas son arenosas o ligeramente limosas, los radios de curvatura medidos hasta el eje del río conviene que estén comprendidos entre los siguientes límites: B ≤ r ≤ 8B; donde B es el ancho medio de la superficie libre del río en los tramos rectos y r el radio de curvatura del eje del río. Con esta recomendación se logra que las mayores profundidades siempre se encuentren cercanas a la orilla exterior de la curva y que en ésta no se formen islas o bancos de arena cercanos a la orilla cóncava. En grandes ríos, en general mayores de 150 m de ancho, es posible alcanzar razones r/B de hasta 20.


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Las relaciones r/B posiblemente dependan de los gastos líquidos y sólidos transportados por el río, de los materiales y resistencia de la ribera, de la velocidad del flujo y distribución anual de los gastos mencionados; sin embargo, aún no se establece una relación entre los parámetros señalados para una amplia gama de ríos.

Figura 2B.202-55 Trazado del eje del río y líneas extremas de defensa en una

rectificación de cauce


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Figura 2B.202-56 Trazado del eje de un río y radios de curvatura

Por lo anterior, cuando se desea proteger un tramo de río conviene conservar los radios de curvatura de las curvas, modificando aquellas cuyo r/B sea menor que 2. En cambio, cuando se desea efectuar una rectificación, se deben observar las curvas estables del río aguas abajo y aguas arriba del tramo a intervenir, o de algún curso semejante cercano. Esto último presupone que los caudales, gradientes y materiales de ambas corrientes sean semejantes.


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Si r/B es menor que 8 la distancia entre los espigones decrece y desde el punto de vista económico puede ser preferible construir una defensa longitudinal. En cambio si r/B es mayor que 8, el río puede llegar a formar un cauce con radio menor que el de la curva, pudiendo ocurrir que no todos los espigones trabajen eficientemente y aguas abajo de la curva la corriente incida en lugares no previstos y por lo tanto, queden desprotegidos. Si se trata una curva con varios radios de curvatura, es recomendable que el tamaño de dichos radios disminuya hacia aguas abajo, a fin de evitar que el flujo pueda separarse de la ribera exterior (véase figuras (c) y (d) de la Figura 2B.202-56) dando lugar a la formación de bancos de arena cercanos o adyacentes a la ribera cóncava. Cuando se protege una curva trazada con un radio de curvatura único y la ribera exterior es uniforme, todos los espigones tendrán una longitud y ángulo de orientación similar, al igual que la separación entre ellos.Por otro lado, si la ribera es uniforme en una curva que se define con dos o más radios de curvatura, lo único que variará es la separación entre los espigones, la que será constante dentro de los segmentos con igual radio de curvatura. Esta separación será menor cuanto menor sea el radio. Cuando se desea proteger la ribera de un río, la línea extrema de defensa deberá trazarse lo más uniforme y paralela posible a esa ribera, cuidando que los radios de curvatura no crezcan hacia aguas abajo. Dado que la ribera actual puede tener entrantes y salientes o zonas más erosionadas que otras, la longitud de todos los espigones puede ser diferente (ver figura (d) de la Figura 2B.202-56). Al proteger la curva de un río se debe asegurar que las riberas de las curvas situadas aguas arriba no puedan ser erosionadas y por lo tanto, hay que tener la seguridad de que la corriente incidirá aproximadamente con la misma dirección contra la ribera protegida. Si esto último no ocurre, en pocos años el río escurrirá por otro sitio, abandonando completamente los espigones que fueron colocados allí. Por esto en ríos de planicie que tienden a migrar lateralmente o que sufren erosión constantemente en sus curvas, se deben proteger tramos completos. 2B.202.8.3 (1)b) Longitud de los espigones La longitud total L de un espigón queda definida por la longitud de trabajo Lt, que es aquella que está dentro del cauce y la longitud de empotramiento Le que está inserta dentro de la ribera, tal como se muestra en la Figura 2B.202-57 adjunta.

(Ec. 2B.202-88)

La longitud de trabajo de los espigones está dada por la distancia entre el cruce de la ribera con el coronamiento del espigón y la línea extrema de defensa. Se recomienda acotarla entre los siguientes límites:


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(Ec. 2B.202-89)

Donde h es la profundidad del cauce asociada al gasto formativo (a cauce pleno) en el sitio donde se construirá el espigón. En los ríos de planicie este parámetro es igual a la diferencia entre la cota de la ribera y la cota del fondo del río en el sitio donde se colocará la cabeza del espigón, es decir en el extremo ubicado hacia el centro del cauce. Los espigones pueden empotrarse en la ribera o bien terminar en contacto con ella (Le = 0), aunque esto último no es en general recomendable. La máxima longitud de anclaje recomendada es igual a un cuarto de la longitud de trabajo. Para anclar o empotrar un espigón se recomienda excavar un ancho igual al de la base del espigón, hasta alcanzar la cota del fondo del río en esa sección. Como el procedimiento indicado es costoso no resulta conveniente en general empotrar los espigones, justificándose sólo cuando no se puede permitir que falle ninguno de ellos. 2B.202.8.3 (1)c) Separación y longitud de los primeros espigones Al diseñar la defensa de un tramo de río, los espigones de aguas arriba se diseñan como se indica en la figura (a) de la Figura 2B.202-56 adjunta. Para ello, en el tramo recto aguas arriba de la primera curva la línea extrema de defensa se prolonga hacia aguas arriba hasta unirla con la ribera. La línea de la ribera y la línea extrema de defensa forman un ángulo γ, que varía entre 8° y 10°. Respetando las recomendaciones ya explicadas se obtiene la localización, longitud y separación de los espigones en el tramo en que convergen la línea extrema de defensa y la ribera. La gradiente longitudinal del coronamiento de estos espigones debe ser la misma que la de los espigones normales de la protección, tal como se muestra en la figura (b) de la Figura 2B.202-58 adjunta. Con la colocación de estos primeros espigones se evita un cambio brusco de la dirección del flujo al llegar al primer espigón de la defensa propiamente dicha. 2B.202.8.3 (1)d) Gradiente longitudinal, elevación y ancho del coronamiento de los espigones Los espigones pueden ser construidos con coronamiento longitudinal horizontal o teniendo una gradiente descendente hacia el centro del río. Los espigones horizontales se recomiendan, en general, cuando se desea reducir artificialmente el ancho del escurrimiento. En cambio, cuando el propósito es proteger una ribera o rectificar un tramo de cauce, el coronamiento del espigón debe tener una gradiente longitudinal con inclinación hacia el interior del río, tal como se muestra en la Figura 2B.202-59 adjunta. La altura del punto de arranque de un espigón puede considerarse igual a la elevación de la ribera en donde se encuentra empotrada dicha obra. En ríos de planicie y en zonas intermedias o de montaña, dicha elevación es igual a la altura del agua que corresponde al


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gasto formativo, tal como se muestra en las Figuras 2B.202-57 y 2B.202-59 adjuntas. Al seleccionar la gradiente longitudinal del espigón conviene tener presente que resulta recomendable ubicar el extremo del espigón, que se encuentra dentro del río, a una elevación de unos 50 cm por sobre el fondo del cauce. Esto es posible en ríos que casi no llevan agua en la época de estiaje.

Figura 2B.202-57 Espigón empotrado en la ribera

En ríos con escurrimiento permanente, dicho extremo se recomienda dejarlo con una elevación similar a la del agua durante el momento de la construcción. Naturalmente que debe


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aprovecharse para su construcción la época de estiaje, cuando las profundidades y velocidades de los escurrimientos son menores. En todo caso, la gradiente longitudinal del espigón no debe ser mayor que la que permita el manejo seguro del equipo de construcción. Como recomendación general para el diseño de los espigones, debe considerarse que los espigones construidos con gradiente longitudinal igual o mayor que un 10 % tienen las siguientes ventajas:

• Presentan una tendencia más favorable al depósito de sedimentos entre ellos, respecto de aquellos con un coronamiento horizontal.

• Cuando los espigones tienen paredes verticales, como ocurre con los construidos con tablestacado, se presenta una tendencia a la erosión al pie del talud de aguas arriba. Cuando el espigón tiene taludes, como ocurre con aquellos construidos con enrocados, la tendencia es a depositar los sedimentos en el talud de aguas arriba lo que ayuda a proteger al espigón.

• Son más económicos, ya que cada espigón requiere entre el 40% y 70% del material que necesita el mismo espigón con coronamiento horizontal. Los mayores ahorros se obtienen en espigones construidos con enrocados o gaviones y el menor ahorro con los construidos con tablestacados.

• La socavación local del lecho es menor frente al extremo del espigón. El ancho de coronamiento de los espigones depende de los materiales con que se construyen y del procedimiento de construcción empleado. Así por ejemplo, si el espigón se construye con enrocado, el ancho del coronamiento debe ser tal que permita el acceso de camiones de volteo, los cuales entrarán en reversa para descargar la roca, la que será posteriormente empujada por un tractor. Un ancho típico en este caso es de 4 m. 2B.202.8.3 (1)e) Orientación de los espigones Los espigones pueden estar orientados hacia aguas abajo, hacia aguas arriba o ser perpendiculares a la dirección del flujo. Su orientación está dada por el ángulo α que forma el eje longitudinal del espigón con respecto a la tangente trazada a la línea extrema de defensa en el punto de unión con el espigón, medido hacia aguas abajo, como se muestra en la Figura 2B.202-62 adjunta. El ángulo de orientación conviene que esté comprendido entre 60º ≤ α ≤ 90º. En curvas con riberas uniformes se recomienda α = 70°. En curvas con riberas irregulares conviene, en ocasiones, variar el ángulo de orientación de alguno de los espigones; esto ocurre sobre todo cuando una curva tiene un radio menor que 2B. En situaciones extremas en que el ángulo recomendable es de 30°, puede ser preferible proteger la ribera con una defensa longitudinal. Orientaciones con ángulos mayores de 90° requieren distancias menores entre espigones y por tanto, un mayor número de ellos para proteger la misma longitud de río. Experimentalmente se ha encontrado que espigones con orientaciones de 120° y con gradiente longitudinal en su coronamiento, no trabajan satisfactoriamente y aun más, cuando un espigón falla, la


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erosión de la ribera es mayor que la que se produce cuando los espigones tienen ángulos entre 60° y 70°.

Figura 2B.202-58 Diseño de los primeros espigones en una obra de protección


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Figura 2B.202-59 Construcción de los espigones en función de la altura de las riberas

2B.202.8.3 (1)f) Fundación En el caso de los espigones, la socavación local más importante es la que se produce al pie en el extremo que se encuentra dentro del agua. Cuando los espigones se construyen en ríos que no presentan escurrimiento durante la época de estiaje, no existe socavación durante el período


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de construcción. Si además se les da una pendiente longitudinal y su extremo final queda casi a la elevación del fondo, tampoco experimentarán socavaciones importantes durante su vida útil. En ríos que llevan agua todo el año, a medida que se construye el espigón se produce una socavación en su extremo y por lo tanto, al continuar la construcción también se tiene que ir rellenando la depresión que se forma por efecto de esa socavación, tal como se muestra en la Figura 2B.202-60 adjunta. Si dicha socavación se desea minimizar durante la construcción, conviene considerar en el diseño la colocación de una capa de fragmentos de enrocado o bloques de roca de un tamaño tal que asegure que los elementos no sean arrastrados por la corriente y que ocupen toda la base del futuro espigón. El volumen de este enrocado debe estar considerado en el diseño. 2B.202.8.3 (1)g) Forma de los espigones en planta La forma en planta de los espigones puede ser recta, inclinada hacia aguas arriba o inclinada hacia aguas abajo, en forma de L con el brazo también dirigido hacia aguas arriba o hacia aguas abajo y en forma de T (ver la figura (a) de la Figura 2B.202-61 adjunta). Los más usuales son los rectos por su facilidad constructiva y por ser más económicos. Los espigones con forma de L o T son los más costosos, ya que su parte extrema debe construirse en la zona más profunda del río. 2B.202.8.3 (1)h) Separación entre espigones La distancia entre espigones se mide a lo largo de la ribera entre los puntos medios de los arranques de cada espigón y depende de la longitud del espigón de aguas arriba y de su orientación, así como de la configuración de la ribera. Para calcular la separación entre dos espigones es necesario considerar que la expansión teórica que sufre la corriente al pasar frente al extremo del espigón se considera regularmente entre 9° y 11° (ver figura (b) de la Figura 2B.202-61 adjunta. Dicho ángulo β se mide en la punta del espigón, con respecto a la tangente a la línea extrema de defensa. La práctica usual consiste en considerar como ángulo de expansión β = 9º cuando se desea obtener un diseño económico y hasta β = 14º cuando se quiere un diseño más conservador. Las fórmulas y recomendaciones que a continuación se presentan son válidas para 60º < α < 90º siendo α el ángulo de orientación del espigón definido entre la tangente a la línea extrema de defensa medido en la punta del espigón y el eje del espigón. Separación entre espigones cuando la ribera es paralela a la línea extrema de defensa. Cuando la línea extrema de la defensa y la ribera del río son sensiblemente paralelas, es decir en el caso en que la ribera no tiene irregularidades apreciables (entrantes ni salientes significativas), las separaciones que se recomiendan entre espigones son aplicables


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únicamente a obras que son utilizadas para defender las riberas. Si se construyen para reducir el ancho de la superficie libre del agua e incrementar la profundidad en ríos navegables, las separaciones deben ser menores.

Figura 2B.202-60 Recomendaciones para evitar socavación local durante la construcción

de un espigón Separación entre espigones en tramos rectos (Ss). La separación entre espigones en un tramo recto, cuando la línea extrema de defensa y la ribera son paralelas, está dada por la relación siguiente (ver la figura (c) de la Figura 2B.202-59).


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(Ec. 2B.202-90)

Figura 2B.202-61 Recomendaciones para forma y espaciamiento entre espigones

Al sustituir los valores de α y β señalados antes, Ss varía entre los límites:

(Ec. 2B.202-91)


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Separación entre espigones en curvas (Sc). La separación entre espigones ubicados en las riberas exteriores de las curvas puede variar entre los siguientes límites:

(Ec. 2B.202-92)

En curvas, la separación entre espigones depende del radio de curvatura. A menor radio de curvatura, menor separación. En algunas curvas con radios menores de 1,5 B los espigones pueden llegar a quedar tan juntos y tan orientados hacia aguas abajo que por economía, es preferible sustituirlos por una defensa longitudinal. Cuando una curva tiene un radio igual o mayor a 4 veces el ancho del río, la práctica usual consiste en colocar los espigones con una separación igual a o menor que 4Lt. Separación entre espigones cuando la ribera no es paralela a la línea extrema de defensa. Cuando la línea extrema de defensa no es paralela a la ribera del río, y esta última es irregular, la separación entre espigones deberá obtenerse en forma gráfica como se muestra en la figura (d) de la Figura 2B.202-59 adjunta. El procedimiento consiste en lo siguiente:

• Trazar en la punta del espigón una tangente a la línea extrema de defensa. • Con respecto a esa línea y hacia aguas abajo medir el ángulo β seleccionado. • Con ese ángulo trazar desde la punta del espigón, una línea hacia aguas abajo hasta

que intersecte la ribera. • En el punto de intersección con la ribera trazar un nuevo espigón al que se le dará

el ángulo de orientación α deseado y se prolongará hasta alcanzar la línea extrema de defensa.

Al diseñar una protección con espigones, el primero puede colocarse libremente en cualquier parte y todos los restantes quedarán situados siguiendo el procedimiento descrito. Si la ribera y la línea extrema de defensa son paralelas, la longitud de trabajo de los espigones es la misma cualquiera que sea el lugar donde se ubique el primer espigón. Esto no ocurre si la ribera es muy irregular, por lo que conviene proyectar dos o tres opciones para seleccionar al final la más económica. Siempre conviene que una de las alternativas considere la colocación del primer espigón en la zona en la que la distancia entre la ribera y la línea extrema de defensa es menor, es decir, donde la ribera se acerca más a esa línea extrema de defensa, ya que ello se puede deber a que la ribera sea localmente más resistente en ese sitio. Posteriormente la colocación de los espigones situados tanto aguas abajo como aguas arriba se obtendrá gráficamente.


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2B.202.8.3 (2) Defensas longitudinales Tal como se mencionó anteriormente, estas obras consisten en colocar directamente sobre la ribera un material natural o artificial que no pueda ser arrastrado por la corriente, evitando el contacto directo del escurrimiento con la ribera. Al igual que en el caso de los espigones, a continuación se describen las principales consideraciones y criterios para el dimensionamiento geométrico de las defensas longitudinales. 2B.202.8.3 (2) a) Localización en planta Si lo que se desea es rectificar el cauce del río, lo primero que se deberá hacer es trazar el eje del río tal como quedará una vez que éste sea rectificado, o bien establecer el eje existente si sólo se van a proteger las riberas. A partir de los ejes anteriores se dibuja el eje de la defensa el que en la mayoría de los casos será paralelo al eje del cauce. Es conveniente que además del eje también se represente el coronamiento y las líneas extremas del talud tanto hacia el lado del cauce como hacia la ribera. Lo anterior con el objeto de verificar la posible interferencia de la defensa proyectada, ya sea con propiedades o infraestructura existente en la ribera, como también para verificar la interferencia con el cauce. No existe una norma en cuanto al radio de curvatura que deben tener los trazados en planta de las defensas longitudinales, aceptándose en general cualquier valor. No obstante lo anterior, dentro de lo posible se deberán considerar curvas suaves con ángulos no mayores a 90°. Cuando únicamente se desea evitar los movimientos laterales de un río, sin reducir el ancho del cauce, las defensas longitudinales se colocan en las riberas cóncavas de las curvas y se prolongan hacia aguas arriba y aguas abajo en los tramos rectos, de tal forma que donde termina la protección de una ribera se inicia la protección de la ribera opuesta. Debido a que las prolongaciones señaladas son costosas, conviene reducir su longitud, lo cual es posible cuando se protegen todas las curvas de un tramo largo de un río, ya que se logra uniformizar la dirección general del flujo y con un poco de experiencia se visualizan en planta las zonas de los tramos rectos, que con seguridad no serán atacadas por la corriente y que por lo tanto no requieren protección. La indicación anterior no es válida cuando la defensa longitudinal tiene por objeto proteger contra inundaciones una o ambas riberas de un cauce. En este caso necesariamente la defensa se debe extender a lo largo de todo el tramo de ribera que se desea proteger. 2B.202.8.3 (2) b) Talud de protección Simultáneamente con la localización en planta de la defensa, es conveniente representarla en las secciones transversales dibujando en ellas la inclinación del talud con el objeto de visualizar las zonas que deberán ser rellenadas o los cortes que se tienen que realizar antes de


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colocar el recubrimiento. Normalmente se recomienda ubicar el talud de la defensa de modo que sólo se tengan cortes. Esto último obliga a reubicar en planta la defensa a partir de la cual se dibujan nuevamente las secciones transversales, y así sucesivamente hasta obtener una posición satisfactoria. En defensas longitudinales formadas con enrocados conviene utilizar taludes cercanos a 2H:1V o mayores con el objeto que la protección se sostenga adecuadamente y el tamaño máximo de los elementos no sea muy grande. En pequeñas corrientes con bajas velocidades es razonable aceptar taludes de 1,5H:1V o menores si el análisis de estabilidad lo permite. Taludes cercanos a 2H:1V tienen ventajas constructivas cuando las riberas se protegen con losas de concreto o colchonetas con malla metálica y rellenos con grava o bolones. Taludes más tendidos como 3H:1V pueden emplearse en ríos grandes y sobre todo cuando son similares al talud natural de las riberas. Como se mencionó antes, cuando se requiere proteger tramos de ríos que atraviesan poblaciones, en ocasiones se diseñan con taludes verticales con objeto de ganar terreno al río o bien, para no destruir construcciones que estén cerca de la ribera. Para ello se puede recurrir a tablestacados de diferentes materiales, como muros de concreto o mamposterías y, en ocasiones, muros formados con gaviones. Estas estructuras deberán resistir los empujes de tierra y por tanto, pueden requerir de la construcción de muertos de concreto y colocación de cables de anclaje. 2B.202.8.3 (2) c) Coronamiento Los principales parámetros que definen el coronamiento son su cota y su ancho. La cota de coronamiento dependerá de la función y objetivo que cumpla la obra de defensa. De este modo si la defensa se utiliza para proteger las riberas contra la erosión, la cota de coronamiento podrá ser la misma de la ribera e incluso menor. Por otro lado, cuando la defensa longitudinal tiene por objeto proteger, ya sea una determinada obra o infraestructura o bien sectores poblacionales contra inundaciones, la cota de coronamiento deberá ser tal que para el caudal de diseño no se produzcan reboses. En este último caso para definir la cota de coronamiento de la defensa se debe determinar el nivel de escurrimiento mediante el cálculo del eje hidráulico de acuerdo a la metodología descrita en el numeral 2B.202.7.2(2) de este Manual. La comparación del nivel de escurrimiento con el de las riberas permite definir la altura y la extensión de la defensa. Para lo anterior es recomendable dibujar un perfil longitudinal con las cotas asociadas tanto al nivel de escurrimiento como a las riberas. Una vez definida la altura mínima de la defensa, correspondiente a la altura del nivel de escurrimiento para el caudal de diseño, es necesario considerar una “revancha” que dé mayor seguridad a la obra. No existe una norma en cuanto al valor que debe tener la revancha en una obra de defensa fluvial, no obstante es necesario destacar que dicha revancha dependerá en


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gran medida de la seguridad que se quiera dar a la obra y de la importancia de lo que se desee proteger. Es así como en caso de proteger sectores poblacionales habrá que considerar el costo que podrían significar los desbordes e inundaciones con pérdida de infraestructura material e incluso de vidas humanas. Además de lo anterior, para definir la revancha se debe tomar en cuenta la incertidumbre asociada a distintas variables y metodologías de cálculo que pueden influir en la determinación de los niveles de escurrimiento, todo lo cual debe ser asimilado, en cierta forma, por la revancha. Un valor usual de revancha en obras de defensa fluvial para prevenir inundaciones es de un metro (1 m), aunque este valor podría disminuir hasta cincuenta centímetros (50 cm) en el caso de obras de menor altura siempre y cuando se trate de escurrimiento en régimen tranquilo o de río. También resulta aceptable adoptar revanchas menores a 1 m cuando el nivel de agua de la crecida de diseño se compara con el de otra crecida de mayor período de retorno. Por ejemplo si el diseño se realiza para T = 100 años, la revancha puede ser menor que 1 m si se verifica el diseño por la crecida de T = 200 años o T = 500 años dejando para estos niveles también un gálibo, por ejemplo de 30 a 50 cm. Otro aspecto del dimensionamiento del coronamiento de una defensa corresponde a su gradiente longitudinal. En obras de protección de riberas contra la erosión dicha gradiente coincidirá aproximadamente con la gradiente longitudinal media de la ribera. En el caso de defensas para prevenir inundaciones, la gradiente del coronamiento tenderá a ser paralela a la gradiente del plano de carga del escurrimiento. En cuanto al ancho del coronamiento, éste debe ser tal que dé estabilidad a la estructura, sobre todo en el caso que la defensa sobresalga por sobre el nivel de la ribera y cuando es necesario construir un terraplén de respaldo. También se debe considerar en la elección del ancho, el método constructivo de la obra, que en muchos casos requerirá el tránsito de maquinaria debiendo dejarse el ancho necesario para el desplazamiento de vehículos. Resulta importante también considerar la posibilidad de inspección de la obra y eventuales reparaciones, para lo cual también será necesario considerar un ancho mínimo que permita el desplazamiento de vehículos y personas. 2B.202.8.3 (2) d) Fundaciones La fundación de una obra de defensa queda definida por el nivel de la socavación tanto local como generalizada del lecho. La metodología y criterios para su cálculo se encuentran detallados en el numeral 2B.202.7.2(2), de este Manual. A partir de estos cálculos se determina el nivel de fundación mínimo que deberá tener la defensa. Debido a que este cálculo se realiza en las distintas secciones transversales del tramo en estudio, se obtendrá un perfil longitudinal con los niveles de fundación el que usualmente se presenta junto con el perfil longitudinal del coronamiento de la defensa. En la Figura 2B.202-62 se ilustran algunas formas de proteger una defensa longitudinal contra la socavación del fondo. La Figura (a) muestra el caso de una defensa en que su talud se extiende hasta un nivel igual o inferior al del nivel de socavación o erosión del lecho. Por otro lado, la Figura (b) muestra una fundación que se rellena con enrocado que no pueda ser arrastrado por el escurrimiento. En este caso si se produce erosión del fondo ocurrirá un reacomodo de algunos elementos de la


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fundación, pero la defensa seguirá protegida. Finalmente en la Figura (c) se muestra la fundación de una defensa longitudinal de enrocados, en la que la fundación se materializa en base a dos capas de roca de un peso al menos un 50 % superior a la roca del talud de la defensa. Cabe señalar que desde el punto de vista constructivo, pudiera resultar más sencillo controlar la cubicación de los enrocados en un perfil uniforme. En tal caso se podrá aceptar el uso de un enrocado único en el perfil transversal, siempre y cuando se adopte para el talud el enrocado especificado para la fundación, es decir, el de mayor tamaño o peso. Es necesario destacar que, tal como se indicó en el numeral 2B.202.7.2(2), de este Manual, el cálculo de la socavación generalizada del lecho se realiza por subsecciones, resultando usualmente una de ellas la más desfavorable, en la que se obtienen las máximas socavaciones (thalweg). Esto último puede traer como resultado que las subsecciones más próximas a la ubicación de la defensa en la ribera del cauce, no sean las que arrojen las mayores socavaciones. No obstante lo anterior, debido a la posible migración lateral del cauce, usualmente se recomienda considerar el nivel de máxima socavación y suponer que éste se puede dar en la ubicación de la fundación de la defensa. 2B.202.8.3 (2) e) Coraza de protección La coraza de protección de una obra de defensa fluvial puede ser impermeable o permeable, dependiendo del tipo de material usado en su construcción. En el primer caso el material más usual es hormigón, asfalto y tablestacas de madera o metal. El dimensionamiento de este tipo de estructuras se realiza considerando aspectos fundamentalmente estructurales, geotécnicos y constructivos. En el cálculo se deben tomar en cuenta las recomendaciones y procedimientos indicados en las normas tanto nacionales como extranjeras de uso común en el país (ACI, ASSHTO, ASTM, BS, CEB, DIN, ISO, USAC y USBR), así como también las propiedades y parámetros relativos a las características del suelo de las zonas de emplazamiento de las obras. Otro aspecto a considerar en el dimensionamiento de una coraza impermeable, es la presencia del nivel freático por encima del nivel de fondo del cauce, en cuyo caso se deberán colocar filtros para aliviar la subpresión. En el caso de corazas de protección permeables los elementos más usados son enrocados, gaviones y losetas de hormigón. El uso de gaviones queda condicionado fundamentalmente a la disponibilidad del material para su construcción o también como elemento alternativo al enrocado, cuando el dimensionamiento de este último arroja como resultado unidades extremadamente grandes que hacen muy difícil su obtención y posterior manipulación. En este último sentido los gaviones al ser elementos unidos entre sí trabajan como una sola estructura aceptando solicitaciones mayores que los enrocados. Sin embargo, se deben considerar las restricciones o limitaciones que presentan el uso de estos elementos a causa de la incerteza en la vida útil de las mallas de alambre, según lo señalado en el numeral


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2B.202.8.1(2) de este Manual. Para el dimensionamiento de corazas de protección en base a enrocados, sin considerar los efectos de las filtraciones y del oleaje, su estabilidad depende de la magnitud de la velocidad de la corriente principal, de la dirección de ésta en relación con el plano del enrocado, del ángulo del talud del enrocado, y de características de las rocas tales como peso específico, forma de sus aristas (angulosas o redondeadas) y ángulo de reposo. El valor de la velocidad y el ángulo de incidencia con respecto al talud son factores importantes que se deben considerar para el dimensionamiento. En general, las fórmulas usuales utilizadas para el cálculo de enrocados son válidas para flujos con la velocidad tangencial al talud, y un nivel de turbulencia normal.


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Figura 2B.202-62 Formas de proteger una defensa longitudinal contra la socavación

La principal característica del enrocado es su trabazón, que depende de la forma de las rocas y de su colocación. Estos factores se reflejan en el ángulo de reposo. En la Figura 2B.202-63 adjunta se muestran los ángulos de reposo que presentan materiales sin cohesión de diferentes tamaños colocados por volteo. Se consiguen mejores ángulos con enrocados de cantera colocados en forma ordenada, pudiendo llegar hasta un ángulo de 70°.


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Figura 2B.202-63 Angulo de reposo para material no cohesivo colocado por volteo

2B.202.8.3 (2) e.1) Dimensionamiento del enrocado 2B.202.8.3 (2) e.1.1) Corazas de defensas longitudinales de riberas. Para dimensionar el peso del enrocado de la coraza de una defensa longitudinal en una ribera puede emplearse la fórmula del California Highway Division (CHD) de los EEUU, definida como sigue:

[ ]

(Ec. 2B.202-93) Donde: W peso del enrocado (kg); aproximadamente el 70 % de las unidades debe tener un peso

igual o mayor que W. s peso específico o densidad relativa al agua del enrocado (2,65 máximo).En el caso que

el agua contenga sedimento en suspensión o sea salina, el peso específico del agua γs > 1 ton/m3.Por ejemplo si γs = 2,65 ton/m3 y γa = 1,1 ton/m3, entonces s = 2,65/1,10 = 2,41.

V velocidad media de escurrimiento (m/s). Φ ángulo de reposo del enrocado (°). θ ángulo de inclinación del talud (°) medido con respecto a la horizontal (< 90°). Para la definición de la velocidad representativa de la acción solicitante de la corriente sobre el enrocado, si no se dispone de información más detallada, puede utilizarse como velocidad de diseño de un tramo recto y más o menos paralelo a la corriente, la velocidad media de la corriente, V. En curvas exteriores esta velocidad puede aumentar un 35% a 50% o más, dependiendo de la geometría particular de la curva. Para establecer la equivalencia entre el peso del enrocado y su tamaño, puede estimarse un


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diámetro nominal equivalente de una esfera de igual volumen o alternativamente el lado de un cubo de igual volumen al de la roca. En general, para enrocados pequeños y medianos (hasta 0,5 m) la primera equivalencia resulta mejor, en tanto para enrocados mayores (sobre 0,8 m) puede emplearse un promedio de ambas equivalencias. Las rocas que forman parte de la fundación de la defensa deberán tener un peso un 50% a 100% superior al de la roca del talud. 2B.202.8.3 (2) e.1.2) Corazas de defensas costeras o defensas fluviales sujetas a oleaje. Para el dimensionamiento de enrocados en defensas de costas o defensas fluviales afectadas por oleaje la CHD de los EEUU propone emplear las siguientes fórmulas: Oleaje dominado por olas en “aguas profundas u oceánicas”.

[ ]

(Ec. 2B.202-94) Donde: W peso mínimo de las rocas (ton). h profundidad máxima del agua al pie de la defensa (m) considerando el lecho

socavado.Para defensas marítimas esta profundidad se calcula como la diferencia entre el nivel medio del mar más el 50% de la amplitud de marea y el nivel del lecho socavado.

s densidad o peso específico relativo del enrocado (referido al agua; en el caso de agua de mar considerar γa = 1,0265 ton/m3, por lo que si el enrocado tiene γs = 2,65 ton/m3, entonces s = 2,65/1,0265 = 2,58).

Φ ángulo de reposo del enrocado (°). θ ángulo de inclinación del talud (°) medido con respecto a la horizontal (< 90°). Oleaje dominado por olas en “aguas poco profundas”.

[ ]

(Ec. 2B.202-95) Donde las variables tienen el mismo significado de la fórmula precedente, salvo H que representa la altura de ola significante (promedio de las olas 33% más altas). H se expresa en m. 2B.202.8.3 (2) e.2) Distribución de tamaños de los enrocados En relación a la distribución granulométrica o graduación de los tamaños de la coraza, la experiencia internacional indica que ésta no es verdaderamente crítica para el diseño. No


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obstante, es aconsejable que la distribución que se proponga sea relativamente uniforme lo cual no da cabida a dispersiones granulométricas importantes. También conviene que la forma de los elementos de enrocado sea lo más cúbica posible (menos redondeada o tableada posible); es decir con aristas vivas para asegurar una buena trabazón de los elementos. En la Tabla 2B.202-47 adjunta se incluyen tres posibles distribuciones granulométricas para enrocados, donde en una situación promedio: Clase I Enrocado de diámetro nominal ≤ 400 mm Peso ≤ 100 kg Velocidad local admisible ≤ 3 m/s Clase II Enrocado de diámetro nominal ≤ 500 mm Peso ≤ 00 kg Velocidad local admisible ≤ 4 m/s Clase III Enrocado de diámetro nominal ≤ 750 mm Peso ≤ 600 kg Velocidad local admisible ≤ 4,5 m/s Nota: Se entiende por diámetro nominal el diámetro de una esfera de volumen igual al del fragmento de roca. Se supone un peso específico de 2.650 kg/m3 para la roca.

Tabla 2B.202-47 Distribuciones granulométricas de enrocados de protección

Nota: Con respecto al peso mínimo de las unidades de roca, es posible emplear rocas de 100 kg siempre y cuando este peso sea el de menor proporción en el perfil, siendo el peso de diseño superior a éste. La experiencia demuestra que el peso mínimo de diseño es generalmente 300 kg. 2B.202.8.3 (2) e.3) Espesor de la coraza con enrocado En relación al espesor de la coraza se recomienda que el espesor normal del enrocado sea a lo menos de dos capas traslapadas para que si hay pérdidas de material, no se produzca una falla masiva o catastrófica de la protección. 2B.202.8.3 (2) e.4) Colocación de la coraza Como procedimiento general estándar debe emplearse bajo las 2 capas de enrocado que conforman la coraza, un filtro inverso o geotextil para evitar succión del material fino entre los elementos por acción de la subpresión que genera la corriente.


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En lo que respecta a la colocación del enrocado, es importante señalar que si la colocación manual u ordenada no resulta técnicamente posible, ya sea por tratarse de trabajos de emergencia o zonas sin acceso de maquinarias, debe considerarse como una alternativa factible a la colocación masiva por descarga. En el caso de emplearse este último procedimiento se debe tener presente en el diseño el ángulo de reposo apropiado al tipo de colocación de la obra, debiendo cuidarse también el dejar protuberancias excesivas que puedan generar torbellinos locales y aumentos locales de la velocidad del flujo que produzcan vibraciones e inestabilidades en los bloques de roca. 2B.202.8.3 (2) e.5) Uso de gaviones Si las velocidades, alturas de presión y oleaje resultan importantes, puede ocurrir que el tamaño del enrocado necesario para resistir la acción de la corriente u oleaje sea extremadamente grande y por lo tanto, práctica y económicamente inconveniente. En general, sucede que unidades cuyos volúmenes exceden 1 m3 o cuyos pesos exceden las 2 ton resultan inaceptables por las grandes dificultades que significa su obtención en canteras, carga, transporte y colocación en la obra. Una solución que surge como alternativa a enrocados de gran tamaño es la de amarrar entre si unidades de menor tamaño o reemplazarlas por otro tipo de soluciones como es del caso de los gaviones. Sin embargo, como factor de decisión para seleccionar este tipo de elemento para la protección de una ribera, debe considerarse que una de las principales desventajas que presentan los gaviones es su restringida vida útil, directamente ligada a la vida útil de las mallas de alambre, puesto que éstas quedan expuestas a rotura por golpes, corrosión, oxidación y abrasión. Si bien existen métodos modernos para proteger los alambres (mediante galvanizado o el empleo de recubrimientos de PVC), el problema de asegurar una cierta durabilidad de las mallas no puede considerarse todavía resuelto. Por esta razón, es posible que en ciertas aplicaciones específicas esta desventaja sea suficiente como para desechar el uso de este tipo de solución. En el caso de ser ésta la solución elegida, su dimensionamiento como coraza de protección, queda definido fundamentalmente por los empujes de tierra que debe soportar, debiendo utilizarse en este caso los procedimientos y metodologías usuales para el cálculo de muros de contención. Como recomendaciones generales para el dimensionamiento de gaviones, desde un punto de vista hidráulico, conviene tener presente las siguientes consideraciones:

• El tamaño de las piedras debe ser suficientemente grande para que no se produzcan pérdidas de material.

• Las capas externas del gavión deben en lo posible estar constituidas por piedras de tamaño nominal de al menos 1,5 veces el tamaño mínimo de la abertura de la malla.

• Las piedras deben seleccionarse, tamizarse y limpiarse antes de rellenar los gaviones. • Las piedras en contacto directo con la malla deben ser en lo posible redondeadas. • Las canastillas deben llenarse con un volumen de piedras algo superior a su volumen

nominal y cerrarse firmemente, verificando todos los amarres.


465

2B.202.8.3 (2) f) Protecciones al pie La mayoría de las obras insertas en un lecho necesitan de algún tipo de protección al pie que minimice la socavación regresiva que se origina en dicho sector por efecto del escurrimiento. En este punto se aborda el dimensionamiento del enrocado usado para este tipo de protección, no obstante lo cual existen otros materiales que también pueden ser usados. Tal es el caso de colchones de gaviones, pero para esta solución no existe una metodología específica para su dimensionamiento, siendo suficiente con darle las dimensiones adecuadas que cubran todo el sector que eventualmente puede ser afectado por la erosión y seguir las recomendaciones dadas por los fabricantes de mallas. Para el cálculo del tamaño del enrocado al pie de obras pueden utilizarse las relaciones que involucran el concepto de velocidad crítica de arrastre, es decir, la velocidad a partir de la cual comienza el movimiento de las partículas. Las relaciones a emplear están descritas en la sección 2B.202.7 y con ellas es posible calcular el diámetro del enrocado y posteriormente el peso de la roca haciendo la equivalencia con una esfera de igual volumen (diámetro nominal). Alternativamente a lo anterior, es posible utilizar algunas relaciones empíricas que fueron desarrolladas para el cálculo de la socavación al pie de estructuras, pero que también pueden ser usadas para el cálculo del tamaño del enrocado. Las relaciones se describen en detalle en el numeral 2B.202.7.2(3) de este Manual, donde se entrega un esquema de cada estructura o situación para las cuales fueron deducidas. En estas últimas relaciones es posible despejar el diámetro del enrocado (D) imponiendo una socavación “S”. De esta forma una condición de diseño podría ser imponer socavación nula al pie de la estructura (S = 0) y determinar el tamaño del enrocado de protección que cumpla con esta condición. Si el tamaño de la roca así calculado resulta muy grande, es posible diseñar la protección en una fosa presocavada, asignándole este valor a la socavación “S” de las relaciones anteriores. 2B.202.8.3 (2) g) Otros componentes de la obra En algunas ocasiones resulta necesario complementar las obras de defensa con obras adicionales que permitan controlar el escurrimiento durante el paso de crecidas, como en el caso de las barreras vertedoras de enrocado, las que dispuestas en forma transversal al río, pueden ser utilizadas para escalonar pendientes o generar volúmenes de regulación para crecidas menores. Este tipo de obras no presenta grandes problemas de erosión al pie por cuanto el escurrimiento sobre el paramento de aguas abajo tiene una velocidad límite, que es la de un flujo normal con gran fricción entre el enrocado de la coraza y el agua. Un inconveniente de estas obras en cambio, es que requieren de un talud de aguas abajo muy tendido, lo que implica el empleo de un gran volumen de enrocado. Esto ha limitado su uso a alturas no superiores a 8 ó 10 m.


466

2B.202.8.3 (2) g.1) Coraza de protección El tamaño del enrocado de la coraza de la barrera vertedora es posible calcularla con la relación de Olivier, la cual se expresa como:

(Ec. 2B.202-96)

Donde: q caudal por unidad de ancho (m3/s/m); D diámetro nominal de la coraza (m); s densidad relativa de las rocas referidas a la del agua; i gradiente del talud (m/m). 2B.202.8.3 (2) g.2) Socavación al pie Este aspecto puede tratarse con el mismo tipo de relaciones descritas en el numeral 2B.202.7.2(3) de este Manual. 2B.202.8.3 (3) Obras de retención de sedimentos En general las obras de retención de sedimentos se utilizan en los sectores de cabecera de los cauces principales con el fin de contener parte del flujo y de los sedimentos (normalmente las fracciones mas gruesas de sedimentos y bloques de roca) y en algunos casos cumplen con la función de disminuir localmente la gradiente para reducir la energía y capacidad de arrastre de la corriente. En este último caso las obras consisten en barreras dispuestas transversalmente al cauce conformando un sistema estabilizador de su perfil longitudinal. También existe la posibilidad de dar alojamiento a la totalidad o parte del material de arrastre en hondonadas o pozas de decantación o en áreas abiertas que no representan peligro para los sectores urbanos o agrícolas adyacentes, para ser limpiadas periódicamente. 2B.202.8.3 (3) a) Barreras estabilizadoras del perfil de un cauce Consisten en barreras transversales al cauce, permeables o impermeables, dispuestas en serie a lo largo de un tramo canalizado de éste, cuyo fin es contener el material arrastrado por las aguas generando una gradiente del cauce menor a la natural. Un esquema de este tipo de solución se muestra en la Figura 2B.202-64 adjunta. 2B.202.8.3(3)b) Pozas de decantación excavadas bajo el cauce Las pozas decantadoras consisten en excavaciones destinadas a acumular parcialmente el volumen del flujo de agua y sedimento. Los cortes en el cauce de aguas arriba y aguas abajo, presentan un talud inclinado en la pared, pudiendo ser el piso horizontal o con alguna inclinación. El ingreso del flujo a cada poza se realiza a través de un canal de


467

aproximación, que lo encauza para disminuir los posibles efectos de socavación u otros efectos indeseados. En la Figura 2B.202-65 adjunta se presenta un esquema con el detalle de la obra descrita anteriormente. 2B.202.8.3 (4) Aspectos constructivos y de mantenimiento de las obras Se entregan los principales aspectos constructivos que se deben considerar antes y durante la construcción de una obra de defensa. Además se incluyen los cuidados y precauciones que deben considerarse en el cauce durante las faenas de construcción y de mantenimiento una vez que la obra de protección se encuentre en operación. 2B.202.8.3 (4) a) Elementos constructivos La elección del material con que se construirá la obra seleccionada dependerá de su disponibilidad en cantidad y calidad, y de la conveniencia en términos de inversión inicial, costos de mantenimiento y vida útil que le provea a la obra en su conjunto. Los elementos que es posible considerar son los mismos señalados en el numeral 2B.202.8.1(2) de este Manual. Es del caso señalar que algunos de los elementos alternativos a utilizar se ven más desfavorecidos en las obras tipo barreras, puesto que deben ser capaces también de soportar el vertimiento de aguas y sedimentos sobre ellos.


468

Figura 2B.202-64 Sistema de barreras de retención de sedimentos y estabilización de la

gradiente del cauce


469

2B.202.8.3 (4) b) Alteración del lecho y manejo del cauce Como parte del proceso constructivo de una obra de defensa fluvial, se debe considerar que resultará necesario introducir modificaciones temporales y permanentes en el cauce. Las modificaciones permanentes serán las establecidas como parte del proyecto de protección o de regularización del cauce y corresponderán al estado final del río materializado y operado las obras proyectadas. Las modificaciones temporales se refieren a aquellas requeridas para la fase de construcción de las obras y su permanencia será la estrictamente necesaria para lograr dicho objetivo. En este contexto se debe considerar que deben contemplarse como parte de las programaciones y costos de la obra en su conjunto, actividades destinadas al desvío del escurrimiento para alejarlo del sitio donde se desarrollarán las faenas, o el cierre parcial o total del cauce principal o cauces secundarios mediante el acumulamiento de material fluvial o conglomerados de canteras. En todos los casos señalados deben tomarse los debidos resguardos de manera que dichas obras temporales no afecten el comportamiento global del río y que cumplan la función de resguardar la zona de obras durante el paso de las crecidas frecuentes en el período utilizado para la construcción de las defensas. Para ello deben considerarse las solicitaciones y desarrollar los diseños hidráulicos adecuados al tipo de obra que se analiza. Debe asegurarse además que todos los elementos utilizados sean retirados una vez concluida las obras. 2B.202.8.3 (4) c) Mantenimiento periódico del cauce Un aspecto básico que debe considerarse para resguardar el comportamiento futuro de las obras de defensa corresponde a la ejecución de las obras de mantenimiento periódico del cauce. Dichas actividades deben estar destinadas a mantener las condiciones generales de los cauces, en forma similar a las consideradas en el diseño de las obras. Es importante considerar que para el caso de las obras de retención, tratadas en el numeral 2B.202.8.3(3) de este Manual, el mantenimiento del cauce debe enfocarse a preservar la capacidad de acumulación de sedimentos en las pozas u hondonadas habilitadas para ello, retirando periódicamente aquellos depósitos de material que pudieran disminuir la capacidad de retención diseñada originalmente a fin de restituirle tal volumen.


470

Figura 2B.202-65 Poza de decantación bajo el cauce

REFERENCIAS BIBLIOGRAFICAS “Curso de drenaje de obras viales”. Sociedad Argentina de Estudios (SAE) en marco

de Programa de Asistencia Técnica en Ingeniería Vial y Factibilidad Económica para el


471

Ministerio de Obras Públicas y Comunicaciones (MOP). Segunda Edición. Quito - Marzo 1983.

“Normas técnicas de diseño para los sistemas de agua potable y eliminación de

residuos líquidos para poblaciones con más de 1.000 habitantes”. Instituto Ecuatoriano de Obras Sanitarias (IEOS). Quito – 1998. Secciones consultadas = Quinta Parte (V): Captación y conducción para proyectos de abastecimiento de agua potable. Octava Parte (VIII): Sistemas de alcantarillado.

“Análisis de intensidades de precipitación para varios períodos de retorno en

función de la máxima en 24 horas”. Instituto Nacional de Meteorología e Hidrología (INAMHI). Mayo 1999.

“Normas Interinas de diseño de carreteras y puentes”. CORPECUADOR. Junio

1999. Sección consultada = Capítulo 4: Diseño de Drenaje Vial. “Manual MOP 001-F-2002: Especificaciones generales para la construcción de

caminos y puentes”. Ministerio de Obras Públicas y Comunicaciones del Ecuador. (MOP). Quito – 2002. Capítulo 600: Instalación de drenaje y alcantarillado.

“Normas de Diseño Geométrico de Carreteras”. Ministerio de Obras Públicas y

Comunicaciones del Ecuador. (MOP). Quito – 2003. Capítulo IX: Drenaje vial. “Normas de diseño de sistemas de alcantarillado para la EMAAP-Q”. Empresa

Metropolitana de Alcantarillado y Agua Potable (EMAAP-Q). Publicación 01-AL-EMAAP-Q-2009. Título 3: Aspectos generales de los sistemas de recolección y transporte de aguas residuales y lluvias. Título 4: Redes de alcantarillado sanitario. Título 5: Redes de alcantarillado de aguas de lluvia. Título 6: Redes de sistemas de alcantarillado combinado.

“Manual de Carreteras de Chile”. Ministerio de Obras Públicas de Chile. Dirección

de Vialidad. Diciembre 2010. Volumen N° 2: Procedimientos de Estudios Viales / Capítulo 2.400: Ingeniería Básica – Aspectos de Hidrología. Volumen N° 3: Instrucciones y Criterios de Diseño / Capítulo 3.700: Diseño del drenaje, saneamiento, mecánica e hidráulica fluvial. Volumen N° 5: Especificaciones técnicas generales de construcción / Capítulo 5.600: Drenaje y protección de la plataforma.




VOLUMEN Nº 2 – LIBRO B: NORMA PARA ESTUDIOS Y

DISEÑO VIAL


CAPÍTULO 2B.300 DISEÑO DE PUENTES Y ESTRUCTURAS

QUITO 2013


473

INDICE CAPÍTULO 2B.300 INDICE GENERAL ................................................................................................................... viii CAPÍTULO 2B.300 DISEÑO DE PUENTES Y ESTRUCTURAS ...................................... 482

SECCIÓN 2B.301 PUENTES Y ESTRUCTURAS AFINES ........................................................ 482


2B.301.2 INGENIERÍA BÁSICA EN PROYECTOS DE PUENTES Y ESTRUCTURAS AFINES ...................................................................................................................................... 483

2B.301.2.1 Ubicación del Puente. .......................................................................................... 483

2B.301.2.2 Topografía y Cartografía. .................................................................................... 483

2B.301.2.3 Hidrología, Hidráulica y Sedimentos................................................................... 483

2B.301.2.4 Geología y Geotecnia. ......................................................................................... 484

2B.301.2.5 Diseño Vial. ......................................................................................................... 484

2B.301.2.6 Impacto Ambiental. ............................................................................................ 484

2B.301.2.7 Aspectos Geométricos. ........................................................................................ 484

2B.301.2.7 (1) Sección Transversal. .................................................................................. 485

2B.301.2.7 (2) Gálibo Horizontal y Vertical. .................................................................... 485

2B.301.2.7 (3) Espaldones de Puentes. .............................................................................. 485

2B.301.2.7 (4) Barandas. ................................................................................................... 486

2B.301.2.7 (5) Barreras de seguridad. .............................................................................. 486

2B.301.2.7 (6) Aceras. ....................................................................................................... 486

2B.301.2.8 Cargas (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) .............................................................. 486

2B.301.2.8 (1) Carga Muerta (D) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3). ................................... 486

2B.301.2.8 (2) Carga Viva (L) (AASHTO LRFD SECCIÓN 3). ........................................ 487

Figura 2B.301-02 Cargas MTOP ........................................................................................... 488

2B.301.2.8 (3) Cargas extra pesadas eventuales. .............................................................. 489

2B.301.2.8 (4) Pruebas de carga. ...................................................................................... 489

2B.301.2.8 (5) Impacto (I).(AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) ............................................... 490

2B.301.2.8 (6) Fuerza Centrífuga (CF).(AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) ........................... 490

2B.301.2.8 (7) Aplicación de la Carga Viva (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) ................... 490

2B.301.2.8 (8) Reacción Negativa ..................................................................................... 491

2B.301.2.8 (9) Fuerza Longitudinal por Frenado (LF) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) ... 491

2B.301.2.8 (10) Acortamiento por Compresión (R), Retracción del Hormigón (S), y Esfuerzos por Variación de Temperatura (T) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) .................. 491

2B.301.2.8 (11) Corrientes de Agua y Cuerpos Flotantes (SF) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) ........................................................................................................................................ 491

2B.301.2.8 (12) Empuje de Tierras (E) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) ........................... 491

2B.301.2.8 (13) Fuerzas sísmicas (EQ) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) ........................... 492

2B.301.2.8 (14) Combinación de Cargas (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) ........................ 492

2B.301.2.8 (15) Distribución de cargas (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) .......................... 492


474

2B.301.2.8 (16) Distribución de cargas y Diseño de losa de rodadura (AASHTO LRFD-SECCIÓN -3-5) .................................................................................................................. 493

2B.301.3 DISPOSICIONES Y RECOMENDACIONES DE DISEÑO ..................................... 495

2B.301.3.1 Cargas (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) .............................................................. 496

2B.301.3.1 (1) Fundaciones Directas ................................................................................ 497

2B.301.3.1 (2) Desplazamientos ........................................................................................ 497

2B.301.3.1 (3) Capa de resistencia del suelo .................................................................... 498

2B.301.3.2 Fundaciones Profundas ........................................................................................ 502

2B.301.3.2 (1) Pilotes Hincados ........................................................................................ 502

2B.301.3.2 (2) Pilotes Testigos .......................................................................................... 503

2B.301.3.2 (3) Tipos de pilotes .......................................................................................... 503

2B.301.3.2 (4) Pilotes de Hormigón Prefabricado. ........................................................... 511

2B.301.3.2 (5) Pilotes de Hormigón Fundidos en Sitio. .................................................... 512

2B.301.3.2 (6) Pilotes Presforzados. ................................................................................. 512

2B.301.3.2 (7) Pilotes de Acero tipo H y Tubulares .......................................................... 513

2B.301.3.2 (8) Pilotes de Acero tipo H y Tubulares .......................................................... 513

2B.301.3.2 (9) Pilotes Barrenados..................................................................................... 513

2B.301.3.3 Muros. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11.6) ........................................................ 524

2B.301.3.3 (1) Muros de contención .................................................................................. 524

2B.301.3.3 (2) Muros de Laderas. ..................................................................................... 525

2B.301.3.3 (3) Parámetros de diseño ................................................................................ 526

2B.301.3.3 (4) Modelo de Análisis. .................................................................................... 530

2B.301.3.3 (5) Factores de Seguridad. .............................................................................. 531

2B.301.3.3 (6) Dimensionamiento Estructural. ................................................................. 531

2B.301.3.3 (7) Muros Rígidos. ........................................................................................... 534

2B.301.3.3 (8) Muros con Anclaje Activo ( Muros Anclados). .......................................... 535

2B.301.3.3 (9) Empujes de Tierra Estáticos. ..................................................................... 536

2B.301.3.4 Alcantarillas. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 12) ................................................. 539

2B.301.3.4 (1) Diseño de Alcantarillas.............................................................................. 541

2B.301.3.4 (2) Ventajas de las Alcantarillas en forma de cajón. ...................................... 541

2B.301.3.5 Infraestructura. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11) .............................................. 541

2B.301.3.5 (1) Pilas. .......................................................................................................... 541

2B.301.3.5 (2) Estribos. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 10). ................................................ 545

2B.301.3.6 Superestructura. ................................................................................................... 548

2B.301.3.6 (1) Elementos de Hormigón. ............................................................................ 548

2B.301.3.6 (2) Elementos de Acero Estructural. ............................................................... 552

2B.301.3.7 Hormigón Armado. .............................................................................................. 556

2B.301.3.7 (1) Hormigón. .................................................................................................. 556

2B.301.3.7 (2) Acero de Refuerzo. ..................................................................................... 556

2B.301.3.7 (3) Análisis. ...................................................................................................... 556


475

2B.301.3.7 (4) Expansión y Contracción. .......................................................................... 556

2B.301.3.7 (5) Longitud de Tramos. .................................................................................. 557

2B.301.3.7 (6) Longitud de Tramos. .................................................................................. 557

2B.301.3.7 (7) Ancho del ala de compresión.(AASHTO LRFD-SECCIÓN 5)................... 558

2B.301.3.7 (8) Espesor de losa y alma. ............................................................................. 558

2B.301.3.7 (9) Diafragmas Verticales. .............................................................................. 559

2B.301.3.7 (10) Cálculo de deflexiones. ............................................................................ 559

2B.301.3.7 (11) Diseño. ..................................................................................................... 560

2B.301.3.8 Hormigón Presforzado. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) ................................... 561

2B.301.3.8 (1) Hormigón. .................................................................................................. 561

2B.301.3.8 (2) Acero de Presfuerzo. .................................................................................. 561

2B.301.3.8 (3) Análisis. ...................................................................................................... 562

2B.301.3.8 (4) Expansión y contracción. ........................................................................... 562

2B.301.3.8 (5) Longitud de Tramo. .................................................................................... 562

2B.301.3.8 (6) Marcos y construcciones continuas (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). ........ 562

2B.301.3.8 (7) Ancho efectivo del ala. ............................................................................... 564

2B.301.3.8 (8) Espesor de Almas y Patines-Vigas Cajón. ................................................. 564

2B.301.3.8 (9) Diafragmas Verticales. .............................................................................. 565

2B.301.3.8 (10) Deflexiones. .............................................................................................. 565

2B.301.3.8 (11) Paneles de piso. ....................................................................................... 566

2B.301.3.8 (12) Diseño. ..................................................................................................... 566

2B.301.3.9 Acero Estructural. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) ............................................ 567

2B.301.3.9 (1) Acero Estructural. ...................................................................................... 567

2B.301.3.9 (2) Módulo de elasticidad. ............................................................................... 568

2B.301.3.9 (3) Acero para pasadores, rodillos y mecedores, de dilatación ...................... 568

2B.301.3.9 (4) Sujetadores (remaches y pernos). .............................................................. 568

2B.301.3.9 (5) Consideraciones para cargas repetitivas y tenacidad. .............................. 568

2B.301.3.9 (6) Longitud efectiva del tramo. ...................................................................... 568

2B.301.3.9 (7) Relaciones de altura de viga/longitud del tramo. ...................................... 568

2B.301.3.9 (8) Deflexión (flecha). ...................................................................................... 569

2B.301.3.9 (9) Longitud límite de los miembros. ............................................................... 569

2B.301.3.9 (10) Espesor mínimo del metal. ....................................................................... 569

2B.301.3.9 (11) Área efectiva de los ángulos y secciones “T” sujetas a la tensión. ......... 569

2B.301.3.9 (12) Alas sobresalientes de Ángulos. ............................................................... 570

2B.301.3.9 (13) Dilatación y Contratación. ...................................................................... 570

2B.301.3.9 (14) Miembros a Flexión. ................................................................................ 570

2B.301.3.9 (15) Cubre Placa ............................................................................................. 571

2B.301.3.9 (16) Contraflecha ............................................................................................ 571

2B.301.3.9 (17) Vigas laminadas y vigas de placas soldadas, en caliente. ....................... 571


476

2B.301.3.9 (18) Celosías. ................................................................................................... 571

2B.301.3.9 (19) Torres ....................................................................................................... 572

2B.301.3.9 (20) Empalmes. ................................................................................................ 572

2B.301.3.9 (21) Resistencia de las conexiones .................................................................. 572

2B.301.3.9 (22) Diafragmas y arriostramientos. ............................................................... 572

2B.301.3.9 (23) Contraventeo Lateral. .............................................................................. 573

2B.301.3.9 (24) Secciones Cerradas y Cavidades. ............................................................ 573

2B.301.3.9 (25) Pernos y remaches. .................................................................................. 574

2B.301.3.9 (26) Eslabones y tensores. ............................................................................... 574

2B.301.3.9 (27) Extremos roscados ................................................................................... 574

2B.301.3.9 (28) Barras de ojo............................................................................................ 575

2B.301.3.9 (29) Apoyos fijos y de dilatación ..................................................................... 575

2B.301.3.9 (30) Sistemas de piso. ...................................................................................... 575

2B.301.3.9 (31) Apoyos elastoméricos. (AASHTO LRFD-SECCION 14). ........................ 575

2B.301.3.10 Apoyos Elastoméricos. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 14) ................................ 575

2B.301.3.11 Juntas de dilatación. ........................................................................................... 576

2B.301.3.11 (1) Clasificación de las juntas. ...................................................................... 576

2B.301.3.11 (1) a) Juntas abiertas. ............................................................................... 576

2B.301.3.11 (1) b) Juntas rellenas moldeadas. ............................................................. 577

2B.301.3.11 (1) b) 1) Juntas rellenas con sello plástico. ............................................ 577

2B.301.3.11 (1) b) 2) Juntas rellenas de Mortero Epóxico. ........................................ 577

2B.301.3.11 (1) b) 3) Juntas rellenas de Grout Expansivo. ........................................ 578

2B.301.3.11 (1) b) 4) Juntas rellenas Armada de Grout Expansivo. .......................... 578

2B.301.3.11 (1) b) 5) Juntas rellenas de Polímero Asfáltico. ..................................... 578

2B.301.3.11 (1) b) 6) Juntas rellenas de Silicón ......................................................... 578

2B.301.3.11 (1) b) 7) Juntas rellenas Armada con Tope de Acero y Sello Elastomérico. ..................................................................................................................................... 578

2B.301.3.11 (1) b) 8) Juntas rellenas Armada con Cubrejuntas y Sello Elastomérico. ..................................................................................................................................... 578

2B.301.3.11 (1) c) Juntas rellenas moldeadas. ............................................................. 578

2B.301.3.11 (1) c) 1) Juntas rellenas Pre-moldeadas con sello en “V” ..................... 578

2B.301.3.11 (1) c) 2) Juntas rellenas Pre-moldeadas de Sello de Neopreno. ............. 579

2B.301.3.11 (1) c) 3) Juntas rellenas Pre-moldeadas de Sello de Compresión. ......... 579

2B.301.3.11 (1) c) 4) Juntas rellenas Pre-moldeadas de Placa Dentada. .................. 579

2B.301.3.11 (1) c) 5) Juntas rellenas Pre-moldeadas con Placas Deslizantes. .......... 579

2B.301.3.12 Clasificación de los Puentes. ............................................................................. 579

2B.301.3.12 (1) De acuerdo a la selección transversal. .................................................... 579

2B.301.3.12 (1) a) Puentes Losa. .................................................................................. 579


477

2B.301.3.12 (1) a) 1) Losa Maciza. ............................................................................. 579

2B.301.3.12 (1) a) 2) Losa Alivianada. ....................................................................... 579

2B.301.3.12 (1) a) 3) Losa Reticular. .......................................................................... 580

2B.301.3.12 (1) b) Vigas simples. .................................................................................. 580

2B.301.3.12 (1) b) 1) Vigas Macizas. .......................................................................... 580

2B.301.3.12 (1) b) 2) Vigas cajón o celulares. ............................................................ 581

2B.301.3.12 (1) c) Vigas Compuestas. .......................................................................... 581

2B.301.3.12 (1) c) 1) Hormigón Armado. ................................................................... 581

2B.301.3.12 (1) c) 2) Hormigón Presforzado con losa superpuesta. .......................... 582

2B.301.3.12 (1) c) 3) Hormigón Acero. ....................................................................... 583

2B.301.3.12 (2) De acuerdo a la forma estructural. .......................................................... 585

2B.301.3.12 (2) a) Isostático sobre dos apoyos. ............................................................ 585

2B.301.3.12 (2) b) Isostático sobre dos apoyos y voladizos. ......................................... 585

2B.301.3.12 (2) c) Isostático continuo, Tipo Gerber, de sección constante. ................. 585

2B.301.3.12 (2) d) Isostático continuo, Tipo Gerber, de sección variable.................... 585

2B.301.3.12 (2) e) Hiperestático continuo de sección constante. ................................. 585

2B.301.3.12 (2) f) ) Hiperestático continuo de sección variable. .................................. 585

2B.301.3.12 (2) g) Aporticado de sección constante o variable con columnas verticales y diferentes condiciones de apoyo. ................................................................................... 586

2B.301.3.12 (2) h) Aporticado de sección constante o variable con columnas inclinadasy diferentes condiciones de apoyo. ................................................................................... 586

2B.301.3.12 (2) i) Arco con tablero inferior, que generalmente hacer de tensor. ........ 586

2B.301.3.12 (2) j) Arco con tablero superior, de sección constante o variable y de diferentes condiciones de apoyo. ................................................................................... 586

2B.301.3.12 (2) k) Puente atirantado, simétrico o asimétrico, con tirantes convergentes o paralelos y tablero de diferentes configuraciones. Torres metálicas o de hormigón. .. 586

2B.301.3.12 (2) l) Puente colgante de un tramo o continuo, torres metálicas o de hormigón, tablero metálico para grandes luces y de hormigón presforzado. ............... 586

2B.301.3.12 (3) De acuerdo al material. ........................................................................... 588

2B.301.3.12 (3) a) Madera ............................................................................................ 588

2B.301.3.12 (3) b) Hormigón Armado........................................................................... 588

2B.301.3.12 (3) c) Hormigón Presforzado. ................................................................... 588

2B.301.3.12 (3) d) Metálicos. ........................................................................................ 588

2B.301.3.12 (4) De acuerdo a su función. ......................................................................... 588

2B.301.3.12 (4) a) Puentes peatonales. ......................................................................... 588

2B.301.3.12 (4) b) Puentes para tráfico terrestre. ........................................................ 588

2B.301.3.12 (4) c) Puentes para ferrocarriles. ............................................................. 588

2B.301.3.12 (4) d) Puentes para servicio mixto. ........................................................... 588

2B.301.4 DISEÑO SÍSMICO (AASHTO LRFD 2010) ............................................................. 589

2B.301.4.1 Zonificación Sísmica. .......................................................................................... 589


478

2B.301.4.2 Clasificación de Importancia ............................................................................... 591

2B.301.4.3 Categorías del comportamiento sísmico (SPC) ................................................... 591

2B.301.4.4 Efectos del Sitio. .................................................................................................. 591

2B.301.4.5 Coeficientes del Sitio(S). ..................................................................................... 592

2B.301.4.6 Coeficiente de respuesta sísmica elástica. ........................................................... 592

2B.301.4.7 Factores de Modificación de respuesta. ............................................................... 592

2B.301.4.8 Determinación de las fuerzas elásticas y desplazamientos. ................................. 592

2B.301.4.9 Combinación ortogonal. ...................................................................................... 592

2B.301.4.10 Dimensión mínima de apoyos. .......................................................................... 593

2B.301.4.11 Requerimientos para el análisis sísmico. ........................................................... 593

2B.301.5 PRESENTACIÓN DE LOS ESTUDIOS .................................................................... 593

2B.301.5.1 Generalidades. ..................................................................................................... 593

2B.301.5.2 Objetivos y Alcances. .......................................................................................... 594

2B.301.5.2 (1) Aspectos Generales. ................................................................................... 594

2B.301.5.2 (2) Formatos Digitales y Medios de Difución. ................................................ 594

2B.301.5.3 Niveles de Desarrollo. ......................................................................................... 594

2B.301.5.3 (1) Perfil del Proyecto. .................................................................................... 594

2B.301.5.3 (2) Estudio de Identificación (EI). ................................................................... 595

2B.301.5.3 (3) Estudio Técnico Social y Ambiental (TESA). ............................................. 596

2B.301.5.4 Planos. .................................................................................................................. 596

2B.301.5.4 (1) Formatos y Carátula. ................................................................................. 596

2B.301.5.4 (2) Tipos de Plano y Escala según el Nivel de Estudio. .................................. 597

2B.301.5.4 (3) Contenido de los planos según el nivel de Estudio. ................................... 597

2B.301.3.4 (3) a) Perfil del Proyecto. ........................................................................... 597

2B.301.3.4 (3) b) Estudio de Identificación. .................................................................. 599

2B.301.3.4 (3) b) 1) Plano General. ............................................................................ 599

2B.301.3.4 (3) b) 2) Planos de Dimensiones de la Superestructura. .......................... 599

2B.301.3.4 (3) c) Estudio Técnico, Social y Ambiental. ................................................ 599

2B.301.3.4 (3) c) 1) Planos de Levantamiento Topográfico y Emplazamiento. .......... 599

2B.301.3.4 (3) c) 2) Planos de Armaduras de la Superestructura. ............................. 600

2B.301.3.4 (3) c) 3) Planos de Armadura de la Infraestructura. ................................ 600

2B.301.3.4 (3) c) 4) Planos Complementarios. ........................................................... 600

2B.301.5.4 (4) Informes y Documentos. ............................................................................. 601

2B.301.3.4 (4) a) Formatos. .......................................................................................... 601

2B.301.3.4 (4) b) Estructura de los Informes. ............................................................... 601

2B.301.3.4 (4) b) 1) Resumen. ..................................................................................... 601

2B.301.3.4 (4) b) 2) Informe. ....................................................................................... 601

2B.301.3.4 (4) b) 3) Anexos. ........................................................................................ 602


479

SECCIÓN 2B.302 TÚNELES ........................................................................................................ 603


2B.302.1.1 Objetivos y Alcances ........................................................................................... 603

2B.302.1.2 Clasificación de Obras Viales Subterráneas ........................................................ 603

2B.302.1.2 (1) Introducción ............................................................................................... 603

2B.302.1.2 (1) a) Clasificación de Túneles .................................................................. 604

2B.302.2 DEFINICIÓN GEOMÉTRICA DE TÚNELES .......................................................... 605

2B.302.2.1 Aspectos Generales .............................................................................................. 605

2B.302.2.2 Trazado en Planta ................................................................................................ 605

2B.302.2.3 Trazado En Alzado .............................................................................................. 606

2B.302.2.3 (1) Efectos de las Pendientes Longitudinales. ................................................. 606

2B.302.2.4 Sección Transversal. ............................................................................................ 606

2B.302.2.4 (1) Separación entre Túneles Vecinos ............................................................. 608

2B.302.3 ESTUDIOS DE INGENIERÍA BÁSICA ................................................................... 609


2B.302.3.2 Aspectos Topográficos ........................................................................................ 609

2B.302.3.3 Reconocimientos Geológicos .............................................................................. 609

2B.302.3.3 (1) Investigación Geológica general ............................................................... 609

2B.302.3.3 (2) Investigación Geológico de Detalle ........................................................... 609

2B.302.3.4 GEOTECNIA DE TÚNELES Y PORTALES-PROSPECCIONES ................... 610

2B.302.3.4 (1) Aspectos Generales .................................................................................... 610

2B.302.3.4 (2) Sondeos ...................................................................................................... 611

2B.302.3.4 (3) Técnicas Geofísicas ................................................................................... 611

2B.302.3.4 (4) Calicatas .................................................................................................... 611

2B.302.3.5 ANÁLISIS DE RIESGOS GEOLOGICOS ......................................................... 612

2B.302.4 ALCANCES PARA LOS DISEÑOS SEGÚN EL NIVEL DE ESTUDIOS .............. 613


2B.302.4.2 Estudio Preliminar y Prefactibilidad Económica ................................................. 613

2B.302.4.3 Anteproyecto y Factibilidad Técnico Económica. ............................................... 614

2B.302.4.4 Estudio Definitivo (Proyecto Detallado) ............................................................. 614

2B.302.5 CRITERIOS DE DISEÑO DE INSTALACIONES ELECTROMECÁNICAS DE CONTROL Y SEGURIDAD ..................................................................................................... 614


2B.302.5.2 Abastecimiento de Energía y Agua ..................................................................... 615

2B.302.5.2 (1) Equipamiento Eléctrico. ............................................................................ 615

2B.302.5.2 (2) Instalaciones y montaje Eléctrico .............................................................. 615

2B.302.5.2 (3) Instalaciones y montaje Hidráulico ........................................................... 616

2B.302.5.3 Sistemas De Ventilación De Túneles................................................................... 616

2B.302.5.4 Iluminación De Túneles ....................................................................................... 618

2B.302.5.5 Sistemas De Control De Incendios ...................................................................... 618


480

2B.302.5.6 Sistemas de monitoreo y Control. ........................................................................ 619

2B.302.5.6. (1) Aspectos Generales ................................................................................... 619

2B.302.5.6. (2) Circuito Cerrado de Televisión ................................................................ 620

2B.302.5.6. (3) Sistemas de Telefonía y Altavoces ............................................................ 620

2B.302.5.6. (4) Sistemas de Monitoreo y Control de Ventilación ...................................... 621

SECCIÓN 2B.303 ESUDIOS DE RIESGO SISMICO .................................................................. 623


2B.303.2 CRITERIOS BÁSICOS PARA LA REUTILIZACIÓN DE LA INFORMACIÓN EXISTENTE ............................................................................................................................... 623

2B.303.2.1 Objetivos y principios .......................................................................................... 623

2B.303.2.2 Zonificación sísmica del Ecuador ........................................................................ 624

2B.303.2.3 Zonas sísmicas de la Red Vial ............................................................................. 625

2B.303.3 CRITERIOS Y ZONIFICACIÓN SÍSMICA PARA VÍAS ........................................ 626

2B.303.3.1 Requisitos generales para puentes ....................................................................... 626

2B.303.3.1 (1) Aceleración Efectiva Máxima del Suelo (A0). ............................................ 628

2B.303.3.1 (2) Aceleración Máxima del Suelo (a0) ........................................................... 628

2B.303.3.1 (3) Zonificación Sísmica para la red vial nacional. ........................................ 629

2B.303.3.2 Clasificación por Importancia. ............................................................................. 629

2B.303.3.2 (1) Peligro de Socavación Sísmica (PSS) para el Diseño Sísmico. ................. 629

2B.303.3.2 (2) Categorías de Comportamiento Sísmico.................................................... 630

2B.303.3.2 (3) Efecto del Suelo (S). .................................................................................. 631

2B.303.4 ESPECTROS PARA EL DISEÑO DE PUENTES Y SUPERESTRUCTURA VIAL632

2B.303.4.1 Método de Coeficiente Sísmico ........................................................................... 632

2B.303.4.2 Método del Coeficiente Sísmico Modificado por la Respuesta Estructural ........ 633

2B.303.4.3 Método Modal Espectral ...................................................................................... 635

2B.303.4.4 Método Modal Espectral con Estudio de Riesgo Sísmico ................................... 636

2B.303.4.5 Método de Análisis Lineal o no-Lineal en el Tiempo ......................................... 636

2B.303.4.5 (1) Factores de Modificación de Respuesta (R) .............................................. 636

2B.303.4.5 (2) Limitación del Esfuerzo del corte Basal .................................................... 637

2B.303.4.5 (3) Requerimiento de diseño para estribos ...................................................... 638

2B.303.4.5 (3) a) Estribos Independientes Auto-estables. ............................................. 639

2B.303.4.5 (3) b) Estribos Monolíticos. ........................................................................ 639

2B.303.4.5 (4) Determinación de las Fuerzas y Desplazamiento Elásticos ...................... 639

2B.303.4.5 (5) Criterio de combinación para las fuerzas sísmicas ortogonales ............... 640

2B.303.4.5 (6) Largo de apoyo mínimo ............................................................................. 640

2B.303.4.5 (7) Puentes de un tramo................................................................................... 641

2B.303.4.5 (8) Fuerzas modificadas de diseño ................................................................. 641

2B.303.4.5 (9) Fuerzas modificadas de diseño para elementos estructurales y conexiones. ........................................................................................................................................... 641

2B.303.4.5 (10) Fuerzas Modificadas de Diseño para las fundaciones ............................ 642


481

2B.303.5 DISPOSICIONES DE DISEÑO SÍSMICO PARA EL HORMIGON ARMADO ..... 642

2B.303.5.1 General ................................................................................................................. 642

2B.303.5.2 Requisitos para Columnas ................................................................................... 643

2B.303.5.3 Requisitos para Cepas .......................................................................................... 643

2B.303.5.4 Conexiones de Columnas .................................................................................... 643

2B.303.5.5 Juntas de Construcción de Cepas y Columnas ..................................................... 643

2B.303.5.6 Pilotes de Hormigón Armado .............................................................................. 643

2B.303.5.7 Fuerzas Resultantes de Rotulas Plásticas en Columnas, Columnas huecas y Conjuntos de Columnas ......................................................................................................... 643


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CAPÍTULO 2B.300 DISEÑO DE PUENTES Y ESTRUCTURAS SECCIÓN 2B.301 PUENTES Y ESTRUCTURAS AFINES 2B.301.1 ASPECTOS GENERALES El presente capítulo tiene como objetivo principal la inclusión de una guía con procedimientos y recomendaciones para el diseño y el cálculo estructural de los puentes de carretera en Ecuador. Esta guía está orientada a facilitar la labor del Consultor en el desarrollo de proyectos con un estándar mínimo en los diseños de los puentes tradicionales y estructuras afines, tales como viaductos, pasos a desnivel, pasarelas, muros de contención y alcantarillas. Los puentes en Ecuador, se diseñarán de acuerdo a las disposiciones contenidas en AASHTO LRFD BRIDGE DESIGN SPECIFICATIONS, Edición 2010, y enmiendas posteriores, excepto lo relacionado con Diseño Sísmico cuya normativa está contenida en el Volumen 2B.303. Pero en caso de necesitar mayor información sobre este tema, se recurrirá a las especificaciones AASHTO LRFD. El MTOP ha establecido, a lo largo de los años, una serie de criterios y disposiciones complementarias que se acogen en el presente Manual. Estas especificaciones son aplicables para el diseño de estructuras de puentes de hasta 150 m. de luz libre. No obstante lo aquí señalado para el diseño de puentes y estructuras afines, podrán utilizarse análisis racionales alternativos basados en teorías y ensayos aceptados y probados por la práctica profesional. En tal caso se deberá tener en cuenta que cualquier modificación a las disposiciones contenidas en este documento deberá ser previamente aprobada por el MTOP. Sin perjuicio de las disposiciones anteriores, y mientras no entre en vigencia las especificaciones AASHTO LRFD, se utilizará la Norma AASHTO STANDARD HB-17 en toda su extensión y como se la acoge en estos Volúmenes. Esta Norma provisional será, durante este periodo transitorio, de aplicación obligatoria, excepto si se utiliza anticipadamente las especificaciones AASHTO LRFD. Si bien el objetivo del capítulo es entregar un apoyo al Consultor para desarrollar los proyectos estructurales de los puentes de carretera dentro de un estándar mínimo, en ningún caso el contenido de esta sección reemplaza el conocimiento de los principios básicos de la ingeniería y sus técnicas, tampoco el adecuado criterio profesional; por lo tanto, los usuarios de la presente guía de procedimientos y recomendaciones para el diseño y cálculo estructural no están eximidos de la responsabilidad que conlleva la interpretación de un texto a la luz del buen juicio, la experiencia y la responsabilidad profesional. Las disposiciones y recomendaciones que se incluyen en la presente sección, comprenden fundamentalmente cuatro aspectos: - Ingeniería Básica en puentes y estructuras afines


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- Disposiciones y Recomendaciones de Diseño - Diseño Sísmico (lineamientos generales) - Presentación de los Estudios 2B.301.2 INGENIERÍA BÁSICA EN PROYECTOS DE PUENTES Y ESTRUCTURAS AFINES La información básica consiste en los siguientes puntos:

Ubicación del puente, Topografía y cartografía, Recomendaciones de los estudios hidrológicos e hidráulicos, Recomendaciones de los estudios geotécnicos y geológicos, Diseño vial, y Recomendaciones del estudio de impacto ambiental.

2B.301.2.1 Ubicación del Puente. El Consultor con su equipo técnico completo habrá seleccionado cuidadosamente el sitio de cruce de las corrientes fluviales, cauces y quebradas, para reducir al mínimo los costos de construcción y mantenimiento, y habrá estudiado el curso de los meandros, y definido en los diseños la construcción de obras de encauzamiento o canales, con el objeto de controlar los problemas de erosión y socavamiento de las estructuras. El equipo de estudios deberá recomendar la ubicación más adecuada de la cimentación tomando en consideración los potenciales ensanchamientos de los cauces para evitar cambios en su curso, o socavaciones perjudiciales. En las zonas inundables habrá de considerarse la necesidad de construir obras de defensa apropiadas para permitir el desfogue de las avenidas extraordinarias y garantizar la estabilidad de la estructura. 2B.301.2.2 Topografía y Cartografía. El Consultor deberá revisar los mapas topográficos, incluyendo el de diseño vial, las secciones transversales del cauce en la ubicación seleccionada, las fotografías aéreas, y toda la información sobre el comportamiento de otros puentes cercanos en servicio en la zona de estudio. Estos temas se tratan en detalle en el Volumen 2, Capítulo 2A.300. 2B.301.2.3 Hidrología, Hidráulica y Sedimentos. El Consultor recibirá las recomendaciones de los estudios hidrológicos e hidráulicos que comprenderán la recopilación de datos sobre avenidas que permitan la estimación del caudal máximo en el cruce del puente; la determinación de la curva caudal-frecuencia correspondiente al sitio; la determinación de la distribución del caudal y de las velocidades; la curva de descarga; la estimación de remansos y velocidades medias para diferentes luces tentativas del puente; y la


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estimación de la profundidad de socavación en pilas y estribos cuya geometría sea la más apropiada para cada caso. El Consultor recibirá también información suficiente sobre los niveles de agua máximas extraordinarias (NAME) con su fecha de ocurrencia; datos sobre materiales flotantes; estabilidad del cauce; factores varios que afecten el nivel de las aguas (avenidas de otras corrientes, embalses, remansos y obras hidráulicas existentes de control). Estos temas se tratan en detalle en el Volumen 2, Sección 2B.201. 2B.301.2.4 Geología y Geotecnia. El Consultor revisará los estudios geotécnicos provenientes de los ensayos de laboratorio y de campo realizados, tales como perforaciones realizadas sea sobre los márgenes y/o en el cauce. Estos temas se tratan en detalle en el Volumen 2, Sección 2B.101. 2B.301.2.5 Diseño Vial. El Consultor de puentes recibirá las recomendaciones de los estudios del diseño vial que comprende la sección transversal, la planimetría, la altimetría de la vía y las cotas en los puntos de conexión con la estructura, con la finalidad de que exista una perfecta integración con el diseño vial. Estos temas se tratan en detalle en el Volumen 2, Capítulo 2A.200 2B.301.2.6 Impacto Ambiental. El Consultor de puentes recibirá las recomendaciones de los estudios del impacto ambiental que comprenden aspectos descriptivos del entorno del proyecto; aspectos socio-económicos y de impactos potenciales. Todas estas recomendaciones deberán tomarse en cuenta en el diseño estructural, en la programación de los procesos constructivos de la obra y en su aspecto estético final. Estos temas se tratan en detalle en el Volumen 4. 2B.301.2.7 Aspectos Geométricos. En el diseño de las estructuras de puentes varios aspectos geométricos deberán quedar bien definidos:

La sección transversal, Los gálibos horizontales y verticales, Los espaldones, Las barandas, Las barreras de seguridad y Las aceras.


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2B.301.2.7 (1) Sección Transversal. El principio básico que todo Consultor deberá tener presente respecto del ancho libre del tablero de un puente es que su dimensión será igual a la del ancho de la calzada más los espaldones de la carretera de la cual forman parte. Este principio es fundamental, pues garantiza mantener las mismas condiciones de capacidad de tránsito y velocidad de diseño, así como las condiciones de seguridad, emergencia y comodidad que ofrece la carretera. En el Volumen 2, Capítulo 2A.200, Diseño Geométrico del Trazado, se muestra la clasificación de las vías y los diferentes tipos de secciones transversales. La sección transversal de los puentes, en definitiva, debe seguir los lineamientos contenidos en el Capítulo 2A.200. de la presente Norma. 2B.301.2.7 (2) Gálibo Horizontal y Vertical. Se entiende por gálibo al espacio libre necesario del que se deberá disponer para facilitar la circulación vehicular y peatonal. En puentes sobre tierra el gálibo horizontal será igual al ancho total de la calzada de la carretera inferior incluyendo las zonas de seguridad, los elementos de drenaje longitudinal y un espacio adicional a juicio del Ingeniero Vial para facilitar futuras ampliaciones. El gálibo vertical será de por lo menos 6.00 m. medido sobre la rasante de la calzada inferior, dejando cierta tolerancia para una re-pavimentación futura. Cuando se trate de pasos sobre líneas férreas, el gálibo mínimo será igual a 7.5 m. En cuanto al gálibo sobre el agua, en creciente máxima, el gálibo mínimo será de 2 m. Sin embargo, este podrá aumentarse hasta los 3 m, de pendiendo de la zona de ubicación del puente, los caudales probables del curso de agua y de los materiales de arrastre. Para establecer este gálibo se considerará también el grado de importante y la luz del puente.

En puentes sobre agua, el gálibo vertical medido desde el nivel de las aguas máximas extraordinarias (NAME) y el borde inferior de la superestructura no deberá ser menor que 2.00 m. Este gálibo deberá incrementarse en 0.50m, en zonas donde existan materiales de arrastre importantes, con el objeto de dar espacio suficiente para su paso sin que perjudique la estabilidad de la estructura. Cuando se tenga un canal navegable, el gálibo vertical deberá ser mayor que la altura de la embarcación de diseño, más cierta tolerancia, a criterio del Ingeniero. 2B.301.2.7 (3) Espaldones de Puentes. En todo puente deberá conservarse esta zona, no sólo por la seguridad de los conductores, peatones y ciclistas, la comodidad y la emergencia para el uso de los vehículos accidentados o detenidos, sino también con el objeto de evitar la disminución de la velocidad de circulación y de la capacidad de tránsito de la carretera. Los anchos de los espaldones de puentes están ya incluidos en la especificación del ancho libre del tablero y no serán reducidos.


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2B.301.2.7 (4) Barandas. El Consultor deberá considerar la instalación de barandas en ambos lados de la estructura del puente para la protección tanto del tránsito como de los peatones y ciclistas. 2B.301.2.7 (5) Barreras de seguridad. A fin de reducir la severidad del impacto en caso de colisiones de los vehículos contra la estructura del puente, se colocarán barreras de seguridad de acuerdo a lo indicado en la Figura 2B.301-03, que consistirán de perfiles de acero en forma de W, montados en postes metálicos tipo H espaciados cada 2.00 m y empotrados en el terreno. 2B.301.2.7 (6) Aceras. Las barreras de seguridad descritas anteriormente, podrán ser sustituidas por aceras en puentes urbanos y cuando las autoridades locales así lo solicitaren, las cuales serán diseñadas con las suficientes seguridades para los peatones y los vehículos. 2B.301.2.8 Cargas (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) Inicialmente la carga muerta que se asume actuará sobre un puente, se determinará en base a un diseño preliminar proveniente de la optimización de la geometría de los elementos de la superestructura y de la infraestructura. Los demás tipos de cargas que actúan sobre la estructura se regirán por las normativas de AASHTO STANDARD HB-17 (AASHTO LRFD 2010). La filosofía de estas cargas se detalla a continuación. Con respecto de la combinación de cargas y fuerzas se establece que se diseñará la estructura para que ésta sea capaz de resistir con seguridad todo el grupo de combinaciones que se aplicará a cada elemento, considerando el diseño por carga de servicio (esfuerzos admisibles) o el diseño por factores de carga (última resistencia). La distribución de la carga y diseño respectivos se sujetarán a los lineamientos planteados en esta Norma y de requerirse alguna aclaración se recurrirá a la especificación AASHTO STANDARD HB-17, Sección 3 (AASHTO LRFD-SEC. 3), para el diseño de puentes. 2B.301.2.8 (1) Carga Muerta (D) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3). Consistirá en el peso permanente de la estructura en su totalidad, incluidas las vigas, losa, barandas, diafragmas, pilas, cabezales, tuberías, luminarias y otros servicios públicos. En cuanto al uso de carpeta asfáltica sobre la superficie de los puentes, podrá colocársela sobre la losa de rodadura, pero no se exigirá su utilización. El Consultor considerará el uso de recubrimientos más generosos para la protección del refuerzo de la losa, cuando no se coloque la carpeta asfáltica. Los detalles se especifican en la Tabla 2B.301-01.


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Tabla 2B.301-01 Peso específico de algunos materiales. 2B.301.2.8 (2) Carga Viva (L) (AASHTO LRFD SECCIÓN 3). Consistirá en el peso de las cargas móviles de los camiones, autos y peatones. Las cargas vivas a considerarse sobre la calzada de los puentes se basan en las normas establecidas en la Sección 3, 3.4, 3.5, 3.6, y 3.7. ASSHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3), pero con las siguientes modificaciones. La carga HS20-44, cuando predomine el camión Estándar, será incrementada por un factor de mayoración igual a 1.375. Si predomina la carga distribuida con la concentrada adicional, este factor será igual a 1.25. Esta carga modificada se denomina CAMION-MTOP (antes HS-MOP). El factor de mayoración variable se fijará de acuerdo a la importancia, ubicación del puente y criterio del Ingeniero. La geometría y magnitud de la carga viva HS-44, base de las cargas descritas anteriormente, están contenidas en la Figura 2B.301-02. La carga HL-93, consiste en la aplicación simultánea del camión estándar HS20-44 y la carga distribuida. Se utilizará solamente para el diseño con la especificación AASHTO-LRFD. La Figura 2B.301-01 detalla la carga descrita.

Materiales KN/m3 kgf/m3

Hormigón simple 22 2200

Hormigón armado 25 2500

Hormigón de pavimento 24 2400

Acero Redondo 78.5 7850

Acero Estructural 78.5 7850

Acero Estructural en Vigas (incluido Soldadura) 80 8000

Maderas Rojas (roble, coihue) 10 1000

Maderas Moldaje (pino, álamo) 8 800

Rocas 25 2500

Material de Relleno (variable) 18-22 1800-2200

Capa Asfáltica 24 2400


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Figura 2B.301-01 Cargas AASHTO HL-93

Figura 2B.301-02 Cargas MTOP


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El diseño de los puentes se comprobará, además, con la carga militar alternativa consistente en un camión de dos ejes (Tandem) distanciados 1.20 m entre sí y de 10.8 Ton por eje. La Figura 2B.301-03, contiene estos detalles.

Figura 2B.301-03 Carga Especial (Tándem) Si un puente también soporta vehículos que transitan sobre rieles, el Ingeniero deberá especificar las características de la carga ferroviaria que transitará sobre el puente y la interacción que se anticipa entre el tránsito sobre rieles y el tráfico vial de carretera. 2B.301.2.8 (3) Cargas extra pesadas eventuales. Cuando un puente deba estar sujeto a estas cargas eventuales extra-pesadas, se hará un estudio suficientemente exacto para determinar los menores efectos que estas cargas puedan causar en la estructura, tomando en consideración la posición más apropiada de dichas cargas y la velocidad minimizada con el objeto de disminuir o anular el impacto. Si las cargas extra-pesadas causaren esfuerzos excesivos, a criterio del Ingeniero o del Consultor, se procederá al reforzamiento provisional de la estructura, de ser posible, apuntalándola o creando apoyos adicionales, esto siempre y cuando la reversibilidad de esfuerzos no perjudique a la estructura. De otra manera, se buscarán otras soluciones idóneas provisionales que impidan el desarrollo de tensiones peligrosas. Por expreso requerimiento del MTOP, el Consultor emitirá su criterio sobre la seguridad de la estructura ante la presencia de estas cargas. El MTOP proporcionará la magnitud y geometría de las cargas en forma detallada. 2B.301.2.8 (4) Pruebas de carga. En lo que respecta a las pruebas de carga de los puentes, las cargas equivalentes estáticas deberán limitarse de tal manera que los esfuerzos producidos en la estructura, provenientes de estas cargas, no sobrepasen a los esfuerzos que se originan con las cargas de diseño. Si la prueba se hace con vehículos en movimiento, deberá considerarse también el impacto. En los puentes de hormigón deberá evitarse el fisuramiento del material más allá del previsto con las cargas de diseño. En las estructuras metálicas los esfuerzos se limitarán a los del diseño.


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2B.301.2.8 (5) Impacto (I).(AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) Las cargas vivas serán incrementadas al analizar los elementos estructurales para prevenir los efectos dinámicos, vibratorios y de impacto. Se aplicará el efecto del impacto a la superestructura, incluyendo las columnas y en todos los elementos que se prolongan hasta la cimentación principal, incluyendo las partes de los pilotes que sobresalgan del nivel del terreno y que se hallen rígidamente conectados a la superestructura.

No se aplicará el factor de impacto a los estribos, muros de contención, pilotes (exceptuando los descritos en el grupo anterior), y a las cimentaciones. La siguiente ecuación muestra la fórmula para determinar el factor de impacto de acuerdo a las especificaciones contenidas en la Sección 3. Numeral 3.8. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3).

(Ec. 2B.301-01)

(Ec. 2B.301-02)

Longitudes de segmento de la luz libre que está sometido a la carga viva que produce los esfuerzos máximos en el elemento (m). 2B.301.2.8 (6) Fuerza Centrífuga (CF).(AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) Las estructuras sobre curvas se diseñarán considerándolas sometidas a una fuerza horizontal radial igual a un porcentaje de la carga viva, sin impacto en todos los carriles de tránsito, de acuerdo con la siguiente ecuación:

(Ec. 2B.301-03) La fuerza centrífuga en % de la carga viva sin impacto La velocidad de proyecto en Km/h El radio de la curva en metros La fuerza centrífuga estará localizada a 1.80 m. sobre la superficie de rodadura. 2B.301.2.8 (7) Aplicación de la Carga Viva (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) Sobre los carriles de circulación se ubicarán las cargas vivas que se ilustran en la Figura 2B.301-02, de tal forma que se produzcan los mayores esfuerzos para el diseño. Se aclara además que no se permitirá el uso de algún factor de reducción de intensidad de carga.


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2B.301.2.8 (8) Reacción Negativa Se deberá prevenir que la superestructura quede apropiadamente anclada a la infraestructura para los casos en que se presenten reacciones negativas (levantamiento). En ciertos casos se requerirá de contrapesos para evitar que algún elemento estructural trabaje a tracción, especialmente cuando los pilotes estén sujetos a este tipo de solicitación, ya que estos elementos solicitados a tracción, para mayor seguridad, deben disponer de una cabeza o bulbo inferior que no siempre es posible construirlo. 2B.301.2.8 (9) Fuerza Longitudinal por Frenado (LF) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) El Consultor deberá considerar el efecto de una carga longitudinal equivalente al 5% de la carga viva distribuida suponiendo que están cargados todos los carriles destinados al tráfico que se desplaza en un mismo sentido. Esta fuerza estará localizada a 1.80 m. sobre la superficie de rodadura. 2B.301.2.8 (10) Acortamiento por Compresión (R), Retracción del Hormigón (S), y Esfuerzos por Variación de Temperatura (T) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) Los cambios de temperatura y los acortamientos elásticos (por compresión) y de retracción del hormigón se traducen en variaciones de las dimensiones de los elementos que podrán originar esfuerzos de considerable magnitud cuando los apoyos están restringidos en su movimiento.

Para evitar la acción de estos esfuerzos se sugiere la colocación de apoyos móviles. Cuando por la forma de la estructura no es posible proveer de esta condición, es necesario tomar en cuenta estas acciones en el diseño. El Consultor deberá considerar los esfuerzos y movimientos resultantes de los cambios de temperatura. Se determinará el valor de la variación de temperatura en el sitio de construcción del puente. 2B.301.2.8 (11) Corrientes de Agua y Cuerpos Flotantes (SF) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) Las pilas y demás elementos que estén sujetos al empuje de la corriente de agua y de materiales de arrastre deberán diseñarse para resistir los máximos esfuerzos debido a este efecto. 2B.301.2.8 (12) Empuje de Tierras (E) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) Las estructuras destinadas a contener los rellenos de tierra, se diseñarán para resistir las presiones obtenidas por medio de la Teoría de Coulomb. No obstante, se estipula que ninguna estructura sometida a un empuje de tierra se diseñará para una presión menor que la equivalente a la de un fluido con un peso de 500 kg/m3.


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Cuando los vehículos que transitan por el camino puedan llegar a quedar dentro de una distancia horizontal igual a la mitad de la altura de la estructura, medida desde la parte superior, la presión se incrementará con una presión debida a la sobrecarga viva equivalente a un relleno de tierra de no menos de 0.60 m. Esta sobrecarga viva no será necesaria si se proyecta colocar una losa de acceso de hormigón armado, debidamente diseñada, que se ubicará apoyada en los extremos del puente. Todos los diseños deberán incluir el drenaje adecuado y suficiente en los rellenos, a la manera de agujeros de filtración, filtros de piedra triturada o grava, tubos para drenar, drenes de grava o drenes perforados. 2B.301.2.8 (13) Fuerzas sísmicas (EQ) (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) Las estructuras deberán diseñarse para resistir los movimientos sísmicos tomando en consideración la relación entre el sitio y las zonas sísmicas de las fallas activas, la respuesta sísmica del suelo en el sitio y las características de la respuesta dinámica de toda la estructura, de acuerdo a los criterios contenidos en la División I-A. Diseño Sísmico. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD). 2B.301.2.8 (14) Combinación de Cargas (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3) Cada componente de la estructura o cimentación sobre la cual se apoye, se diseñará para resistir con seguridad todos los grupos de combinaciones de esas fuerzas que puedan aplicarse a dicho elemento en particular. Los grupos de combinaciones de cargas, considerando el diseño por cargas de servicio (esfuerzos permisibles) y el diseño por factores de carga (resistencia última) serán obtenidos a través de la fórmula 3-10 y de acuerdo a la Tabla 3.22.1A de la Sección 3.22, AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3). En el diseño de las estructuras de grandes luces por el método de resistencia última, los factores especificados para este método representan condiciones generales y podrían ser modificados si a juicio del Consultor y el Ingeniero, el caso lo ameritare. 2B.301.2.8 (15) Distribución de cargas (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3)

a) Posición de la carga para el cálculo del esfuerzo cortante. Al evaluar el esfuerzo cortante y las reacciones de apoyo, se considerará que no hay distribución longitudinal de la carga de rueda o la carga de eje adyacente al apoyo donde se desea calcular el esfuerzo. La distribución lateral por la carga de rueda en los extremos de las vigas será asumiendo que la losa actúa como una viga simplemente apoyada.

b) Momento Flector en Vigas. Al calcular los momentos flectores de las vigas, se

considerará igualmente que no hay distribución longitudinal de las cargas por rueda; y que, la distribución lateral para cada viga interior, se determinará aplicando la Tabla 3.23.1, AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 4). En ningún caso la capacidad de carga de una viga exterior será menor que la de una interior; y además, la


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capacidad de carga de diseño de todas las vigas en conjunto de un tablero deberá ser por los menos igual que la requerida para soportar el total de las cargas en ese claro.

c) Tablero con vigas de hormigón prefabricado. La interacción entre las vigas

prefabricadas de un tablero se desarrollará por medio de conectores de corte ubicados a lo largo de las vigas en conjunto con el diafragma horizontal (losa); y además en combinación con dispositivos transversales de amarre. Diafragmas verticales de amarre son necesarios en los extremos de las vigas para asegurar la interacción y distribución de cargas de todos los elementos estructurales que conforman el tablero de la superestructura. Para el cálculo del momento flector no se considerará la distribución longitudinal de la carga por rueda; y la distribución lateral se determinará según lo especificado en la Sección 3. Numeral 3.23.4. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5).

2B.301.2.8 (16) Distribución de cargas y Diseño de losa de rodadura (AASHTO LRFD-SECCIÓN -3-5)

a) Longitud del Tramo. Para puentes de un solo tramo, la longitud de diseño será la distancia entre los ejes de apoyo, pero sin que exceda la suma del claro libre más el espesor del diafragma horizontal (losa). Para calcular la distribución de las cargas y los momentos flectores en losas continuas con dos o más apoyos, se utilizará el claro libre como la longitud efectiva en losas monolíticas con vigas o muros (sin acartelamiento); y en losas apoyadas sobre vigas de acero, se utilizará la distancia entre los bordes de las alas más la mitad del ancho del ala de la viga.

b) Distancia de la Baranda a la Carga de Rueda. Para el diseño de las losas se deberá considerar que la línea del centro de la carga máxima de rueda se ubica a 0.30 m de la baranda.

c) Momento Flector. El momento flector se calculará para los dos sentidos: el refuerzo principal requerido perpendicular al tránsito y el refuerzo principal requerido paralelo al tránsito, de acuerdo a los métodos especificados en la Sección 3.24.3. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). Podrán optarse métodos más exactos.

d) Losas en voladizo. Cuando existan volados laterales, la sección en voladizo se diseñará de acuerdo a lo especificado en la Sección 3. Numeral 3.24.5. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5).

e) Vigas Longitudinales de Borde. Se diseñarán vigas de borde en todas las losas que tengan el refuerzo principal paralelo al tránsito, conformadas por una sección de la misma losa adicionalmente armada, por una viga de mayor altura que la losa o por una sección armada y constituida por una parte de la losa y la acera o bordillo. La viga de borde deberá resistir el siguiente momento flector por carga de tránsito: 0.10*P*S; donde P es la carga de la rueda trasera del camión de diseño y S, la longitud del tramo. En losas continuas estos valores podrán reducirse en un 20%, a no ser que reducciones mayores provengan de un análisis más exacto.

f) Bordes Transversales Sin Apoyo. Las consideraciones de diseño asumidas en estas secciones no toman en cuenta el efecto de las cargas en la proximidad de los bordes sin


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apoyo. Por lo tanto, en los extremos y en los puntos internos del puente donde se interrumpa la continuidad de la losa, se colocarán diafragmas o vigas verticales. Estos elementos serán diseñados para resistir el momento y el esfuerzo cortante total producido por las cargas de rueda que puedan actuar sobre ellos.

g) Distribución del Acero de Refuerzo. Para lograr una adecuada distribución lateral de las cargas vivas concentradas, el acero de refuerzo deberá colocarse transversalmente a la dirección del refuerzo principal en la parte inferior de la losa.

La cantidad de acero de refuerzo de distribución será un porcentaje del acero de refuerzo principal, de acuerdo a la Sección 3. Numeral 3.24.10. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5).


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2B.301.3 DISPOSICIONES Y RECOMENDACIONES DE DISEÑO

Figura 2B.301-04 Elementos de un Puente


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2B.301.3.1 Cargas (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) En la Sección 4. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) se entregan las disposiciones y criterios de diseño para las fundaciones de puentes y obras afines. Estas disposiciones deberán ser respetadas en su totalidad en los diseños desarrollados en Ecuador, considerando las modificaciones o complementos que se incluyen en los tópicos siguientes. En el Volumen 2, Sección 2B.101 se entregan los requisitos generales del Reconocimiento Geotécnico para desarrollar los estudios de las fundaciones de los puentes y obras anexas. En todo lo que no se contradiga con esas disposiciones, regirá lo establecido en la Sección 4, Numeral 3. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). Los modelos de análisis planteados para Fundaciones, podrán ser reemplazados por otros publicados en la literatura técnica, siempre y cuando tengan un respaldo teórico válido y cuenten con la aprobación del MTOP. Se distinguen las fundaciones directas, también llamadas superficiales, y las fundaciones profundas. Conforme se señala en la Sección 4, Numeral 2.1. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) la selección del tipo de fundación se basará en la evaluación de la magnitud y dirección de las cargas, la profundidad de los suelos con capacidad de soporte adecuada, las evidencias de crecidas previas, profundidades de socavación esperadas, potencialidades de licuación, profundidades que alcanzan las heladas y facilidades y costos de la construcción. En el caso de puentes sobre cursos de agua, uno de los parámetros más relevantes para definir el tipo de fundación será la profundidad esperada de la socavación total. Las fundaciones directas son aplicables a situaciones en las que el suelo competente, o el nivel de socavación esperada se encuentra, por lo general, a una profundidad bajo la superficie del terreno no mayor a 1 a 2 veces el lado menor de la fundación y donde no existan condiciones difíciles para agotar la napa. Cuando el suelo competente o el nivel de socavación esperada se encuentre profundo, de tal forma que dificulte las faenas de excavación, ya sea por problemas de agotamiento o de estabilidad de las paredes de dicha excavación, se recurrirá a fundaciones profundas tales como pilotes o pilas de fundación. El suelo competente bajo el replantillo de fundación para una fundación directa corresponderá a aquel que presenta, en un espesor no inferior a dos veces el lado menor de la fundación, una rigidez y resistencia al corte adecuada al nivel de solicitaciones trasmitidas por las fundaciones, de modo de garantizar la capacidad de soporte y de mantener los asentamientos y giros de fundación bajo los niveles admisibles exigidos por el proyecto estructural.


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2B.301.3.1 (1) Fundaciones Directas a) Zapatas.

Profundidad mínima de fundación. La profundidad mínima de fundación se regirá a lo

dispuesto en la Sección 4, Numeral 4.3.2. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5).

Rigidez de la fundación. La fundación directa se considerará rígida si se verifica la siguiente condición:

√

(Ec. 2B.301-04) Dónde: Momento de inercia por unidad de longitud de la fundación (m3)

Altura o espesor de la fundación en (m); Módulo de deformación del material constitutivo de la fundación en (tonf / m2);

Constante de balasto por asentamiento entre la fundación y el suelo en (tonf / m3); Longitud de cálculo expresada en (m)

Si no se cumple la condición establecida por la ecuación 2B.301-04, la fundación deberá ser analizada como una viga o una losa apoyada sobre un medio elástico representado por una constante de balasto . La constante de balasto , será determinada por el especialista geotécnico.

Restitución del suelo. La restitución del suelo se ceñirá a lo indicado en el Volumen 3, Capítulo 3.300, Sección 3.307.1 y 3.307.2, salvo casos especiales cuyo tratamiento deberá estar incluido en los planos del proyecto.

El caso especial de cortes practicados para materializar fundaciones en laderas podría requerir restituir la superficie original del terreno, o bien reforzar dichos cortes con anclajes para evitar comprometer la estabilidad de la ladera misma o de otras fundaciones emplazadas en ella. El análisis de este u otros casos especiales deberá contar con la participación de un especialista geotécnico.

2B.301.3.1 (2) Desplazamientos a) Desplazamientos Horizontales por Resistencia Pasiva. Si se introduce la resistencia pasiva

movilizada, Epm, en la verificación al deslizamiento o volcamiento de una fundación, se la evaluará como:

(Ec. 2B.301-05)


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Dónde: Factor que depende de las características del suelo y que varía con el desplazamiento de la fundación; y Resistencia última o resistencia pasiva propiamente tal que actúa en la altura, h, que se desarrolla a partir de la profundidad de socavación o el inicio del suelo competente, eligiéndose la altura menor.

Se establecen los valores de Fr para suelos arenosos y se define la altura, h, sobre la cual actúa la resistencia pasiva. Para otros tipos de suelos tales como suelos cementados, arcillas duras, etc, se podrán utilizar los factores Fr para suelos arenosos densos (Densidad Relativa DR ≥ 70%). No se deberá considerar resistencia pasiva si la fundación se encuentra embebida en suelos granulares sueltos o de compacidad media (Densidad Relativa DR < 70%), y en suelos finos con resistencia a la compresión no confinada inferior a 1.0 kgf/cm2, determinada para el contenido de humedad más desfavorable que pueda alcanzar el suelo durante la vida útil de la fundación. En el caso de rellenos granulares compactados se podrá considerar resistencia pasiva en tanto que, en su confección, se utilicen materiales con características y grados de compacidad controlados. Para tal efecto, la longitud del relleno compactado en dirección normal a la cara de la fundación sobre la cual actúa la resistencia pasiva, deberá ser igual o superior a 2,5.h. Las condiciones que deberá cumplir el relleno compactado deberán estar explícitas en los planos. Para simplificar los análisis en los que se incorpore la resistencia pasiva, se considerará Fr = 0.50, es decir que la resistencia pasiva movilizada es igual a la mitad de la resistencia pasiva Ep. La adopción de Fr = 0.50 se introduce para tener en cuenta que los desplazamientos horizontales de una fundación bien diseñada, son muy inferiores a los requeridos para desarrollar la resistencia pasiva. El empleo de Fr > 0.50 deberá respaldarse calculando el desplazamiento del muro, P.

b) Desplazamientos por Solicitaciones Sísmicas. Corresponden a desplazamientos elásticos generados por las cargas cíclicas (sísmicas) a los que se adicionan las deformaciones no recuperables que se acumulan ciclo a ciclo. La determinación de estos desplazamientos considera que las tensiones de contacto normales al replantillo de fundación no superan los valores admisibles y que no hay deslizamiento entre la fundación y el suelo. Para estimar los desplazamientos se utilizarán las constantes de balasto para solicitaciones estáticas las que se multiplicarán por los factores de rigidez sísmica establecidos en la Tabla 2B.301-02.

2B.301.3.1 (3) Capa de resistencia del suelo La capacidad de resistencia del suelo se verificará en general de acuerdo a lo establecido en la Sección 4. Numeral 4.4.7.1. AASHTO Standard HB-17 (Volumen 2,Capítulo 2B-100 de esta Norma).


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En el caso particular de cargas excéntricas se procederá de acuerdo a lo indicado en el Numeral 4.4.7.1.1.1. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). En el caso particular de cargas excéntricas se procederá de acuerdo a lo indicado en el Numeral 4.4.7.1.1.1. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5).

Tabla 2B.301-02 Factor de Rigidez para Fundaciones Superficiales

Cuando se presenten cargas inclinadas se procederá de acuerdo al Numeral 4.4.7.1.1.3. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). En el caso particular de zapatas con base inclinada se tomará en cuenta lo dispuesto en el Numeral 4.4.7.1.1.8. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). Los asentamientos de las fundaciones se determinarán de acuerdo a lo establecido en el Numeral 4.4.7.2. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). La estabilidad dinámica se determinará según lo dispuesto en el Numeral 4.4.7.3. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). a) Área de Compresión. La tensión de compresión en el replantillo de la fundación quedará limitada a la tensión admisible del suelo, la cual no podrá ser superada. Sin embargo, aún cuando se cumpla la condición anterior, el giro de fundación para solicitaciones estáticas y, especialmente, el giro por deformaciones no recuperables generadas por la aplicación de cargas cíclicas (sismo), aumenta exponencialmente con la disminución del área en compresión. En consecuencia, para limitar el giro de fundación, el porcentaje de área en compresión con respecto al área total de la fundación deberá cumplir con los valores mínimos siguientes:

Roca sana 50% Roca meteorizada y gravas arenosas densas 60%

(*)

Valor inferior si la constante de balasto para solicitación estática se determina con la deformación no drenada del suelo. Valor superior si la constante de balasto se determina con la deformación del suelo que incluye la deformación no drenada más la deformación del suelo que incluye la deformación no drenada más la deformación por consolidación.


500

Arenas densas y suelos finos con resistencia a la compresión no confinada ≥ 1,5 kgf/cm para la condición más desfavorable de humedad. 70%

Gravas y arenas de compacidad media y suelos finos con resistencia a la compresión no confinada inferior a 1,5 kgf/cm2 para la condición más desfavorable de humedad 80%

b) Resistencia al Deslizamiento La resistencia última al deslizamiento de una fundación hormigonada directamente en el suelo se evaluará como: Condición drenada

(Ec. 2B.301-06)

Condición no drenada

(Ec. 2B.301-07) Dónde: Resistencia última al deslizamiento en (tonf); Resultante normal al replantillo de fundación expresada en (tonf) y determinada con el peso unitario boyante para los materiales que se encuentran bajo napa; Ángulo de fricción interna del suelo en contacto con el replantillo de fundación en (º); Cohesión del suelo en contacto con el replantillo de fundación en (tonf/m2); Resistencia no drenada del suelo en contacto con el replantillo de fundación (aplicable a suelos finos) en (tonf/m2); Ωc = Área en compresión en (m2); Resistencia pasiva movilizada, expresada en (tonf). En la Ecuación 2B.301-06 no se considerará el efecto de la cohesión, salvo que el suelo presente cementación. Si el suelo natural en contacto con el replantillo de fundación es un granular compacto o, en su defecto, si se utiliza un mejoramiento del suelo de fundación hasta alcanzar un suelo granular compacto, se utilizará = 38°. Si el suelo natural de fundación es un suelo fino con consistencia media o superior, se adoptará = 30°.


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La incorporación de cohesión o valores de φb mayores a los propuestos deberá ser avalado por un estudio geotécnico. El factor de seguridad estático al deslizamiento FSED deberá ser igual o superior a 1,5, mientras que el factor de seguridad sísmico al deslizamiento FSSD deberá ser igual o superior a 1,3. c) Fundaciones en laderas Para las fundaciones en ladera se procederá de acuerdo a lo establecido en la Sección 4. Numeral 4.4.7.1.1.4. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). El factor de seguridad para solicitaciones estáticas deberá ser FSE ≥ 1,50 y para solicitaciones sísmicas FSS ≥ 1,10. Si no se verifican estas condiciones la fundación deberá reemplazarse por detrás de la superficie potencial de deslizamiento, de modo de duplicar, a nivel de replantillo, la distancia existente entre el talud y la superficie potencial de deslizamiento. En caso de apoyo sobre el talud o cercano a éste, se necesitará la aprobación del Ingeniero, pero deberán cumplirse las siguientes condiciones:

El material y la compactación empleados en la construcción del terraplén, serán debidamente controlados.

Los asentamientos diferenciales que se originen en la fundación apoyada en el terraplén, estarán dentro de los límites admisibles establecidos por el proyecto.

Se verificará la estabilidad estática y sísmica de la fundación de modo que satisfaga los factores de seguridad FSE ≥ 1,50 y FSS ≥ 1,10. Dicha verificación deberá considerar el eventual deterioro de la resistencia del suelo del terraplén y del suelo de fundación al estar sometidos a cargas sísmicas.

Se construirán obras de protección contra la erosión del talud vecino a la fundación. d) Asentamientos Respecto de los asentamientos iniciales, se entiende que cuando el esfuerzo de descarga en un cimiento, el suelo está muy por debajo de su capacidad última, por lo que los asentamientos iniciales corresponden a los elásticos. Cuando se utilizan factores de seguridad bajos, el asentamiento inicial podría superar al elástico debido a flujos plásticos localizados (D’Appolonia, 1971). El cálculo de los asentamientos elásticos se lo hará en base a ecuaciones de la teoría elástica (Gifford, 1987) en el manual para diseño de cimientos para puentes en cuya ecuación se incluye un factor de forma y flexibilidad y rigidez del cimiento. Sección 4. Numeral 4.7.2.2-1. AASHTO HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 10). En condiciones de suelo homogéneo, se utilizará el módulo elástico (Es) obtenido a una profundidad de 1/2 a 1/3 de B por debajo del cimiento. Para suelos estratificados, deberá


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utilizarse el promedio pesado de Es. El cálculo de asentamientos se realizará hasta la profundidad en la cual, el incremento de esfuerzos debido al cimiento o grupo de cimientos sea de por lo menos un 10% del esfuerzo neto en la base del cimiento. En suelos cohesivos, se determinará la existencia o no del flujo plástico localizado para el cálculo de los asentamientos iniciales utilizando el método de D’Appolonia (1971), o similar. Respecto de los asentamientos por consolidación, para cimientos en suelos cohesivos saturados o casi saturados, podrán estimarse determinando inicialmente la historia de esfuerzos del sitio; esto es, el esfuerzo efectivo actual (σ’c) y el máximo esfuerzo de preconsolidación al cual haya sido sometido el suelo (σ’p) en base a ensayos de laboratorio, o a relaciones empíricas con pruebas índice o de resistencia. El período de diseño definido para el cálculo de asentamientos para los puentes del país será de 50 años. Los movimientos tolerables tanto verticales como horizontales dependerán del tipo de estructura, de su función y las consecuencias de estos movimientos en la generación de daños a la estructura y a su funcionalidad. Los movimientos horizontales tolerables dependerán de su efecto combinado con los movimientos verticales esperados (Cu). Cuando es posible la combinación de movimientos verticales y horizontales, los horizontales no deberán superar los 2.5 cm. Si los movimientos verticales esperados son pequeños, los horizontales no deberán exceder los 3.8 cm (Moulton, 1985). Si los movimientos estimados o medidos superan estos niveles, es necesario considerar un análisis especial a la estructura o alguna medida para limitar estos movimientos. 2B.301.3.2 Fundaciones Profundas 2B.301.3.2 (1) Pilotes Hincados La cimentación sobre pilotes podrá ser considerará cuando no se podrá cimentar dentro de una profundidad razonable sobre roca, suelo granular o suelo cohesivo firme. También deberá ser considerada en sitios en que se espera una importante socavación y además, cuando los asentamientos esperados para cimientos superficiales son inaceptables. Los pilotes pueden ser de acero estructural (perfiles o tubos); de hormigón prefabricado o presforzado; de madera; o una combinación de materiales. La penetración del pilote dependerá de la capacidad requerida a cargas verticales y/o laterales. En general, la penetración para cualquier pilote en suelo cohesivo firme o granular denso, no será menor a 3 m, ni menor a 6 m en suelos cohesivos blandos o granulares sueltos. Cuando la profundidad a un suelo granular denso o roca es menor a 3.0 m, el Consultor podrá considerar el uso de una cimentación superficial.


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Los pilotes no deberán penetrar estratos superficiales suaves o sueltos sobreyacentes a un estrato firme o denso a menos que éstos penetren en el material firme lo suficiente para fijar la punta contra los movimientos laterales. Se especificará en los planos constructivos la longitud estimada de los pilotes para la infraestructura, la que se calculará evaluando cuidadosamente la información disponible del subsuelo. En los planos constructivos también deberá constar la profundidad estimada y la profundidad mínima de la punta para cada infraestructura. La profundidad estimada será aquella en la cual se obtenga la capacidad última del pilote, la profundidad mínima será aquella requerida para soportar las cargas laterales del pilote (incluyendo socavación), y la necesaria para atravesar estratos superficiales inadecuados. Los pilotes hincados a través de terraplenes rellenados deberán penetrar un mínimo de 3 m en el suelo original, a menos que se alcance el rechazo en un manto rocoso o estrato de suelo muy resistente más superficial. El relleno utilizado para la construcción del terraplén será de un material seleccionado que no obstruya la penetración del pilote hasta la profundidad requerida. 2B.301.3.2 (2) Pilotes Testigos Deberá considerarse en los casos de puentes importantes o de sitios en los que existen dudas sobre las características del subsuelo. Con estos pilotes se podrán determinar las características de instalación, evaluar la variación de su capacidad con la profundidad y definir la longitud necesaria de los pilotes a construir de una mejor manera. Los pilotes testigos podrán ser probados por carga estática, dinámica, en base a estudios de hincabilidad o una combinación entre estos métodos. 2B.301.3.2 (3) Tipos de pilotes Los pilotes serán clasificados como pilotes de fricción, pilotes de punta o una combinación de ambos, de acuerdo a la manera en que se desarrolla la transferencia de carga. Un pilote se considera trabajando a fricción si la mayor porción de la capacidad de soporte se deriva de la resistencia que ofrece el suelo a lo largo de toda la superficie perimetral del pilote o fuste. Un pilote se considera trabajando a punta si la mayor porción de la capacidad de soporte se deriva de la resistencia que ofrece el terreno de cimentación sobre la punta del pilote. Bajo ciertas condiciones y para pilotes de ciertos materiales, la capacidad de soporte del pilote podrá estimarse como la suma de la resistencia sobre el fuste del pilote más la resistencia desarrollada en la punta del mismo, aunque estas resistencias no necesarias ni simultáneamente corresponden a los valores máximos obtenidos de manera independiente.


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En los casos en que la resistencia lateral del suelo alrededor del pilote sea insuficiente para contener las fuerzas horizontales transmitidas a la cimentación o cuando se requiera incrementar la rigidez del sistema estructural, se podrá considerar el uso de pilotes inclinados. Deberá evitarse cuando se espere fricción negativa. Las propiedades que definen la resistencia y las características de compresibilidad del terreno de cimentación serán determinadas por los estudios geotécnicos previos. a) Selección de la Capacidad de Diseño. La capacidad de diseño del pilote es la máxima carga que el pilote podrá soportar con movimientos verticales y horizontales tolerables. Para su determinación, se considerará tanto la capacidad portante del material (suelo y/o roca) de cimentación como la capacidad estructural del pilote. La capacidad axial última (qult) de los pilotes será determinada, a menos que los estudios geotécnicos indiquen lo contrario, por los métodos tradicionales de análisis estático para estimar las capacidades por fuste (qs) y punta (qp) basados en la interacción de suelo/estructura. La capacidad así estimada se verificará con pruebas de carga a los pilotes, análisis de la ecuación de onda, uso del analizador dinámico del pilote, o el uso de fórmulas dinámicas.


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Figura 2B.301-05 Pórtico equivalente para Análisis de un grupo de Pilotes


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Para determinar la capacidad axial de diseño se harán las siguientes consideraciones: La diferencia entre la capacidad de soporte de un solo pilote y la de un grupo de pilotes.

Se podrá asumir que el efecto de grupo no existe para separaciones entre centro de pilotes, superiores a ocho (8) veces su ancho;

La capacidad de un estrato subyacente para soportar la acción del grupo de pilotes; El efecto del hincado del pilote sobre las estructuras y taludes cercanos; Los efectos de la fricción negativa o cargas que empujan hacia abajo por efecto de la

consolidación y el efecto de levantamiento debido a los suelos expansivos; La influencia de las técnicas constructivas tales como pre-barrenado y/o utilización de

chorro de agua en la reducción de la capacidad del suelo; y La influencia de las fluctuaciones del nivel freático.

La capacidad axial última (qult) en suelos cohesivos se calculará, dependiendo de las condiciones de carga, por varios métodos. Para condiciones de carga no drenada, deberá utilizarse un método basado en esfuerzos totales, como el de Tomlinson, (1957), Poulus (1975) o similar. Para condiciones de carga drenada (suelos cohesivos muy duros) deberá utilizarse un método basado en esfuerzos efectivos, como el de Meyerhof, (1976), Vesic (1975), o similar. La capacidad axial última también podrá calcularse utilizando métodos basados en pruebas in situ, como el de Schmertmann (1978) para la penetración del cono, o el de Baguelin, (1978) para la prueba del presiómetro, entre otros. La capacidad axial última (qult) en suelos granulares se calculará para condiciones de carga drenada, esto es, utilizando un método basado en esfuerzos efectivos. Entre estos existen métodos teóricos como los de Caquot-Kerisel (1956), Brinch-Hansen (1961), Beresantsev (1961), o similar; métodos semi--empíricos como los de Nordland (1963), Meyerhof (1976), Vesic (1975) o similares; y métodos puramente empíricos, como la variante presentada por Meyerhof (1976). Al igual que para suelos cohesivos, existen métodos basados en pruebas in situ como el cono de Schmertmann (1978); o el presiómetro de Baguelin (1978). Para pilotes hincados cuya punta se apoyará en roca competente (calidad I-II), la capacidad estructural del pilote será la que generalmente gobierna en el diseño. Si la punta del pilote llega a una roca débil (calidad IV-V) especialmente en lutitas, arcillolitas, limolitas meteorizadas, se recomienda realizar una prueba de carga estática en un pilote testigo.El relajamiento del pilote deberá considerarse en ciertos tipos de roca cuando se efectúen las pruebas de carga. Para rocas de muy mala calidad, la capacidad se determinará para la masa de suelo equivalente.


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Figura 2B.301-06 Modelación de un grupo de Pilotes para resolución mediante

computador. La selección del factor de seguridad a utilizar en la capacidad axial última, dependerá del nivel de estudios previos y del grado de control durante la construcción según se indica la siguiente Tabla 2B.301-03.


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Tabla 2B.301-03 Factores de Seguridad recomendados.

Factor de Seguridad 3.5 2.75 2.25 2.0(2) 1.9

Exploración del Subsuelo X(1) X X X X Estimación estática de capacidad axial

X X X X X

Formula dinámica X Análisis de ecuación de onda

X X X X

Mediciones dinámicas y análisis

X X

Prueba de carga estática X X (1) Control especificado en los planos de construcción. (2) Para cualquier grado de control durante la construcción que incluya una prueba de carga

estática, se podrá utilizar un factor de seguridad igual a 2.0. Los factores de seguridad recomendados de la Tabla 2B.301-03, se basan en un control permanente durante la instalación de los pilotes. La capacidad de los pilotes se especificará en los planos de construcción para un cambio en el factor de seguridad, si el control durante la construcción se altera. Los asentamientos de pilotes aislados y de un grupo de pilotes por cargas axiales de trabajo deberán estimarse utilizando el método elástico, el de transferencia de cargas y/o técnicas de elementos finitos como los métodos de Vesic (1977); Poulus & Davis (1980). Para pilotes aislados podrán también utilizarse métodos empíricos como el de Vesic (1975). Los asentamientos estimados no excederán los límites tolerables de la estructura.

La capacidad de un grupo de pilotes deberá determinarse como el producto del número de pilotes en el grupo por la capacidad del pilote aislado y por la eficiencia del grupo. En general, un valor de eficiencia de grupo de 1.0 podrá ser usado, excepto para pilotes de fricción en suelos cohesivos, para los cuales un factor de 0.7 deberá utilizarse para pilotes espaciados, entre centros, menos de 3 veces su ancho. Espaciamientos entre centros de pilotes inferiores a 2.5 veces su ancho, no son recomendados. El diseño de pilotes cargados lateralmente está generalmente controlado por los movimientos laterales tolerables y deberá considerar la interacción suelo/roca/estructura (Reese, 1984). Métodos de análisis para evaluar la capacidad de deflexión de pilotes cargados lateralmente como el de Broms (1964) y Single (1971) podrán utilizarse para diseño preliminar con el fin de obtener la sección apropiada del pilote.


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La capacidad de carga hacia arriba de un pilote aislado, no excederá un tercio de la capacidad por fuste determinada por métodos de análisis estático. Alternativamente, la capacidad de un pilote que trabaje con cargas hacia arriba podrá determinarse por la prueba de carga ASTM D – 3689, en cuyo caso la carga hacia arriba no deberá superar el 50% de la capacidad obtenida en la prueba de carga. Para un grupo de pilotes, la capacidad de carga hacia arriba será la menor de los siguientes valores: (a) la capacidad del pilote aislado multiplicado por el número de pilotes del grupo, (b) dos tercios del peso efectivo del grupo de pilotes y del suelo comprendido en el grupo hasta la punta de los pilotes, y (c) la mitad del peso efectivo del grupo de pilotes y del suelo comprendido en el grupo hasta la punta de los pilotes más la mitad del fuste del bloque que contiene al grupo de pilotes. Se considerarán las fuerzas externas que actúan sobre un pilote debido a movimientos verticales del terreno. Para propósitos de diseño se considerará el máximo movimiento vertical esperado. La fuerza externa hacia abajo que actúa sobre un pilote, debido al asentamiento del suelo compresible a su alrededor conocido como fricción negativa o fuste negativo, podrá ser evaluada mediante un método de transferencia de carga que determina el “punto neutral” o el punto de cero desplazamiento relativo y la distribución de la carga a lo largo del fuste como los indicados por Fillenius (1984), Reese & O’Neill (1988). Debido a la variación de los asentamientos con el tiempo, el análisis deberá considerar el efecto del tiempo en la transferencia de carga entre el suelo y el fuste del pilote para determinar la máxima carga axial que se produzca en cualquier tiempo sobre el pilote y utilizarla en el diseño. Si las cargas esperadas por fricción negativa podrán producir asentamientos intolerables, podría reducirse su magnitud, colocando una sustancia viscosa (bitumen o similar) en el fuste de los pilotes, antes de su instalación. Los pilotes hincados en suelos expansivos podrán estar sometidos a una fuerza externa hacia arriba por el hinchamiento del suelo en la zona de cambio de humedad. Los pilotes deberán instalarse dentro del suelo subyacente con humedad estable a la suficiente profundidad de tal forma que la capacidad por fuste en esta zona contrarreste la fuerza hacia arriba por el hinchamiento del suelo superficial expansivo. Adicionalmente, deberá dejarse entre el suelo expansivo y la superficie inferior de los elementos estructurales de la cimentación (plintos, zapatas, riostras, etc), para evitar el empuje hacia arriba. También podría reducirse el efecto, hidratando el suelo expansivo antes de la instalación de los pilotes y/o colocando un relleno granular grueso sobre el geotextil, por debajo de los elementos estructurales de la cimentación (plintos, zapatas, riostras, etc). El diseño dinámico y sísmico será similar al de cimientos superficiales, es decir, utilizando las recomendaciones de Lam & Martin(1986). En pilotes instalados en suelos ácidos con bajo pH y en ambientes marinos, deberá realizarse un estudio de resistividad eléctrica en el campo, o muestreos aleatorios con ensayos de resistividad y determinación del pH, tanto en el suelo como en el agua del terreno para determinar el potencial de corrosión.


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Se deberá utilizar un recubrimiento de hormigón u otra protección contra corrosión como protección catódica, o incremento de sección en pilotes de acero estructural o recubrimiento de acero en ambientes corrosivos, no debiendo tampoco exponerse ni pilotes, en recubrimientos de acero en aguas saladas, salobres y solo tomando ciertas precauciones, en agua dulce cuando estos elementos de acero queden expuestos a la acción abrasiva de los sedimentos del lecho, su sección deberá incrementarse o proveerlos de una protección efectiva a este respecto. Los pilotes de hormigón se deteriorarán debido a la presencia de sulfatos en el suelo, agua del terreno o agua de mar; clorhídricos en suelos y desechos químicos, agua del terreno ácida y materia orgánica ácida. Muestreo aleatorio en el sitio y ensayos de laboratorio, será suficiente para el estudio de sulfatos y pH. Cuando se sospeche la presencia de desechos químicos, se deberá realizar un análisis químico completo. Para proteger los pilotes de hormigón deberá considerarse lo siguiente:

La inclusión de hormigón denso e impermeable, Utilizar cemento portland resistente al sulfato; Exigir requerimiento mínimo del acero de refuerzo, Utilizar epóxicos, resinas u otros productos de protección superficial.

Para pilotes de madera, deberá considerarse su deterioro por los procesos de humedecimiento y secado, especialmente en zonas de variación de mareas; y el efecto de insectos o de animales marinos “perforadores”. Estos pilotes se podrán proteger por métodos como el tratamiento de presión con creosote u otro tipo de preservante. La hincabilidad de los pilotes podrá ser evaluada utilizando un programa de análisis de ecuación de onda como WEAP o similar. El análisis se utilizará para seleccionar el equipo que permita la instalación del pilote a la profundidad requerida desarrollando la capacidad última necesaria a esfuerzos admisibles con la sección de diseño y además en un tiempo de instalación prudencial. b) Selección de la Capacidad de Diseño.

Los esfuerzos permisibles máximos de instalación no deberán exceder los siguientes límites:

Pilotes de acero 0.9 Fy (compresión) 0.9 Fy (tensión)

Pilotes de hormigón 0.85 f’c (compresión) prefabricado 0.7 Fy del acero de refuerzo (tensión)

Pilotes de hormigón 0.85 f’c - fpe (compresión) presforzado (f’c)1/3 + fpe (tensión) en psi.

Pilotes de madera fpe (tensión) en ambientes 3 σ‘a (tensión) corrosivos 3 σ‘a (compresión)


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Los esfuerzos durante la instalación podrán ser estimados por el análisis de ecuación de onda o similar; o podrán ser medidas (fuerza y aceleración en la cabeza del pilote) durante su instalación. Los desplazamientos tolerables en dirección axial y lateral deberán definirse por el Consultor en función del tipo de estructura, soportes, vida de servicio, y consecuencia de estos movimientos en la estructura. Estas deformaciones podrán estimarse según lo indicado por Meyerhof (1976), Poulus (1977) para pilotes aislados o en grupo. Las deformaciones tolerables serán similares a las indicadas para cimentos superficiales. El efecto de la presión hidrostática será considerado en el diseño al reducir el peso efectivo del pilote en la cimentación. Los cabezales deberán permitir una distancia mínima entre centros de pilotes de 0.75 m o 2.5 veces el ancho del pilote, el que sea mayor. La distancia mínima entre la cara de cualquier pilote y el extremo más cercano del cabezal, no podrá ser menor a 0.22 m. La cabeza del pilote deberá proyectarse una distancia no menor a 0.3 m dentro del cabezal de hormigón, luego de remover todo el material del pilote dañado durante la instalación. Cuando una viga de hormigón fundida en sitio sea utilizada como cabezal soportado por pilotes, el recubrimiento a los costados de los pilotes deberá ser como mínimo de 0.15 m. Los pilotes deberán proyectarse dentro por lo menos 0.15 m y preferiblemente 0.22 m dentro del cabezal. Los pilotes de hormigón podrán proyectarse una distancia menor dentro del cabezal, siempre y cuando el traslape del acero de refuerzo de los pilotes, sea suficiente para proporcionar una unión adecuada. Los pilotes hincado podrán ser clasificados por su material y el proceso constructivo en pilotes de hormigón prefabricado, fundidos en sitio, presforzados, de acero tipo H o tubular, de madera. 2B.301.3.2 (4) Pilotes de Hormigón Prefabricado. Los pilotes prefabricados de hormigón deberán tener un tamaño adecuado y podrán ser de sección uniforme o variable. En general, los pilotes de sección variable no deberán ser utilizados sobre el nivel del suelo, o en general, cuando vayan a actuar como columnas (no cortas). En general, los pilotes de hormigón deberán tener una sección transversal mínima (sin considerar la punta) de 632 cm2, y en agua salada de 903 cm2. Si se utiliza una sección cuadrada deberá achaflanarse las esquinas con un bisel de por lo menos 2 cm. El diámetro mínimo del pilote, incluyendo la reducción en la punta, deberá ser de 20 cm. Como diámetro deberá considerarse la mínima dimensión que pasa por el centro de la sección. Los pilotes deberán fundirse con una reducción de sección en la punta para facilitar su instalación, especialmente cuando existan estratos resistentes. En estos casos podrá considerarse


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la utilización de una punta metálica. Si se esperan obstáculos menores durante la hinca será preferible no tener superficies inclinadas en el pilote que provoquen un desplazamiento lateral mayor, por lo que deberán evitarse las reducciones de sección, aún en la punta. Los pilotes podrán dividirse en tramos, asegurándose que el empate entre tramos le permite al pilote desarrollar su capacidad máxima, una vez instalado los empates deberán detallarse en los planos de construcción. Los esfuerzos en los pilotes debido al manipuleo deberán incrementarse en un 50% para considerar los efectos de impacto para el diseño. 2B.301.3.2 (5) Pilotes de Hormigón Fundidos en Sitio. Los pilotes de hormigón fundidos en sitio se fabricarán en camisas metálicas que se hincarán o vibrarán previamente y se quedarán permanentemente en el sitio. El espesor de las camisas permanentes debe provenir de un diseño que tome en cuenta el valor de la carga dinámica de hincado y de los estratos subyacentes que deben penetrar dichas camisas. Como una orientación se sugieren los siguientes espesores mínimos:

Pilotes de diámetro entre 80 a 100 cm Espesor de la camisa 8 mm Pilotes de diámetro entre 100 a 120 cm Espesor de la camisa 10 mm Pilotes de diámetro entre 120 a 140 cm Espesor de la camisa 12 mm

En cuanto a pilotes con camisas recuperables, éstos son aplicables cuando las paredes de las perforaciones no logran estabilizarse, por lo cual hay que aplicar fango estático, bentonita o gel. El equipo montado sobre una oruga debe tener suficiente potencia y las adaptaciones necesarias para introducir las camisas metálicas acoplables entre sí hasta llegar, girando, a la profundidad especificada. Una vez lleno el pilote, deberá retirarse la camisa produciendo un giro o con pequeños golpes de extracción. Luego se irán desacoplando las camisas hasta sacarlas totalmente. Sin embargo, otro tipo de pilotes fundidos en sitio con o sin refuerzo, con o sin camisa, podrán ser utilizados si las condiciones del suelo lo permiten y si su diseño y proceso de instalación es satisfactorio. Estos pilotes podrán ser de sección uniforme o variable en cualquier porción. El área mínima antes de la reducción de sección en la punta del pilote será de 645 cm2 y el diámetro mínimo o dimensión menor en la punta será de 0.2 m. Sobre el nivel de la punta, el tamaño mínimo del pilote será similar al especificado para pilotes prefabricados. Podrán construirse empates, siempre que éstos desarrollen la capacidad total del pilote. 2B.301.3.2 (6) Pilotes Presforzados. Los pilotes presforzados serán generalmente de sección octogonal, cuadrado o circular. Cuando vayan a estar sujetos a procesos de hidratación y secado (variación de mareas) deberán construirse en hormigón con aire entrapado.


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El hormigón en pilotes presforzados deberá tener una resistencia mínima a la compresión simple (f’c) de 350 Kg/cm2, podrán ser sólidos o alivianados. En pilotes alivianados se deberá tomar medidas para prevenir su rotura debido a las presiones del agua generadas durante la hinca y presiones del gas que se origina por la descomposición del material utilizado para el aligeramiento. El mínimo espesor de las paredes en pilotes preesforzados alivianados será de 12.5 cm. Al igual que los otros tipos de pilotes, estos podrán ser empatados pero el empate deberá tener la capacidad de desarrollar la máxima resistencia del pilote y deberá detallarse en los planos de construcción. 2B.301.3.2 (7) Pilotes de Acero tipo H y Tubulares Los pilotes de acero estructural tendrán un espesor mínimo de 1cm, y las placas de empate no podrán ser menores de 3/8” de espesor. No se requerirá cabezales para pilotes H de acero, embebidos en hormigón. Si deberán atravesar estratos de boleos, cantos rodados, rellenos gruesos o se anticipa la presencia de obstáculos, su punta deberá reforzarse con formas estructurales o puntas prefabricadas de hierro fundido. (ASTM A-27). Para un diámetro exterior menor a 0.35 m deberá utilizarse un espesor mínimo de 6.3mm. Para diámetros mayores a 0.35 m, el espesor mínimo del tubo deberá ser 8.5 mm. Podrán ser divididos en tramos siempre que los empates desarrollen la capacidad máxima del pilote. Los empates serán generalmente soldados y deberán ser detallados en los planos de construcción. Los pilotes tubulares podrán hincarse con la punta abierta o cerrada. Las placas no deberán extenderse por fuera del perímetro del pilote. Cuando estos pilotes actúen como columna o cuando se espere una socavación importante que exponga una porción del pilote deberán ser calculados como columna hasta la profundidad que se estime su empotramiento. 2B.301.3.2 (8) Pilotes de Acero tipo H y Tubulares Los pilotes de madera deberán cumplir con las especificaciones para productos de madera indicadas en la norma AASHTO M-168. Estos pilotes deberán ser tratados según se indique en los planos de construcción. Pilotes de madera no tratada podrán utilizarse en construcciones temporales, revestimientos, cerramientos y trabajos menores. En construcciones permanentes su uso no es recomendado a menos de que se mantengan permanentemente bajo el nivel freático, no estén expuestos a animales barrenadores, y que las condiciones sísmicas de diseño no sean críticas. 2B.301.3.2 (9) Pilotes Barrenados. Estos lineamientos deberán aplicarse en el diseño de pilotes barrenados cargados axial y/o lateralmente, instalados totalmente en suelo, o a través del suelo y apoyados en roca. Este tipo de pilotes podrá ser considerado cuando no sea posible utilizar cimientos superficiales por la inexistencia de estratos portantes a profundidades razonables, y cuando los pilotes hincados no


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sean económicamente viables por la existencia de grandes cargas u obstrucciones importantes para la hinca. También podrán utilizarse en lugar de los cimientos superficiales, cuando se esperen problemas mayores de socavación y, en general, para resistir cargas laterales importantes o cargas hacia arriba y donde la tolerancia de deformaciones sea pequeña. Los pilotes barrenados serán de hormigón fundido en sitio e incluir acero de refuerzo longitudinal, secciones de acero estructural y/o camisa de acero permanente, según lo requerido en el diseño. El hormigón podrá fundirse en sitio utilizando el método seco, camisa o el método húmedo (bajo agua) o una combinación de métodos. El empotramiento del pilote barrenado, se determinará en base a la capacidad de carga vertical y lateral del pilote como del suelo y/o roca alrededor. Para pilotes barrenados en roca que requieran camisa a lo largo del suelo superficial, el diámetro del hueco en la roca deberá ser por lo menos 0.15 m menor al diámetro interior de la camisa para permitir el paso de la herramienta de barrenado a través de la camisa. Si el pilote no requiere camisa para pasar por el suelo, el diámetro del barrenado en roca podrá ser igual al del suelo. El uso de pilotes barrenados inclinados para incrementar su capacidad de carga lateral no es recomendado debido a la dificultad de construcción y alto costo. En su lugar deberá incrementarse el diámetro del pilote hasta obtener la capacidad a carga lateral requerida. Los pilotes barrenados a través de terraplanes deberán extenderse un mínimo de 3.0 m dentro del terreno natural a menos que se encuentre a menor profundidad el estrato de suelo portante o la roca competente. El material utilizado para la construcción del terraplén no deberá tener objetos o partículas que puedan obstruir la construcción del pilote hasta la profundidad requerida. Las propiedades en suelo y roca que definen la resistencia y compresibilidad del material de cimentación serán requeridos para el diseño. El Consultor podrá asumir valores presuntivos de capacidad portante permisible en los suelos y rocas como diseño preliminar o diseño de estructuras temporales; pero, estos valores presuntivos deberán basarse en los resultados de las pruebas de campo y laboratorio utilizadas para la identificación de los suelos y rocas de cimentación. El diseño final que incluye estabilidad de la cimentación y análisis de deformaciones deberá realizarse en base a propiedades de los suelos y rocas de cimentación obtenidas directamente de las pruebas de campo y laboratorio. a) Diseño Geotécnico. Los pilotes barrenados deberán diseñarse para soportar las cargas de diseño con adecuada capacidad portante y estructural, y con movimiento tolerables similares a los indicados para pilotes hincados (Sección 2B.301.3.2 (1)). Además, se deberá evaluar la respuesta de los pilotes barrenados sujetos a cargas dinámicas y sísmicas. El diseño de pilotes deberá basarse en principios de esfuerzos de trabajo, utilizando cargas máximas sin factores derivados de cálculo de cargas muertas y vivas de superestructuras,


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infraestructuras, terreno (superficie incluida), viento y tráfico. Las cargas permisibles en dirección axial y lateral podrán determinarse por métodos separados. Los métodos de diseño aquí presentados para la determinación de la capacidad de carga axial asumen pilotes barrenados de sección constante, verticales, con carga axial concéntrica y una superficie del terreno relativamente horizontal (condición geoestática). El efecto de ensanchamiento en la punta, acción de grupo y superficie de terreno inclinado son aspectos tratados separadamente. b) Capacidad Axial en Suelo. La capacidad última axial ( ) de pilotes barrenados deberá determinarse de acuerdo con los siguientes estados de carga: axial a compresión y a tensión (hacia arriba).

(Ec. 2B.301-08)

(Ec. 2B.301-09)

Capacidad por fuste Capacidad por punta Peso del pilote (considerar sumergido) La capacidad permisible a carga axial ( ) deberá determinarse como:

Qall = Qult / FS

(Ec. 2B.301-10) Factor de seguridad (generalmente 3). Los pilotes barrenados en suelos cohesivos podrán diseñarse con métodos de análisis basados en esfuerzos totales y efectivos para condiciones de carga no drenada y drenada, respectivamente; y en suelos granulares (no cohesivos), se deberán diseñar con métodos de esfuerzos efectivos para una condición de carga drenada. Para pilotes barrenados en suelos cohesivos, cargados en condiciones no drenadas, esto es, sin tiempo suficiente para que se produzca disipación importante de los excesos de presión de poros debido a la carga, la resistencia última por fuste (Qs) deberá estimarse utilizando la ecuación 2B.301-11.

∑

(Ec. 2B.301-11) Dónde: Perímetro del pilote


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Dónde: La carga unitaria última transferida en resistencia al fuste (fsi) en cualquier estrato de espesor ( Zi) es igual al producto del coeficiente ( ) y de la resistencia no drenada (Sui) del estrato. El valor de depende de la deformación lateral final que tenga el suelo con respecto a su condición inicial (Ko), luego de la instalación del pilote. Para condiciones normales de construcción, esto es, que no se produzcan deformaciones laterales del suelo alrededor del pilote, mediante la adecuada utilización de camisa o fluido de perforación (mezcla de agua con bentonita o polímero), los valores de y fsi dependerán principalmente de su ubicación en el pilote, tal como lo indican Reese & O’Neill (1988). Desde la superficie del terreno hasta una profundidad de 1.5 m, se despreciarán los valores de y fsi, es decir que el tramo superficial no contribuye al fuste, salvo cuando existan suelos expansivos superficiales o se produzca una deflexión sustancial del terreno alrededor del pilote por carga lateral. Tampoco contribuye al fuste la punta del pilote en una distancia igual al ancho del pilote. Los pilotes con ensanchamiento (campana, bulbo), no contribuyen al fuste ni el ensanchamiento, ni el pilote en una distancia igual a su ancho (diámetro del pilote) sobre el ensanchamiento. En todos los demás sitios a lo largo del pilote, es igual a 0.55 y fsi no deberá superar las 27 Ton/ m2. Para obtener la resistencia al fuste en suelos cohesivos, bajo condiciones de carga drenada deberá utilizarse el método indicado para suelos granulares. Adicionalmente, en los estratos en que ocurran cambios de su resistencia en el tiempo debido a procesos de consolidación, hinchamiento u otros, deberá estimarse el fuste por métodos de esfuerzos efectivos. Para pilotes barrenados en suelos no cohesivos o para análisis de esfuerzos efectivos en suelos cohesivos bajo condiciones de carga drenada, la resistencia al fuste última (Qs) podrá estimarse en base a la ecuación 2B.301-12.

∑

(Ec. 2B.301-12) El valor de al igual que para los suelos cohesivos dependerá del nivel de deformaciones laterales que se produzcan en el suelo alrededor del pilote durante su instalación. Para condiciones de construcción normales en que prácticamente no se produzcan deformaciones laterales, el valor de se podrá estimar en base a la Ecuación 2B.301-13.

(Ec. 2B.301-13) El valor de γi que es el peso unitario que produce incremento de esfuerzos efectivos deberá determinarse de mediciones en muestras no disturbadas a lo largo del pilote, o en base a


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correlaciones empíricas con pruebas de campo, como la de penetración estándar (SPT) y el cono. La carga última transferida en resistencia al fuste (fsi) a cualquier profundidad será igual al producto de βi y el esfuerzo efectivo vertical a esa profundidad (σ’ vi). El valor límite de fsi para pilotes barrenados en suelos no cohesivos, será de 20 Ton/m2. Para pilotes barrenados en suelos cohesivos sometidos a condiciones de carga no drenada, la resistencia última de la punta (Qp) podrá estimarse con la Ecuación 2B.301-14:

(Ec. 2B.301-14) Dónde: El área de punta La resistencia no drenada del suelo en punta La resistencia unitaria última de la punta (Max 400T/m2) El factor de capacidad de carga, que se define con la Ecuación 2B.301-15.

( (

))

(Ec. 2B.301-15) Dónde: La profundidad de la punta desde el nivel del terreno El ancho del pilote en la punta. El valor Sup deberá determinarse de resultados de pruebas in situ y de laboratorio en muestras no disturbadas obtenidas dentro de una profundidad entre la punta y 2 diámetros del pilote (Bp) por debajo de ésta. Si el suelo dentro de esta zona es suave (Su ≤ .5T/m 2), el valor de Sup deberá ser reducido por un factor de 3. Para pilotes barrenados en suelos cohesivos bajo condiciones de carga drenada, Qp podrá estimarse según las indicaciones para pilotes hincados. Para pilotes barrenados en suelos no cohesivos o para análisis de esfuerzos efectivos en pilotes instalados en suelos cohesivos bajo condiciones de carga drenada, la capacidad última por punta (Qp) podrá estimarse utilizando la ecuación 2B.301-16:

(Ec. 2B.301-16)


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El valor de la resistencia unitaria por punta (qp) podrá determinarse de los resultados de la prueba de penetración estándar (SPT) utilizando el número de golpes (N) no corregido de dicha prueba obtenido a la profundidad de la punta o hasta B bajo la punta. Reese & O’Neill (1988) recomiendan para valores de N (SPT) sin corregir menores de 75 golpes, que qp en T/m2 se obtengan de multiplicar N (SPT) por un factor de 5.9; y para valores de N (SPT) sobre 75 golpes, se recomienda un valor de qp igual a 440 Ton/m2. Los valores de qp así obtenidos representan el valor último que se obtiene con un asentamiento del 5% del ancho o diámetro de la base. Si el ancho de la punta (Bp) es mayor a 1.3 m y no se evaluarán los asentamientos del pilote, el valor de qp deberá reducirse a qTR como sigue:

(Ec. 2B.301-17) El diseño de pilotes barrenados en suelos estratificados o en depósitos de suelo que tienen resistencia variable con la profundidad requiere de una evaluación de los parámetros de cada estrato. La capacidad por fuste (Qs) en estos depósitos de suelos podrá ser estimada dividiendo el fuste en capas de acuerdo al tipo de suelo, determinando el Qs para cada estrato y sumando los valores obtenidos en cada estrato para obtener el valor total de Qs. Si el suelo bajo la punta del pilote es de consistencia variable, la capacidad última por punta (Qp) podrá estimarse utilizando la estratigrafía del suelo predominante dentro de la profundidad 2B por debajo de la punta. Para pilotes barrenados que atraviesan suelos blandos comprensibles hasta llegar a un suelo firme o roca en la punta deberá considerarse el efecto de fricción negativa debido a la consolidación del suelo alrededor del pilote. Donde la punta del pilote podría apoyarse sobre un estrato firme de poco espesor, que sobreyace a un estrato más blando, el pilote deberá extenderse a través del suelo blando para eliminar la posibilidad de falla por punzonamiento en el estrato más blando, o asegurarse que el máximo incremento de esfuerzos totales (Δσv) provocado por el pilote en el nivel superior del suelo blando sea inferior a 3 veces la resistencia no drenada de dicho suelo. Además, se deberá considerar el más alto nivel freático esperado. Ensanchamiento en la punta (campana o bulbo) podrá ser utilizado en pilotes apoyados sobre suelo cohesivos firmes para incrementar el área de la punta y reducir la carga unitaria sobre el suelo, o para proveer resistencia adicional a fuerzas de tracción. La capacidad de punta en una base ensanchada deberá determinarse asumiendo que toda el área de ésta es efectiva transfiriendo la carga; aunque esto deberá permitirse únicamente cuando se especifique una correcta limpieza del fondo del barrenado, que deberá ser aceptablemente ejecutada antes del hormigonado. Para estimar la capacidad de fuste de un grupo de pilotes se asumirá que el efecto de fricción negativo es despreciable.


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La evaluación de la capacidad de grupo de pilotes barrenados en suelos cohesivos deberá considerar la presencia y contacto del cabezal con la superficie del terreno y el espaciamiento entre pilotes adyacentes. Para un grupo de pilotes con un cabezal en contacto firme con el suelo, la capacidad total última (Qult) podrá ser calculada como la menor de la suma de las capacidades individuales de cada pilote en el grupo ó, la capacidad de una pila equivalente definida en el área del perímetro del grupo. Para la pila equivalente, la resistencia del suelo no deberá ser reducida por ningún factor (como α) para determinar la capacidad por fuste (Qs), y el área total de la pila equivalente deberá usarse para determinar la capacidad por punta (Qp), y la capacidad adicional del cabezal deberá ignorarse. Si el cabezal no está en contacto con terreno firme, o si el suelo en la superficie es suelto o blando, o granular, la capacidad individual de cada pilote deberá reducirse un 33% para una separación entre centros de pilotes de 3B y no se reducirá para una separación de 6B en el caso de suelo cohesivo, y de 8B en el caso de suelo granular. Para espaciamientos intermedios, la reducción deberá estimarse por interpolación lineal. Si un grupo de pilotes está empotrado en un depósito de suelo firme que sobreyace a un depósito de suelo más débil (no cohesivo o cohesivo), deberá considerarse la posibilidad de falla por punzonamiento de la punta dentro del suelo más débil. La capacidad unitaria por punta de la pila equivalente (qE) podrá obtenerse en función de las capacidades unitarias por punta de la pila equivalente apoyada tanto en el estrato más débil subyacente (qLO) como en el estrato más firme sobreyacente (qup); y del menor ancho del grupo (B1) y de la profundidad desde la punta del grupo hasta el estrato más débil (H) por la ecuación 2B.301-18.

(Ec. 2B.301-18)

Si el suelo subyacente es cohesivo blando deberá considerarse la posibilidad de que ocurran asentamientos serios en éste y estimar su magnitud. La posibilidad de que cargas adicionales externas actúen sobre un pilote barrenado debido al movimiento vertical del suelo a su alrededor, como cargas hacia abajo por fricción negativa debido al asentamiento del suelo comprensible o cargas hacia arriba por hinchamiento de suelos expansivos, deberá ser considerada como parte del diseño. El Consultor deberá asumir que la magnitud total de los posibles movimientos verticales del terreno sí ocurrirán. La evaluación de la fricción negativa deberá incluir un método de análisis de transferencia de carga para determinar el punto neutral, esto es, el punto de cero desplazamiento relativo, y distribución de carga a lo largo del fuste (Reese & O’Neill, 1988 o similar).


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Debido a la posible dependencia del tiempo asociada con el movimiento vertical del terreno, el análisis deberá considerar el efecto del tiempo en la transferencia de carga entre el terreno y el pilote, y el análisis deberá realizarse para el período de tiempo relacionado con la máxima transferencia de carga al pilote. Los pilotes barrenados diseñados y construidos en suelos expansivos, deberán extenderse a una profundidad suficiente dentro del suelo con humedad estable para proveer un anclaje adecuado para resistir los movimientos hacia arriba. Además, suficiente espacio deberá proveerse entre la superficie del terreno y los elementos de cimentación (cabezales, riostras) para evitar la aplicación de fuerzas hacia arriba en la corrección pilote – cimentación cuando el suelo se expanda. Por esto, el Consultor considerará que la capacidad a la tracción de los pilotes dependerá solamente de su resistencia al fuste. La capacidad de carga y el comportamiento de los pilotes barrenados pueden ser severamente afectados por la calidad y los métodos constructivos. Los efectos de los métodos constructivos deberán ser incorporados en el diseño por la aplicación de un factor de seguridad consistente con los métodos constructivos esperados y los niveles de la medida de control de calidad en el campo. Donde el espaciamiento entre pilotes de un grupo es restringido, el Consultor deberá programar la secuencia de construcción para minimizar el efecto de las operaciones de construcción. c) Capacidad Axial en Roca. Los pilotes barrenados son introducidos en la roca para limitar los desplazamientos axiales, para incrementar la capacidad de carga, fijar el pilote e incrementar su resistencia a cargas laterales. Para determinar la capacidad axial de pilotes barrenados empotrados en roca, la resistencia al fuste de los estratos de suelos sobreyacentes podrá ser ignorada. Generalmente, la carga de compresión axial es soportada únicamente por el fuste en la roca hasta que se produce un asentamiento total del pilote (ps) del orden de 10mm, en que se suaviza la resistencia última por fuste (QSR) y se produce un movimiento relativo entre el hormigón y la roca. Como resultado de este deslizamiento cualquier carga adicional es transferida a la punta. El procedimiento de diseño asume que el empotramiento en la roca se construye en una roca de buena calidad que se afecta poco por la construcción que está limpia antes de la colocación del hormigón. Si la roca es degradable, el Consultor considerará procedimientos especiales de construcción como incrementar las dimensiones del empotramiento en la roca o reducir la magnitud de carga por pilote. La resistencia última por fuste (QSR) para pilotes barrenados empotrados en roca podrá determinarse utilizando la ecuación 2B.301-19.

(Ec. 2B.301-19)

Dónde:


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Perímetro del empotramiento en roca. Profundidad del empotramiento en roca. La resistencia unitaria por fuste (qSR) podrá obtenerse de relaciones con la resistencia a la compresión sin confinar de la roca o el hormigón del pilote, la menor, como la presentada por Horvath (1983). Para fuerzas de tracción, la capacidad última por fuste deberá limitarse al 70% de QSR. La evaluación de la resistencia última por punta (QPR) para pilotes barrenados empotrados en roca deberá considerar la influencia de las discontinuidades del macizo rocoso pudiendo utilizarse la Ecuación 2B.301-20.

(Ec. 2B.301-20)

La resistencia a la compresión de la roca sana (Co) deberá determinarse de ensayos de laboratorio en testigos de roca obtenidos dentro de 2B de la punta del pilote. Si existen estratos rocosos de diferente resistencia, deberá utilizarse la roca de menor resistencia para la estimación de QPR. Para rocas de mala calidad (clasificación III-IV-V), el valor QPR no podrá ser menor que la capacidad última por punta (Qp) del suelo equivalente. El Consultor deberá considerar la estratificación de la roca en las estimaciones de la capacidad axial de la roca. Se citan algunos factores que afectan esta capacidad. Los empotramientos en rocas con estratos débiles y fuertes deberán diseñarse utilizando la menor resistencia. La resistencia al fuste de suelos y rocas de mala calidad no se considerarán para determinar la longitud del empotramiento cuando éste se extiende hasta una roca competente subyacente. La roca se define como suave si la resistencia a la compresión sin confinamiento de la roca más débil es menos del 20% de la resistencia de la más fuerte, y se define como meteorizada si el RQD es menos del 20%. Si la punta de un pilote barrenado se apoya en un estrato de poco espesor de roca rígida sobre un estrato de menor resistencia, el pilote deberá extenderse por debajo del estrato débil para eliminar la posibilidad de falla por flexión o punzonamiento del estrato fino de roca rígida. Cuando los pilotes barrenados se apoyen sobre un estrato de roca inclinada se los deberá extender a una profundidad suficiente para asegurar que la totalidad de la punta se apoye sobre la roca. d) Lineamientos de Diseño. Los pilotes barrenados en suelo o empotrados en roca deberán diseñarse para un factor de seguridad de 2 contra la falla por capacidad portante (capacidad por punta, fuste o combinada) cuando el diseño se base en los resultados de pruebas de carga realizadas en el sitio. De otra forma, los pilotes barrenados deberán diseñarse para un factor mínimo de 2.5. Estos valores mínimos de factores de seguridad se basan en un nivel normal de control de calidad en el


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campo durante la construcción; en caso contrario, se deberán utilizar factores de seguridad mayores. El asentamiento de pilotes barrenados solicitados axialmente por cargas de trabajo o permisibles deberá estimarse utilizando métodos de análisis elástico o de transferencia de carga. Para la mayoría de los casos, el análisis elástico será aplicable para el diseño, considerando que el nivel de esfuerzos en el pilote es moderado con relación de Qult. Donde el nivel de esfuerzos sea alto, se deberán considerar métodos de análisis de transferencia de carga. Para pilotes barrenados en suelos, los asentamientos deberán estimarse para las cargas de diseño o de trabajo. En suelos cohesivos, los asentamientos a corto plazo podrán ser estimados utilizando los métodos de transferencia de carga como el presentado por Reese & O’Neill (1988). Dicho método presenta varias curvas en las que se indica la proporción de la resistencia última por fuste (Qs) y la resistencia última por punta (Qp) movilizadas a varias magnitudes de asentamiento. La carga axial total (Q) es igual a la suma de las resistencias movilizadas por fuste (Qs) y punta (Qp). Estas curvas son presentadas como 4.6.5.5.1.1.A y B. AASHTO Standard HB-17 (AASHTO LRFD-SUB.SEC. 5.13). El asentamiento en la Figura 4.6.5.5.1.1.A incorpora la deformación elástica del pilote asumiendo una longitud típica (D) de los pilotes menor a 30 m. Para pilotes barrenados más largos el acortamiento elástico (pe) podrá ser estimado utilizando la ecuación 2B.301-21.

(Ec. 2B.301-21) La carga axial total al pilote El área del pilote El módulo de elasticidad del pilote Para pilotes con ensanchamiento en la base apoyada en suelo cohesivos, el ancho o diámetro de la base (Bb) deberá utilizarse en la Figura 4.6.5.5.1B. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) para estimar el asentamiento del pilote en la punta. Para estimar los asentamientos por consolidación de pilotes instalados en suelos cohesivos y granulares, deberán seguirse los procedimientos indicados para cimientos superficiales. En suelos granulares, los asentamientos a corto plazo de pilotes barrenados podrán estimarse utilizando figuras similares a las de suelos cohesivos obtenidos por el mismo método (Reese & O’Neill. 1988) y presentados como 4.6.5.5.1. .A y B. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 10) en el manual para el diseño de cimentaciones de puentes. Dichas curvas indican las proporciones de las resistencias últimas por fuste (Qs) y punta (Qp) movilizadas a


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varias magnitudes de asentamientos. La carga axial total (Q) en el pilote, es igual a la suma de las resistencias últimas movilizadas por fuste y punta. En perfiles de suelos mezclados (cohesivos y granulares), el asentamiento a corto plazo de pilotes barrenados, podrá estimarse sumando los componentes de asentamiento proporcional a los estratos involucrados. Para pilotes empotrados en roca, la resistencia a la deformación que proveen los depósitos de suelo sobreyacente podrá ser ignorada. El asentamiento de pilotes totalmente empotrados en roca (ps) podrá determinarse utilizando la ecuación 2B.301-22.

(Ec. 2B.301-22) El valor del coeficiente para asentamiento elástico de pilotes barrenados en roca (Ips) se lo podrá obtener de los gráficos de Pells & Turner (1979). El desplazamiento hacia arriba (pu) de los pilotes barrenados totalmente empotrados en roca podrá determinarse utilizando la Ecuación 2B.301-23.

(Ec. 2B.301-23) El valor del coeficiente elástico para desplazamientos hacia arriba por tracción de pilotes barrenados totalmente en roca (Ipu) se lo podrá obtener de los gráficos de Pell & Turner (1979). El módulo de elasticidad del macizo rocoso (Em) deberá determinarse en base a resultados de pruebas in situ (ie., presiómetro), o estimando desde resultados de pruebas de laboratorio en las cuales se obtiene el módulo de la roca intacta (Eo). El criterio de asentamientos tolerables para pilotes barrenados, deberá determinarse por el Consultor estructural en forma consistente con la función y tipo de la estructura, fijación de sus soportes, vida de servicio esperada, y consecuencia de estos movimientos en el comportamiento de la estructura. Los análisis del desplazamiento para pilotes barrenados deberán basarse en los resultados de pruebas de campo y/o laboratorio para caracterizar el comportamiento carga y deformación de los materiales de cimentación. El diseño de pilotes barrenados cargados lateralmente deberá considerar los efectos de la interacción roca/suelo/estructura entre el pilote y el terreno (ie., Reese, 1984; Borden, 1987).


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Si se espera una gran socavación, se deberá considerar el diseño como columna del tramo del pilote que va a estar expuesto. En cualquier caso, la longitud del pilote deberá determinarse de tal forma que la carga de diseño estructural pueda ser soportada íntegramente por la longitud del pilote que quede bajo el nivel esperado de socavación o de cualquier otro factor que reduzca el soporte lateral del suelo (ie., licuefacción, etc.) No existe un método confiable para evaluar la acción de grupo de pilotes barrenados, cercanamente espaciados, cargados lateralmente. Por lo tanto, se estima que estos pilotes en grupo podrán considerarse actuando individualmente cuando la distancia entre centros es mayor a 2.5 veces el ancho, en la dirección perpendicular a la carga, y mayor a 8 veces el diámetro en dirección paralela a la carga. Para grupos de pilotes que no cumplan con estos espaciamientos, el efecto de la interacción entre pilotes deberá considerarse. Como guía general, la Tabla 2B.301-04 muestra el efecto de la acción de grupo para pilotes cargados en línea con espaciamiento entre centros menor a 8 veces su ancho (B).

Tabla 2B.301-04 Factor de Reducción por acción de Grupo.

2B.301.3.3 Muros. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11.6) 2B.301.3.3 (1) Muros de contención En la Sección 5. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11) se entregan las disposiciones y criterios de diseño para los muros de contención. Estas disposiciones deberán ser respetadas en su totalidad en los diseños desarrollados en Ecuador, considerando las modificaciones o complementos que se incluyen en los tópicos siguientes. Conforme se señala en el Artículo 5.2.1. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11), la selección del tipo de muro se basará en la evaluación de diferentes aspectos, entre los cuales se pueden citar la magnitud y dirección de las cargas, profundidad de los suelos competentes de fundación, capacidad resistente para las cargas sísmicas, presencia de factores ambientales nocivos, proximidad de restricciones físicas, tolerancia ante asentamientos diferenciales, apariencia superficial de los muros y facilidades y costos de la construcción. En el Volumen 2, Sección 2B.101 se entregan los requisitos generales del Reconocimiento Geotécnico para desarrollar los estudios de las fundaciones de los puentes y obras anexas.

Espaciamiento Factor de Reducciónc-c por Acción de Grupo8B 1,06B 0,74B 0,43B 0,25


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En todo lo que no se contradiga con esas disposiciones, regirá lo establecido en la Sección 5. Numeral 5.3. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11). El comportamiento que en general han tenido los muros cantilever de hormigón armado en un país de alta sismicidad como es Ecuador, ha sido satisfactorio. Por tal motivo, las disposiciones que se tratan en la presente sección se refieren a este tipo de muros y a muros gravitacionales. El empleo de muros anclados, muros de tierra estabilizados mecánicamente (TEM) y muros de módulos prefabricados deberán contar con bases de diseño aprobadas expresamente por el MTOP, sin perjuicio de cumplir con las disposiciones establecidas en la Sección 5. Numerales 5.7, 5.8 y 5.9. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11). Los modelos de análisis para Muros de Contención podrán ser reemplazados por otros publicados en la literatura técnica, siempre y cuando tengan un respaldo teórico válido y cuenten con la aprobación del MTOP. a) Tipos de Muros de Contención. Se contemplan muros gravitacionales y muros cantilever con y sin contrafuertes, los que se representan esquemáticamente en la Figura 2B.301-07. b) Características del Suelo Retenido. El suelo retenido por el muro de contención puede estar constituido por un sistema mixto relleno-suelo natural o solo por relleno. Para la materialización del relleno se utilizarán materiales granulares con compactación controlada, salvo casos especiales en los que se podrán utilizar rellenos de suelo fino con compactación controlada y rellenos granulares masivos compactados por la maquinaria utilizada para su colocación. Los casos especiales se restringirán a situaciones en las que no existan estructuras apoyadas en el suelo retenido, o a casos con estructuras poco sensibles a asentamientos y cuya funcionalidad no sea perturbada por tales asentamientos. c) Altura del Muro y Altura de Diseño. La altura del muro, Hm, determinará el desplazamiento horizontal en su coronación y la altura de diseño, H, determinará los empujes de tierra, como se definen en la Figura 2B.301-08. Para el caso particular en que el suelo retenido presente un talud quebrado, se modificará primeramente la geometría del talud, para posteriormente definir la altura, H. 2B.301.3.3 (2) Muros de Laderas. Los muros de contención que retienen laderas con una inclinación, i, se analizarán con la metodología expuesta en este Capítulo, la cual será aplicable cuando el suelo fallare localmente en la vecindad del muro. Ello presupone que la estabilidad global de la ladera, especialmente para una condición sísmica, es adecuada. De lo contrario, se requerirá un análisis diferente que deberá ser efectuado por un especialista Geotécnico.


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2B.301.3.3 (3) Parámetros de diseño a) Resistencia al Deslizamiento.

La resistencia última al deslizamiento en la base del muro y los parámetros para

calcularla se ceñirán a ésta. La incorporación de la resistencia pasiva se ceñirá al desplazamiento horizontal.

b) Parámetros Base del Suelo Retenido. Dependiendo de la estratigrafía del suelo retenido se determinará su cohesión base, c*, y su ángulo de fricción base, φ*, según los criterios establecidos en la Figura B.301-09. Por otra parte, según sea la deformación horizontal normalizada, ∆/Hm, que experimente el muro en su coronación, el par base c* - φ* definido en la Figura B.301-08 se corregirá para obtener el par c-φ de diseño a utilizar en las expresiones del empuje. La corrección se efectuará mediante el coeficiente Cr empleando las relaciones siguientes:

(Ec. 2B.301-24)

(Ec. 2B.301-25)

(Ec. 2B.301-26)

Dónde: ∆/Hm = Desplazamiento horizontal normalizado que experimenta el muro en su coronación. (∆/Hm)A Desplazamiento horizontal normalizado para alcanzar la condición activa, el cual se establece en la Tabla 2B.301-05. Desplazamiento horizontal en la coronación del muro debido a su deformación más el desplazamiento por giro y traslación horizontal de su fundación originado por la deformación elástica del suelo. φo Ángulo de fricción equivalente para una condición de desplazamiento nulo, cuyo valor se establece en la Tabla 2B.301-06. Salvo situaciones especiales de muros rígidos apoyados en roca, como por ejemplo muros con contrafuertes, para efectos de diseño se considerará condición activa. Ello se traduce en adoptar Cr = 1,0 en la Ecuación 2B.301- 5 para definir el ángulo de fricción de diseño, φ. Sin embargo, la definición de la cohesión de diseño mediante la Ecuación 2B.301-24 debe ser tratada en forma diferente.


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En efecto, si el coeficiente Cr obtenido con la Ecuación 2B.301-24 resulta mayor que 1,0, su valor para definir la cohesión de diseño, c, toma valores inferiores a 1,0.

Figura 2B.301-07 Tipología de muros de contención.

Esta disminución depende del tipo de suelo y se torna más relevante a medida que aumente el desplazamiento horizontal normalizado en la coronación del muro, ∆/Hm. Por lo anterior, si el muro va a estar sometido a solicitaciones sísmicas, el desplazamiento, ∆, en su coronación debe incluir, además, los corrimientos horizontales inducidos por dichas solicitaciones sísmicas.


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En consecuencia, el valor de la cohesión de diseño, c, deberá estar respaldado por un informe geotécnico que establezca su valor base, c*, y la disminución de dicho valor base cuando Cr > 1,0. De lo contrario se considerará c = 0. La cohesión movilizada en el plano ficticio, cf, se considerará nula y el ángulo de fricción movilizado en el plano ficticio como δf = 0,5.φr. Tabla 2B.301-05 Desplazamiento Horizontal Normalizado para alcanzar Condición Activa.

Tabla 2B.301-06 Ángulo de Fricción Equivalente.


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Figura 2B.301-07 Tipología de muros de contención.


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Figura 2B.301-08 Definición de Parámetros Base para el Suelo Retenido. 2B.301.3.3 (4) Modelo de Análisis. Para determinar el empuje estático se utilizarán las expresiones establecidas en las Figuras 2B.302-09 y 2B.302-10, las que serán tanto más válidas en tanto se verifique i < φ. Si i > φ hacer φ = i, lo que implica sobrevalorar el empuje ya que, para que se verifique i > φ, el suelo debe presentar cohesión, la cual no se incluye en la expresión del coeficiente de empuje estático Ke. En estricto rigor, si i >φ el empuje estático se debe determinar mediante un análisis de


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estabilidad, empleando métodos tales como Bishop modificado, Janbu, Spencer u otro método aceptado por la práctica profesional, en los que se incluya la cohesión del suelo. 2B.301.3.3 (5) Factores de Seguridad. Los factores de seguridad para la condición estática en muros de contención en general y en muros de contención de estribos, serán:

Deslizamiento FSED = ∑ Fuerzas horizontales resistentes∑Fuerzas horizontales solicitantes

≥ 1.5

(Ec. 2B.301-27)

∑

∑

(Ec. 2B.301-28)

Para evaluar los factores de seguridad las fuerzas Te1, Te2 y Ee se tratarán como fuerzas solicitantes. Así por ejemplo, el efecto de Te1 y Te2 en el cálculo de FSEV se incorporará como un momento volcante negativo, que se incluye con signo negativo en el denominador, y no como un momento resistente incluido con signo positivo en el numerador. El efecto del resto de las fuerzas tales como Wm, Ws, Wq y ωs se tratará como momento volcante resistente. Los momentos volcantes resistentes y solicitantes se evaluarán con respecto al punto O indicado en las Figuras 2B.301-09 y 2B.301-10. La fuerza Wq se podrá incorporar en tanto que la sobrecarga, q, se haya incluido en la ecuación (1) para determinar el empuje del suelo. 2B.301.3.3 (6) Dimensionamiento Estructural. Los esfuerzos en la elevación del muro requeridos para el dimensionamiento estructural se determinarán considerando los empujes de tierra, el 100% de la inercia del muro y la fuerza de inercia del suelo sobre la zarpa trasera, FI, expresada en (tonf/m) y definida a través de la siguiente relación:

FI CS . . RI (Ec. 2B.301-29)

Dónde: CS Coeficiente sísmico de diseño (adimensional) obtenido como Cs=0.5 A’0,


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Independientemente que para determinar los factores de seguridad FSSD y FSSV se utilice un coeficiente sísmico sobre la base de corrimientos permanentes preestablecidos. Peso del suelo sobre la zarpa trasera en (tonf/m); y RI Factor de carga.

Figura 2B.301-09 Empuje de Tierra Estático en Muro de Gravedad.


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Figura 2B.301-10 Empuje de Tierra Estático de Voladizo. Los esfuerzos en la fundación del muro requeridos para el dimensionamiento estructural se determinarán en la forma antes indicada, salvo que en la ecuación 2B.301-28 se utilizara RI = 1,0.


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2B.301.3.3 (7) Muros Rígidos. Este tipo de muro se presenta cuando el coeficiente Cr definido en la Ecuación 2B.301-25 es menor que 1,0. Ello se genera en muros de gran rigidez (por ejemplo, con contrafuertes) fundados en un medio muy rígido (por ej. roca), o por estar apuntalados con elementos de arriostre rígidos. Para situaciones en las que 0 < Cr ≤ 1,0 el análisis requerirá la participación de un especialista geotécnico. Por el contrario, si se adopta una condición de rigidez extrema se considerará Cr = 0 con lo cual cf = φf = 0 y el empuje estático, σer, se determinará como:

(Ec. 2B.301-30)

en que σer se expresa en (tonf/m2) si el peso unitario del relleno, γr, se expresa en (tonf/m3), la sobrecarga, q, en (tonf/m2), la profundidad, z, en (m) y el ángulo de fricción del relleno en (º). La componente sísmica del empuje, σsr, se considerará constante en profundidad que se determinará a través de la siguiente relación:

(Ec. 2B.301-31) en que σ*er se determina con la Ecuación 2B.301-30, haciendo z = H y Ksr se obtiene de la Tabla 2B.301-07.

Tabla 2B.301-07 Coeficiente de Empuje Sísmico para Muros Rígidos,

Considerando que se trata de muros con desplazamiento nulo, para todo efecto el coeficiente sísmico de diseño, Cs, corresponderá al valor de A’0. La verificación al volcamiento y deslizamiento se hará de modo que FSED = FSEV ≥ 1,5 y que FSSD = FSSV ≥ 1,0; tomando en cuenta el dimensionamiento estructural, salvo que en este caso y para todo efecto el factor de carga RI se considerará igual a 1,0. Habida cuenta que el diseño se efectúa con Cs = A’0, el porcentaje mínimo de área en compresión, podrá reducirse a la mitad. Por la misma razón, los esfuerzos que se obtengan en los elementos estructurales del muro corresponden a valores que no requieren ser mayorados.


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2B.301.3.3 (8) Muros con Anclaje Activo (Muros Anclados). Los muros anclados deberán diseñarse de acuerdo a lo especificado en la Sección 11.9. AASHTO LRFD 2010, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11) además de considerar los criterios que se enuncian a continuación. Dependiendo de su vida útil los muros anclados se pueden clasificar en permanentes y temporales. a) Muro Anclado Permanente. Para el caso de un muro anclado permanente, cuya función de arriostre debe mantenerse durante un lapso prolongado, y cuando se requiera controlar los desplazamientos laterales para evitar el agrietamiento de alguna estructura vecina que sea sensible a un asentamiento diferencial o evitar el agrietamiento de un camino cercano, se recomienda diseñar con un coeficiente sísmico Cs = A’0. El hecho de que se aplique una tensión de bloqueo elevada para proteger estructuras vecinas, no significa que el suelo no se deforme durante la etapa de construcción.

Figura 2B.301-11 Parámetros generales para el Diseño de un Muro con Anclaje Activo. En efecto, si el muro pantalla de contención está arriostrado en profundidad por varios niveles de anclajes, al excavar para pasar de un nivel donde ya se han colocado al inmediatamente inferior, se generarán desplazamientos en la entibación que conducen hacia una condición de empuje activa. Sin embargo, las mediciones efectuadas indican que el estado activo pleno en el suelo no se alcanza, recomendándose en estos casos utilizar el ángulo de fricción corregido Ø y la cohesión corregida c.


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Para los casos en que los desplazamientos laterales no afecten estructuras o vías vecinas, se puede diseñar un muro anclado permanente con un coeficiente sísmico Cs = 0.5 A’0, lo que puede implicar que durante un evento sísmico de gran intensidad, pueden existir instantes en que la solicitación estática más sísmica deforme el anclaje, provocando que alcance su punto de fluencia, generando desplazamientos horizontales permanentes en él, lo cual conduce a una condición activa en el suelo retenido. Los anclajes permanentes requieren de una protección contra la corrosión. b) Muro Anclado Temporal. Los muros anclados temporales se diseñaran con un coeficiente sísmico Cs = 0.5 . A’o. Estos anclajes requieren una protección mínima contra la corrosión, dependiendo de su duración. 2B.301.3.3 (9) Empujes de Tierra Estáticos. En los muros anclados, construidos de arriba hacia abajo, el empuje estático del suelo puede ser determinado de acuerdo a lo especificado en la Sección 11. Numerales 11.9.5. y 3.11.5.7. AASHTO LRFD 2010, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11). La distribución de las presiones de tierra detrás de los muros anclados depende de la deformación a la cual el muro está sujeto. Debido al método de construcción de arriba hacia abajo en los muros anclados, y a los ciclos requeridos de excavación, instalación de anclajes, postensado de anclajes, y el bloqueo de los anclajes, el patrón de la presión del suelo y la deformación generalmente no se aproximan a la condición activa usada en el diseño de los muros de contención gravitacional o cantilever, es decir considerando el incremento lineal de la presión del suelo en la profundidad (distribución triangular). Otros parámetros como la rigidez del muro, la inclinación de los anclajes y espaciamiento vertical influyen en el patrón de deformación, el cual es más complejo y no es consistente con el desarrollo de la teoría de presiones de suelo de Rankine o Coulomb. En los muros anclados en un suelo competente las presiones laterales del suelo son mayores cerca de la ubicación de los anclajes y se generan pequeñas presiones en la porción embebida del muro. a) Suelos no Cohesivos. El empuje del suelo sobre muros anclados temporales o permanentes construidos en suelos no cohesivos se puede determinar utilizando la Figura 2B.301-12, para la cual la máxima ordenada del diagrama de empuje, Pa, se calcula de la siguiente manera:


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Figura 2B.301-12 Distribuciones de Empuje de Diseño para Muros Anclados construidos de arriba hacia abajo en Suelos no Cohesivos

Para muros con un solo nivel de anclajes:

(Ec. 2B.301-32) Para muros con múltiples niveles de anclajes:

-

(Ec. 2B.301-33) Dónde: Máxima ordenada del diagrama de empuje (Ton/m2) Coeficiente de empuje activo del suelo = tan2(45º - φ/ ) (adimensional) para i = 0, para i ≠ 0. Densidad del suelo (Ton/m3) Profundidad total de excavación (m) Distancia entre la superficie del terreno y el anclaje ubicado a mayor altura. Distancia entre la base de la excavación y el anclaje ubicado a menor altura. Carga horizontal en el anclaje i (Ton/m)


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Reacción a ser resistida por la subrasante (es decir, debajo de la base de excavación) (Ton/m) b) Suelos Cohesivos. La distribución del empuje de diseño en los suelos cohesivos está relacionado con el número de estabilidad, Ns, el cual se define como:

(Ec. 2B.301-34) Dónde: Resistencia media al corte del suelo no drenado (kPa). c) Suelos Rígidos a Duros. Para muros anclados temporales en suelos cohesivos de rígidos a duros (Ns ≤ 4), el empuje del suelo se puede determinar calculando la máxima ordenada del diagrama de empuje, Pa, como:

(Ec. 2B.301-35)

Para muros anclados permanentes en suelos cohesivos de rígidos a duros se pueden utilizar las distribuciones de empuje de diseño, basando Ka en el ángulo de fricción del suelo cohesivo drenado. En el caso de muros permanentes se deberá utilizar la distribución, permanente o temporaria, que provoque la máxima fuerza total. d) Suelos Blandos a Medianamente Rígidos. El empuje del suelo sobre muros temporales o permanentes en suelos blandos a medianamente rígidos (Ns ≥ 6) se puede determinar utilizando la Figura 2B.301-10, para la cual la máxima ordenada del diagrama de empuje, Pa, se calcula de la siguiente manera:

(Ec. 2B.301-36)

Dónde:

√

(

)

(Ec. 2B.301-37)


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Resistencia al corte del suelo retenido no drenado (Ton/m2) Resistencia al corte del suelo no drenado debajo de la base de la excavación (Ton/m2). Profundidad de la superficie potencial de falla debajo de la base de la excavación (m) El valor de d se toma como el espesor de suelo cohesivo blando a medianamente rígido debajo de la base de la excavación, hasta un valor máximo de Be / √ , siendo Be el ancho de la excavación.

Figura 2B.301-13 Distribución del Empuje de Diseño del Suelo para Muros Anclados construidos de arriba hacia abajo en Suelos Cohesivos Blandos a medianamente Rígidos

2B.301.3.4 Alcantarillas. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 12) Las alcantarillas son estructuras enterradas que sirven para regular el nivel de las aguas de inundación en ambos lados del terraplén de una carretera o para reducir el nivel de inundación de un lado del terraplén. Estas estructuras pueden tener diferentes formas geométricas y ser construidas con diferentes materiales como mampostería, hormigón, acero, etc. Las alcantarillas en terraplenes están sometidas a las cargas de tráfico que soporta la carretera, a más de las presiones laterales de tierra y el relleno sobre la losa superior. En ciertos casos la losa superior puede quedar al nivel de la calzada, en este caso la exposición a las cargas de tráfico es más directa.


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Una alcantarilla puede ser de una o más celdas, dependiendo del diseño hidráulico obligado que proviene del volumen de agua que debe desalojar. Las cargas que solicitan a estas estructuras deben ser evaluadas con mucho criterio tomando en consideración, por ejemplo. Para el coeficiente de empuje lateral de tierras sobre las paredes la condición estructural de rigidez, por cuanto el empuje activo que se aplica a los muros de contención puede ser muy deferente que a que debe aplicarse a la alcantarilla por su condición estática de deformación nula. En los muros de contención es suficiente pequeñas deformaciones para que sea aplicable a estos elementos la erosión de empuje activo de la tierra. Las alcantarillas están muy cerca a la condición de reposo, por lo que, por consideraciones prácticas el coeficiente de presión activo de la tierra puede considerarse aproximadamente, como algunos autores lo aconsejan, igual a 0.5 para un relleno con un ángulo de fricción interna de 30º. Para el diseño de la losa superior de las alcantarillas en forma de cajón, las cuales tienen mayores ventajas que las de otra geometría, hay que considerar un ancho efectivo de diseño, con mayor razón cuando n existe un relleno superior que hace de amortiguador de las cargas vivas. Básicamente el ancho efectivo de la losa es la parte que está afectada por la carga de tráfico y tiende a deformarse por este concepto. Este ancho efectivo alcanza su mayor valor cuando la carga está en el centro y disminuye conforme la carga se acerca a los apoyos. Por esta razón los esfuerzos por corte pueden aumentar significativamente hacia las paredes de la alcantarilla. En la Sección 16. Numeral 16.6.4.3. ASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 12), están contenidas las disposiciones en cuanto al ancho efectivo en la losa superior de las alcantarillas. El efecto vertical y el efecto de frenado de la carga viva sobre la losa superior que proviene de la carga viva pueden afectar el funcionamiento de la estructura en cajón. En ausencia de una disposición específica en los códigos en este respecto, el mismo ancho efectivo considerado en AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 12) puede utilizarse para el análisis de estos dos efectos concomitantes. En todo caso en la Sección 3. Numeral 3.8.1.2. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 12), se especifica que estos efectos no serán incluidos en alcantarillas que tengan un relleno de por los menos 1 m sobre la losa superior. Generalmente el diseño de la alcantarilla proviene en primer lugar de los efectos de flexión proveniente de los estados de carga críticos por acción de los empujes y peso de la tierra y de la carga viva. Cuando se analiza la estructura a corte, se determina la sección crítica y se excede de la tensión de cizallamiento admisible, debe aumentarse el espesor de la losa superior. Alternativamente, se puede aumentar la capacidad de corte mediante la utilización de estribos colocados adecuadamente.


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2B.301.3.4 (1) Diseño de Alcantarillas. A continuación se enuncian tres estados de carga que deberían considerarse en el diseño de estas estructuras:

Celda vacía de agua. Carga viva y carga de relleno sobre la losa superior. Celda interior llena de agua. Carga viva y carga de relleno sobre la losa superior. Cela interior sin agua. Empujes de tierra laterales, carga viva sobre la losa superior, sin

relleno sobre la losa. En cuanto a los rellenos sobre la losa superior que hace de amortiguador de la carga viva, AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 12), considera en la Tabla 3.11.6.4-1, y Tabla 3.11.6.4-2, una altura equivalente de suelo para la carga vehicular. 2B.301.3.4 (2) Ventajas de las Alcantarillas en forma de cajón. Se hacen las siguientes observaciones sobre las ventajas de las alcantarillas en forma de cajón:

a) Son más ventajosas para ser construidas en terraplenes que una alcantarilla constituida por una losa superior y simplemente apoyada sobre muros extremos.

b) Son fáciles de agregar longitud en caso de ensanchamiento de la carretera. c) Tienen una estructura muy fuerte, rígida y segura. d) No necesitan ninguna fundación adicional, puede ser fácilmente colocadas sobre una base

suave mediante el aumento de la losa inferior con voladizos laterales, para no sobrepasar las presiones admisibles del suelo.

e) Se pueden cimentar dentro de un terraplén, en cualquier nivel, mediante la variación del relleno superior.

f) Pueden tener ejes oblicuos respecto del eje de la vía, según se requiera para el paso de los flujos de agua.

g) Pueden ser de una o varias celdas, de acuerdo a los requerimientos hidráulicos, y su comportamiento estructural seguirá siendo fuerte rígido y seguro. El número de celdas permite la disminución de la altura en terraplenes bajos.

2B.301.3.5 Infraestructura. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11) Se comprende como infraestructura de puentes, a todos los elementos estructurales (ie., pilas, estribos, muros de retención, y cimientos) diseñados para soportar cargas trasmitidas por la superestructura (ie., cargas muertas, de montaje, vivas, de viento); cargas debido a la corriente, a los efectos de temperatura y contracción; y cargas laterales debido a presiones de tierra, de agua, por causas de colisión, y por causas sísmicas. Para estos elementos se recomienda el uso de hormigones de alta resistencia (f´c > 350 kg/cm2). 2B.301.3.5 (1) Pilas. Existe una variedad de tipos de pilas de acuerdo, especialmente a su geometría.


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a) Pilas Tipo Muro Macizo Las pilas tipo muro macizo se diseñan como si se tratara de columnas para las fuerzas y momentos que actúan respecto del eje débil y como si se tratara de pilares para las fuerzas y solicitaciones que actúan respecto del eje resistente. Estas pilas pueden tener su extremo superior articulado, empotrado o libre, pero habitualmente están empotradas en la base. Sin embargo, muchas veces las pilas cortas y robustas se articulan en la base para eliminar los elevados momentos que se desarrollarían por causa del empotramiento. Anteriormente los diseños más macizos eran considerados pilas de gravedad.

Figura 2B.301-14 Pilas Tipo Muro Macizo b) Pilas de Doble Muro. Las pilas de doble muro consisten en dos muros independientes separados en la dirección del tráfico para proveer apoyo en el intradós continuo de las secciones de superestructura tipo cajón. Estos muros son integrales con la superestructura y también se deben diseñar para los momentos de la superestructura que se desarrollan debido a las sobrecargas y condiciones de montaje. c) Pilas Tipo Pórtico. Las pilas tipo caballete consisten en dos o más columnas de secciones transversales macizas separadas transversalmente. Estas pilas se diseñan considerando acción de pórtico para las fuerzas que actúan respecto del eje resistente. En general estas pilas están empotradas en la base


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y no son integrales ni con la superestructura ni con un cabezal en la parte superior. Las columnas pueden estar soportadas por una zapata ensanchada o una zapata sobre pilotes; también pueden ser prolongaciones de los pilotes por encima del nivel del terreno. d) Pilas de Una Sola Columna. Las pilas de una sola columna, también conocidas como pilas " T" o pilas "tipo martillo," generalmente son soportadas en su base por una zapata ensanchada, una zapata sobre pilotes perforados o una zapata sobre pilotes hincados, y puede ser integral con la superestructura o bien proveerle a la estructura un apoyo independiente.

Figura 2B.301-15 Pilas de Doble Muro.

Figura 2B.301-16 Pilas Tipo Pórtico.


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Su sección transversal, puede tener diferentes formas y la columna puede ser prismática o acampanada ya sea para formar el cabezal o para mejorar la unión con la sección transversal de la superestructura. Este tipo de pila permite evitar las complejidades de los apoyos oblicuos si se construyen de forma que sean integrales con la superestructura, y su apariencia reduce la masividad que muchas veces presentan otros tipos de estructuras. e) Pilas Tubulares.

Sección de núcleo hueco que puede ser de acero, hormigón armado u hormigón pretensado. Su sección transversal le permite soportar las fuerzas y momentos que actúan sobre los elementos. Debido a su vulnerabilidad frente a las cargas laterales, el espesor de pared de las pilas tubulares deberá ser suficiente para soportar las fuerzas y momentos para todas las situaciones de carga que corresponda. Las pilas de con figuración prismática se pueden prefabricar por secciones o pretensar a una vez que ya están instaladas. Las pilas tubulares de sección transversal con el núcleo hueco podrán ser de acero, hormigón armado, prefabricado, o presforzado, cuya sección transversal sea resistente a la acción de las fuerzas y momentos actuando sobre ella. Debido a la alta vulnerabilidad de este sistema a las cargas laterales, el espesor de la pared será suficiente para que la pila pueda resistir las fuerzas y momentos para todas las condiciones de cargas que sean aplicables.

Figura 2B.301-17 Pilas Tubulares. Las pilas deberán ser protegidas contra una posible colisión del tráfico (pasos elevados) y de embarcaciones o de palizadas y cuerpos flotantes (puentes sobre agua), y contra la socavación.


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Cuando exista la posibilidad de colisión con el tráfico de las autopistas, caso de pasos elevados, o del tráfico del río, se deberá hacer un análisis completo de riesgo para determinar el grado de resistencia al impacto que debe ser implementado y/o la disposición de un adecuado sistema de protección. Respecto a la socavación, ésta deberá ser determinada, tanto local como general, y el diseño de la pila será desarrollado para mitigar la falla debido a esta condición. En las corrientes que lleven cuerpos flotantes la arista del parte-aguas se diseñará para resistir los efectos de los choques. En estas condiciones, se puede extender la vida útil de la pila colocando defensas. En general, el diseño de las pilas estará sujeto a las disposiciones contenidas en la Sección 7, parte B o, alternativamente parte C. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11). El diseño de las pilas de hormigón armado seguirá los lineamientos contenidos en la Sección 8. AASHTO Standard HB-17, . (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11) El diseño de las pilas de acero seguirá los lineamientos de la Sección 10. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 11). 2B.301.3.5 (2) Estribos. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 10). Los estribos se diseñarán para resistir el empuje de tierra, el peso propio del estribo mismo y de la superestructura, la carga viva sobre la superestructura o relleno de acceso, fuerzas de viento y fuerzas longitudinales. Cuando los apoyos son fijos y fuerzas longitudinales debido a la resistencia a la fricción o cortante de los apoyos, el diseño será realizado para la combinación de esas fuerzas que generarán la condición de carga más desfavorable. Se diseñarán para resistir las presiones dadas por la teoría de Coulomb y otras consideraciones contenidas en la Sección 3, Numeral 3.20. AASHTO Standard HB-17. Los coeficientes de empuje activo y pasivo se determinarán de acuerdo a la Sección 5. Parte B, Numeral 5.5. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3). Por efecto de la carga vehicular, la presión de la tierra se incrementará con una carga equivalente a un relleno no menor a los 0.60 m. Esta sobrecarga viva no será necesaria si se proyecta colocar una losa de acceso de hormigón armado debidamente diseñada que se ubicará apoyada en los extremo del puente. En el diseño de los estribos, se tomará en cuenta además, la presión de agua proveniente de la presencia del nivel freático, de haberlo. Todos los diseños incluirán el drenaje adecuado y suficiente para los rellenos que pueden consistir en agujeros de filtración, filtros de piedra triturada o grava, tubos para drenar, drenes de grava o drenes perforados.


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Figura 2B.301-18 Estribos con Muros de Ala.

El empuje sísmico se determinará según la aproximación seudo estática desarrollada por Mononobe y Okabe., en concordancia con las disposiciones contenidas en la Sección 5, Numeral 5.8.9.1. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 10). Se tomará en cuenta las fuerzas de inercia del estribo. Se incluirán también las cargas sísmicas que la superestructura transfiera a través de los de apoyo, excepto cuando aquellos se comporten como aisladores sísmicos. Las dimensiones y la geometría de la estructura del estribo serán tales que proporcionen una estabilidad adecuada contra los posibles modos de falla: deslizamiento, volcamiento y capacidad portante del suelo, de acuerdo a los requisitos geotécnicos y con los factores de seguridad normativos según sea el caso. El diseño estructural de cada uno de los elementos del estribo se hará de acuerdo al método de resistencia última para hormigón armado, contenido en contenidas en la Sección 7, parte B o, alternativamente parte C. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 10)


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La parte posterior o talón de la losa y la losa misma de cimentación se diseñará para resistir todas las cargas superpuestas, siempre de acuerdo a lo estipulado en AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 10). Los elementos verticales de los estribos se diseñarán como voladizos empotrados en la base. Serán diseñados para la combinación de carga axial (incluidos el peso propio del muro y la fricción debida al relleno posterior actuando sobre el muro) y el momento debido a las cargas verticales excéntricas, sobrecargas, empuje de tierra de agua y empuje sísmico. Para prevenir las grietas causadas por los cambios de temperatura y contracciones, se colocará un refuerzo mínimo horizontal con varillas horizontales de 2.65 cm²/ml, cerca de las superficies expuestas, que no lleven algún otro tipo de refuerzo. De ser necesario se colocará acero de refuerzo a tensión en el fondo de la losa del talón, con el fin de resistir los esfuerzos de carga muerta del muro y otras cargas aplicadas previo a la colocación del relleno. El refuerzo del muro se prolongará más allá del punto donde los cálculos indiquen que no se necesita refuerzo, en una distancia mínima igual a la profundidad efectiva de la sección o 15 veces el diámetro de las varillas, la que sea mayor, pero no menos de 30 cm. Se dispondrán juntas de contracción a intervalos no mayores de 9.15 m y juntas de dilatación a intervalos no mayores a 27.5 m. Todas las juntas serán selladas con materiales aprobados para asegurar el funcionamiento de la junta. Cuando se las requiera, las juntas en los estribos estarán localizadas en el medio del tramo entre los apoyos de los miembros longitudinales. El material de relleno detrás del estribo deberá drenar libremente el agua, por medio de drenes de tubos colocados en el muro vertical a intervalos convenientes en longitud y altura. Los drenes no permitirán la salida de material que no deberá ser expansivo, ni arcilloso, ni sedimentario. Los estribos llevarán muros de ala a los costados como elementos de protección contra la erosión y la socavación. Estos muros pueden ser independientes o monolíticos con el estribo. Los muros de ala tendrán la longitud suficiente para contener el material de relleno, e igualmente, deberá contar con drenes que no permitan la salida del material de relleno. El Consultor deberá analizar y resolver sobre el tipo de unión a implementar entre el estribo y los muros de ala. Si la decisión es por el uso de una junta vertical no monolítica, el Consultor deberá garantizar que por estas juntas no saldrán ni el agua, ni el material de relleno; y para lo cual, deberá considerar el uso de algún material flexible tipo membrana que permita cumplir con los requerimientos de diseño. Si la decisión es por el uso de un nudo rígido monolítico, el comportamiento de esta unión deberá estar contemplado tanto en el análisis como en el diseño de estos elementos.


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Los muros de ala deberán ser orientados adecuadamente de tal manera que cumplan con la función para la cual son construidos. Una orientación inadecuada los haría fácilmente vulnerables a fallas por acción de la corriente. En general, el diseño de los estribos estará sujeto a las disposiciones contenidas en la Sección 7, parte B o, alternativamente parte C. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 10). El diseño de los estribos de hormigón armado seguirá los lineamientos contenidos en la Sección 8. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 10). 2B.301.3.6 Superestructura. La superestructura comprende todos los elementos estructurales superiores, losa, vigas y otros que están soportados por partes de la infraestructura sean estas últimas cabezales, pilas o estribos. Dentro de la superestructura se encuentran también los elementos complementarios tales como bordillos, aceras (en zonas urbanas), espaldones de puentes, barandas, etc. A la superestructura se la define también como el tablero del puente. Existe una gran variedad de tipos de superestructura, dependiendo del material, proceso de fabricación y sistema estructural, siendo las más importantes las que corresponden a elementos de hormigón y de acero. La elección del tipo de superestructura estará sujeta a los requisitos técnicos provenientes de los estudios hidrológicos & hidráulicos, y sobre todo a los aspectos económicos y de estabilidad de la obra. 2B.301.3.6 (1) Elementos de Hormigón. Dentro de los tipos de superestructura de hormigón se mencionarán dos tipos principales que obedecen al proceso constructivo: a) Hormigón fundido en sitio. Corresponden a elementos de hormigón armado colado en sitio, soportados sobre las pilas y los estribos, y cuya unión podrá darse a través de apoyos simples, dispositivos especiales, o de elementos unidos monolíticamente. Los tipos más usuales son los siguientes: Tableros de losas llenas o alivianadas, cuyos tramos podrán ser simples o continuos. El espesor de la losa es constante. La Figura 2B.301-19 presenta un ejemplo típico de la sección transversal y comentarios. Tableros de losa sobre vigas de hormigón armado, rigidizados por diafragmas en los extremos. Por lo general se diseñan en tramos simples de construcción monolítica. El espesor de la losa y la altura de las vigas son constantes.


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Figura 2B.301-19 Tablero de Losa Fundida en Sitio.

Vigas Cajón, o vigas huecas, conformado por dos o más vigas (nervios), una placa superior (placa de piso), una placa inferior (placa de fondo). Los tramos podrán ser simples o continuos, y la altura de la viga podrá ser constante o variar longitudinalmente. (Ver Figura 2B.301-20) En algunos casos las técnicas tradicionales de hormigón fundido en sitio se pueden combinar con técnicas de postensado.


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Figura 2B.301-20 Tablero Simple o Continuo con Vigas Cajón. Hormigón Postensado-Fundido en Sitio.

b) Hormigón prefabricado. Corresponde a elementos de hormigón prefabricados en plantas específicas o en sitios cercanos a la obra, que una vez construidos son transportados y montados en el sitio correspondiente. A través de los prefabricados, dado la evolución y perfeccionamiento de los procesos constructivos, se obtiene una eficiencia estructural y rapidez en la ejecución de las obras. La prefabricación permitirá estandarizar secciones de elementos estructurales de acuerdo a las nuevas tendencias y necesidades constructivas. En muchos casos, en obra se evitará el uso de encofrados y de obras falsas que ocasionan problemas constructivos según sea el caso. Por lo tanto, el Consultor deberá reconocer que existe una relación muy estrecha entre la construcción y el diseño, y que este último parte de la selección de las metodologías de construcción.

Como todo proceso industrial, la prefabricación requiere de un esfuerzo mayor en la planificación en cuanto al proceso constructivo, al proceso de movilización de los elementos y al proceso de su montaje y ensamblaje. A cambio, la prefabricación ofrece significativas reducciones de los tiempos constructivos porque los elementos podrán ser fabricados y almacenados mientras que otras fases de la construcción están en progreso. Este ahorro en tiempo permitirá al dueño tener la obra en servicio en el menor tiempo posible, lo que implica el retorno más rápido de la inversión.


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El Consultor deberá considerar el uso de elementos estándar, o al menos, buscar la estandarización en los diseños, y si le es conveniente, utilizará una forma ya conocida o estandarizada en el medio. Esto permitirá reducir sustancialmente los costos constructivos, particularmente en aquellos costos que se cargan repetidamente en las obras por efecto de la manufactura de moldes, así como los costos de movilización, montaje y ensamblaje. El método más común de construcción de prefabricados es el presforzado, dentro de éste y de acuerdo al proceso constructivo, se determinarán dos técnicas constructivas, el pretensado y el postensado. En la técnica del pretensado a los elementos se aplicará la fuerza de presforzado, a través de cables o torones, antes del vaciado del hormigón. El proceso se ejecuta en bancos de pretensado. La fuerza de tensión se la aplicará a los cables con gatos hidráulicos, luego se fundirá el hormigón y cuando este alcance cierta resistencia los cables serán destensados y la fuerza se transferirá al hormigón por adherencia entre cables y hormigón. La ventaja de este sistema está en la rapidez y el excelente control durante la elaboración.

Figura 2B.301-21 Tramos Simples Con Vigas de Hormigón Presforzado .


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La técnica del postensado consiste en aplicar la fuerza de presforzado después del vaciado del hormigón a través de un grupo de cables o torones dispuestos en toda su longitud dentro de ductos corrugados y empotrados en sus extremos por medio de anclajes especiales. Una vez que el hormigón adquiere cierta resistencia, la fuerza de tensión, por medio de gatos hidráulicos, se aplica a los cables y éstos paulatinamente la transfieren al hormigón. Posteriormente, se cuela un mortero de fluidez elevada (grout) en el interior de los ductos para reducir la probabilidad de deslizamiento de los cables, y con ello las pérdidas de presfuerzo y para garantizar la durabilidad de los cables y de su adherencia con el elemento. Entre los tipos más populares de superestructuras de hormigón armado prefabricado se encuentran los siguientes:

Tableros de losa fundidos en sitio sobre vigas I prefabricadas, debidamente rigidizados por diafragmas verticales en sus extremos.

Por lo general, se los diseñará para trabajar simplemente apoyados con espesores constantes de losa y de vigas; y donde la losa no solamente trabajará para distribuir las cargas verticales a las vigas, sino que además trabajará como un diafragma horizontal de unión. La Figura 2B.301-21 presenta un esquema de una sección transversal típica.

Vigas-T o Vigas-I prefabricadas, por lo general son tramos simples, donde se deberá

disponer de una losa superior de espesor mínimo que trabajará como un diafragma de unión y servirá para limitar los desplazamientos diferenciales de las vigas.

Vigas-cajón prefabricadas, se diseñarán para tramos simples o continuos, donde se deberá

disponer de una losa superior de espesor mínimo que trabajará como un diafragma horizontal de unión y de distribución de cargas, servirá además para limitar los desplazamientos diferenciales de las vigas. En ciertos casos se detallarán huescas en los elementos para incrementar la conexión por corte, y/o se incluirán tensores transversales para el mismo fin.

El uso de Vigas-cajón prefabricadas y postensadas en sitio construidas por el sistema denominado “voladizos sucesivos”, es una aplicación de este sistema que permite cubrir satisfactoriamente luces grandes. Otra aplicación son también los puentes atirantados para luces aún mayores.

2B.301.3.6 (2) Elementos de Acero Estructural. Los tipos de superestructura de acero estructural consisten, por lo general, en tableros de losa de hormigón armado, fundido en sitio, sobre vigas de acero de secciones establecidas que a su vez descansan sobre los elementos de la infraestructura. Existen además variantes en donde las vigas de acero descansan sobre grandes armaduras de acero tipo cercha o arcos de acero, así mismo otros sistemas son los de losa sobre vigas cajón de acero en construcción compuesta y Vigas-cajón con placas ortotrópicas.


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El sistema más empleado es una losa de hormigón armado sobre vigas de acero estructural a manera de una construcción compuesta. Los tramos pueden ser simples o continuos, y la altura de las vigas puede ser constante o variable. Por lo general se utilizan apoyos simples, pero pueden utilizarse también apoyos especiales. Las secciones de las vigas podrán ser de perfiles normalizados laminados en caliente de ala ancha o vigas construidas de placas de acero con alma llena o celosía. Las vigas serán debidamente arriostradas por medio de diafragmas o celosías de acero. La Figura 2B.301-22 presenta un esquema de esta solución. Las ventajas principales que ofrecen los elementos de acero radican especialmente en el poco peso de las estructuras y la diversidad de formas que se pueden conseguir; por esto son ideales para puentes curvos. Su ejecución es rápida y se podrá optimizar los procesos de diseño y construcción para conseguir ahorro de materiales. Sus desventajas consisten en el mantenimiento que se necesitará en todos sus elementos así como también el alto grado de detalle y control durante la construcción en sus conexiones y uniones, sean éstas soldadas, remachadas o empernadas. El empleo de elementos de acero estructural tradicionalmente no ha sido económico en nuestro medio debido a su alto costo. No obstante, en el país se han construido importantes obras con luces apreciables. En general, se estima que los puentes sobre vigas metálicas podrán abarcar luces de hasta 75 m, mientras que aquellos en celosía o cerchas podrán sobrepasar luces de 100 m; y los puentes en arco hasta los 200 m, para cubrir grandes luces es competitivo a partir de los 250 m de luz. El Consultor tendrá la libertad de elegir cualquier sistema de superestructura, de acuerdo a sus necesidades y requerimientos que deberá ser puesto a consideración para el análisis y aprobación. El diseño de los elementos de la superestructura se remitirá al sistema y materiales empleados, sean éstos de hormigón armado, presforzado, o acero estructural. El Consultor deberá tomar en cuenta los aspectos tales como la estética, la geometría y demás elementos complementarios del diseño. A manera de guía, se incluye la Figura 2B.301-23 (adaptada de Varela & Aguiar, 1998) donde se muestra en forma esquemática la variación de los costos de puentes con respecto a la longitud de los tramos por tipo de superestructura. De la gráfica se podrá intuir un rango de selección.


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Figura 2B.301-22 Tramos Continuos con Vigas Metálicas.


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Figura 2B.301-23 Tramos Continuos con Vigas Metálicas.


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2B.301.3.7 Hormigón Armado. Las especificaciones de esta sección son propuestas para el diseño de elementos de hormigón armado (no presforzado) para estructuras de puentes. A continuación se tratarán sobre los siguientes temas:

Hormigón, Acero de refuerzo, Análisis, Expansión y contracción, Rigidez, Módulo de elasticidad y relación de Poisson, Longitud de tramos, Control de deflexiones, Vigas, Cálculo de deflexiones, Diafragmas, y Metodología de diseño.

2B.301.3.7 (1) Hormigón. La resistencia a la compresión simple del hormigón f’c, de cada parte de la estructura, deberá aparecer en todos los planos de detalles. Los requisitos para f’c serán comprobados a través de pruebas de cilindros de acuerdo a las especificaciones técnicas. 2B.301.3.7 (2) Acero de Refuerzo. La resistencia a la fluencia del acero de refuerzo Fy, deberá aparecer en todos los planos de detalles. Las varillas de refuerzo que necesiten ser soldadas, deberán ser indicadas claramente en los planos con su respectivo tipo y proceso de soldadura a utilizarse, si la circunstancia así lo requiere se utilizarán conectores. No deberán utilizarse, en el diseño, varillas de refuerzo con una resistencia a la fluencia Fy que exceda de 413,685 MPa. 2B.301.3.7 (3) Análisis. Todos los miembros continuos y estructuras de marcos rígidos, deberán ser diseñados para los máximos efectos de las cargas especificadas. 2B.301.3.7 (4) Expansión y Contracción. Provisiones por los cambios de temperatura deberán ser hechos en tramos simples cuando excedan los 12 metros. En puentes continuos, el diseño proveerá para esfuerzo térmico o para el acomodamiento del movimiento térmico con rodillos, placas de deslizamiento, apoyos elastoméricos u otros medios.


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El coeficiente de expansión y contracción térmica para hormigones de peso normal podrá ser tomado como 0.000011 por ºC; mientras que el coeficiente de retracción para hormigones de peso normal podrá tomarse como 0,0002. Los coeficientes térmicos y de retracción para hormigones de peso ligero deberán ser determinados por el tipo de agregado ligero utilizado. Cualquier suposición razonable podrá ser adoptada para calcular la rigidez relativa flexionante y torsional de los miembros continuos. Las suposiciones hechas serán coherentes en todo el análisis. Al determinarse los momentos y diseñar los elementos deberán considerarse el efecto de acartelamiento. El modulo de elasticidad, Ec, para hormigones podrá ser tomado como Wc1.5. para valores de Wc entre 1.440 y 2.480 kg/m3. Para hormigones de peso normal (Wc= 2.320 kg/ m3., Ec podrá ser considerado como 4.729,77√f´c. El modulo de elasticidad, Es, para acero de refuerzo no presforzado podrá ser tomado como 199.948 MPa; mientras que la relación de Poisson´s podrá ser asumida como 0,2. 2B.301.3.7 (5) Longitud de Tramos. Las longitudes de los tramos de miembros que no son construidos íntegramente con sus soportes serán considerados el tramo libre más la altura del miembro pero no necesita exceder la distancia entre los centros de apoyos. En el análisis de elementos continuos y marcos rígidos, las distancias de los centros geométricos de los miembros serán usadas en la determinación de los momentos. Los momentos en la cara de los apoyos podrán ser usados para el diseño de miembros. Cuando se fabriquen uniones a 45 grados o más con el eje de un miembro continuo o una restricción será construida monolíticamente con el miembro y el apoyo. La cara del apoyo podrá ser considerada en una sección donde el espesor del miembro y la unión sea al menos una y media veces el espesor del miembro. 2B.301.3.7 (6) Longitud de Tramos. Los miembros flexionantes de una estructura de puente serán diseñados para tener una adecuada rigidez para deflexiones límites o cualquier deformación que pueda alterar adversamente los esfuerzos o la servicialidad de la estructura bajo cargas de servicio más impacto. Los espesores mínimos estipulados en la Tabla 8.9.20. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) son recomendados a menos que el cálculo de las deflexiones indicadas sea menor que el espesor a ser usado sin causar efectos adversos. Cuando se realizan los cálculos para deflexión, son recomendados los siguientes criterios:


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Los miembros que tienen tramos simples o continuos preferiblemente deberán ser diseñados de tal manera que la deflexión debida a cargas vivas de servicio más impacto que no exceda 1/800 del tramo, excepto en puentes en áreas urbanas usados en parte por peatones en el cual la relación preferiblemente no excederá 1/1000.

Las deflexiones de voladizos debidas a cargas vivas de servicio más impacto preferiblemente serán limitadas a 1/300 de voladizos excepto para los casos que incluyan uso peatonal, donde la relación preferiblemente deberá ser 1/375.

2B.301.3.7 (7) Ancho del ala de compresión.(AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). El ancho total efectivo de la losa usada como ala de las vigas-T no excederá ¼ de la longitud del tramo de la viga. El ancho efectivo del ala en cada lado del alma no excederá 6 veces el espesor de la losa ó la mitad de la distancia libre a la siguiente alma. Para vigas que tienen losas en un solo lado, el ancho efectivo del ala no excederá 1/12 de la longitud del tramo de viga, 6 veces el espesor de la losa, ó la mitad de la distancia libre a la siguiente alma. Vigas-T aisladas, en las que solamente se utilice la forma T para proveer con el ala un área de compresión adicional, el ala tendrá un espesor no menor que la mitad del ancho del alma de la viga y un ancho efectivo no mayor que cuatro veces el ancho del alma de la viga. Para el refuerzo transversal total el ancho efectivo del ala a cada lado del refuerzo transversal del alma no excederá 6 veces el menor espesor de losa, o 1/10 de la longitud del tramo del refuerzo transversal. Para el refuerzo transversal de voladizos, la longitud del tramo podrá ser tomado como 2 veces la longitud del tramo del voladizo. Sección 8. Numeral 8.10. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). 2B.301.3.7 (8) Espesor de losa y alma. El espesor de las losas de piso será diseñado en concordancia con la Sección 3. Numeral 3.24.3.AASHTO Standard HB-17, pero no será menor que el especificado en la Sección 8. Numeral 8.11. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 4). El espesor de la losa inferior de una viga cajón no será menor que 1/16 de la luz libre entre almas de vigas o 140 mm, excepto que el espesor necesario no será más grande que el espesor de la losa superior a menos que se requiera por diseño. Cuando se requiera por diseño, cambios en el espesor del alma de las vigas será reducido para una distancia mínima de 12 veces la diferencia en el espesor del alma.


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2B.301.3.7 (9) Diafragmas Verticales. Diafragmas verticales deberán ser utilizados en los extremos de los tramos de vigas T y vigas cajón a menos que otros recursos sean provistos para resistir las fuerzas laterales y mantener la sección geométrica del tablero. Diafragmas verticales intermedios suelen especificarse, aunque se establece que podrán ser omitidos donde pruebas o análisis estructurales demuestren que existe una adecuada distribución y resistencia sin su inclusión. Vigas cajón rectas y curvas de puentes con un radio interior de 244 m o más grandes no requieren diafragma intermedio. Para vigas cajón curvas que tienen un diámetro interior menor que 244 m, diafragmas intermedios son requeridos a menos que de otro modo se demuestre por prueba o análisis estructural. Para tal viga cajón curva, un máximo espaciamiento de diafragma de 12 m es recomendado para resistir la 5.13.). 2B.301.3.7 (10) Cálculo de deflexiones. El cálculo de las deflexiones estará basado en las propiedades de la sección transversal del total de la superestructura excluyendo barandas, bordillos, aceras, o cualquier elemento no colado monolíticamente con la superestructura fácilmente removible. Las deflexiones por carga viva podrán basarse sobre la suposición que los miembros flexionantes de la superestructura actúan juntos y tienen igual deflexión. La carga viva consistirá de todas las líneas de tráfico totalmente cargada, con reducción en la intensidad de carga permitida. La carga viva será considerada uniformemente distribuida para todos los miembros flexionantes longitudinales. Cuando se calculen las deflexiones, aquellas que ocurran inmediatamente por la aplicación de la carga se deberán calcular mediante los métodos o fórmulas usuales para las deflexiones elásticas. A menos que los valores de rigidez se obtengan por medio de un análisis más completo, la deflexión inmediata se deberá calcular tomando el módulo de elasticidad del hormigón, Ec y tomar tomando el momento de inercia total, Ig, o el momento de inercia efectivo, Ie, calculado a través de las (Ec. 8-1 y 8-2) Sección 8. Numeral 8.13. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). Para elementos continuos, el momento de inercia efectivo se podrá tomar como el promedio de valores obtenidos de la (Ec. 8-1) para las secciones críticas de momento positivo y negativo. Para miembros prismáticos, el momento de inercia efectivo se podrá tomar como el valor obtenido por la ecuación mencionada a la mitad del claro para tramos simples y continuos, y en el punto de apoyo para voladizos. A menos que los valores se obtengan por un análisis más completo, las deflexiones a largo plazo tanto para elementos sometidos a flexión de hormigones de peso normal y ligero será la deflexión inmediata causada por la carga sostenida considerada multiplicada por uno de factores:


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Donde la deflexión inmediata ha sido basada en Ig, el factor de multiplicación para deflexiones de largo plazo será tomado como 4. Donde la deflexión inmediata ha sido calculada en base aIe, el factor de multiplicación para deflexión de largo plazo será tomado como:

(Ec. 2B.301-38)

Área de acero de refuerzo superior al eje neutro Área de acero de refuerzo inferior al eje neutro 2B.301.3.7 (11) Diseño. El diseño de miembros de hormigón armado será hecho por cualquiera de los dos métodos con referencia a los factores de carga y esfuerzo como en el diseño por resistencia última o, alternativamente con referencia a las cargas de servicio o esfuerzos permisibles como en el diseño por cargas de servicio. Los miembros en construcción compuesta sujetos a flexión consistirán de elementos de hormigón precolado o construidos en sitio, pero interconectados de manera tal que respondan a las cargas como una sola unidad. Cuando se considere en el diseño, el apuntalamiento no será removido hasta que los elementos soportados desarrollen las propiedades de diseño requeridas para soportar todas las cargas y los límites de deflexiones y rotura. Los miembros en construcción compuesta completos o partes de ellos podrán ser utilizados para resistir el cortante y el momento. Los elementos individuales serán investigados para todos los estados críticos de carga y serán diseñados para soportar todas las cargas introducidas desde el inicio hasta el desarrollo total de la resistencia de diseño del miembro. El refuerzo será provisto tal como sea necesario para prevenir la separación de los elementos individuales. Si la resistencia especificada, el peso unitario, u otras propiedades de varios elementos son diferentes, las propiedades de los elementos individuales o el valor más crítico, será usado en el diseño. En el cálculo de la resistencia a la flexión de un miembro en construcción compuesta, por el método de resistencia última, no se harán distinción será hecha entre miembros apuntalados y no apuntalados. Cuando un miembro completo es asumido para resistir el corte vertical, el diseño estará de acuerdo con los requerimientos de las secciones de AASHTO Standard HB-17, para un miembro colado monolíticamente de la misma forma de sección transversal El refuerzo por cortante será anclado totalmente dentro de los elementos interconectados de acuerdo con la Sección 8. Numeral 8.27. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-


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SECCIÓN 5) El acero de refuerzo por cortante, anclado y prolongado podrá ser en forma de anillos para tomar el cortante horizontal. El diseño proveerá una total transferencia de fuerzas de cortante horizontal en superficies de contacto de elementos interconectados. En secciones homogéneas estará de acuerdo con la Sección 8. Numeral 8.15.5.5. AASHTO Standard HB-17, y en secciones compuestas de conformidad con la Sección 8. Numeral 8.16.6.5. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). Todos los aspectos del diseño de elementos de hormigón armado estarán de acuerdo a AASHTO LRFD, CAPITULO 5, para los métodos de cargas de servicio y factores de carga respectivamente. Los detalles del acero de refuerzo a colocarse en los miembros de hormigón armado estarán de acuerdo con los siguientes numerales de la Sección 8. AASHTO Standard HB-17: Elementos a flexión, 8.17. Elementos a compresión, 8.18. Refuerzo a constante, 8.19. Refuerzo para contracción y temperatura, 8.20. Espaciamiento del refuerzo, 8.21. Recubrimientos, 8.22. Ganchos y Dobleces, 8.23Desarrollo del refuerzo a flexión, 8.24, 8.25, 8.26, 8.27, 8.28, 8.29, 8.30, 8.31 y 8.32. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) 2B.301.3.8 Hormigón Presforzado. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) Las especificaciones de esta sección son propuestas para el diseño de miembros de hormigón presforzado para puentes. 2B.301.3.8 (1) Hormigón. La resistencia a la compresión especificada, f´c, del hormigón para cada parte de la estructura deberá ser indicada en los planos. Los requerimientos para f´c deberán ser basados en ensayos de cilindros según la Sección 7. Estructuras de Hormigón. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). 2B.301.3.8 (2) Acero de Presfuerzo. Alambres, torones o varillas deberán estar conforme a una de las siguientes especificaciones:

“Uncoated Stress-Relieved ire for Prestressed Concrete,” AASHTO M 04. “Uncoated Seven-Wire Stress-Relieved Strand for Prestressed Concrete,” AASHTO M

203. “Uncoated High-Strength Steel Bar for Prestressing Concrete,” ASTM A 7 .

Alambres, torones y varillas no especificados en el AASHTO M 203, AASHTO M 204, o ASTM A 722 podrán ser usados si están de acuerdo con los requerimientos mínimos de estas especificaciones.


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2B.301.3.8 (3) Análisis. Los miembros serán dimensionados para una adecuada resistencia usando estas especificaciones como guías mínimas. Las vigas continuas y otras estructuras estáticamente indeterminadas serán diseñadas para tener una resistencia adecuada y un comportamiento satisfactorio. El comportamiento será determinado por el análisis elástico tomando en cuenta las reacciones, momentos, cortantes, fuerzas axiales producidas por el presforzado, el efecto de temperatura, fluencia, retracción, deformación axial, restricciones de elementos estructurales unidos, y asentamiento de la cimentación. 2B.301.3.8 (4) Expansión y contracción. En todos los puentes, se deberá considerar en el diseño la resistencia a los esfuerzos térmicos inducidos, o se proveerán medios necesarios para controlar el movimiento causado por los cambios de temperatura. Los movimientos que no han sido previstos, incluyendo el acortamiento durante el presforzado, serán controlados por medio de columnas articuladas, mecedoras, placas de deslizamiento, placas elastoméricas u otros dispositivos. 2B.301.3.8 (5) Longitud de Tramo. Las longitudes efectivas del tramo de vigas simplemente apoyadas no excederán la longitud del claro libre más la altura de la viga. La longitud de tramo de losas de piso, continuas o restringidas, y vigas será la distancia libre entre la cara de los soportes. Cuando existan cartelas con ángulos de 45º o más con el eje de la losa continua o restringida, y sean construidas monolíticamente con la losa y soportes; el tramo será medido desde la sección donde el espesor combinado de la losa y el filo es al menos una y media veces el espesor de la losa. El momento máximo negativo será considerado actuando en los extremos del tramo, tal como se definió anteriormente. Ninguna porción de la cartela será considerada como parte del espesor efectivo. 2B.301.3.8 (6) Marcos y construcciones continuas (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). Los efectos de momentos secundarios debido al presfuerzo serán incluidos en los cálculos de los esfuerzos cuando actúan las cargas. En los cálculos por resistencia última, los momentos secundarios y cortantes inducidos por el presfuerzo serán agregados algebraicamente a los momentos y cortantes debido a cargas muertas y vivas factorizadas. Cuando la continuidad estructural es asumida en los cálculos de cargas vivas más impacto y momentos por cargas muertas compuestas.


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Los efectos de fluencia y retracción serán considerados en el diseño, incorporando vigas presforzadas precoladas de tramos simples y losas de piso continuas de dos o más tramos. Las provisiones serán hechas en el diseño para los momentos positivos que podrán desarrollar en la región de momento negativo debido al efecto combinado de fluencia y retracción en las vigas y losas de piso y debido al efecto de carga viva más el impacto en tramos apartados. Retracción y acortamiento elástico del estribo será considerado cuando sea significativo. El refuerzo no presforzado para momento positivo en las conexiones de estribos de puente podrán ser diseñados con esfuerzos de trabajo de 0,6 veces la resistencia a la fluencia pero no excederá 248,22 MPa. Los refuerzos de momento negativo serán proporcionados por diseño por resistencia con factores de carga en concordancia con la Sección 9. Numeral 9.14. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5). El momento negativo resistente último, será calculado usando la resistencia a la compresión del hormigón de la viga sin tomar en cuenta la resistencia de hormigón del diafragma Análisis elásticos y teoría de vigas podrán ser usados en el diseño de vigas cajón segmentadas en estructuras. En el análisis de puentes con vigas cajón segmentadas precoladas, ninguna tensión será permitida a través de cualquier junta entre segmentos durante cualquier estado de izado o de cargas de servicio. Adicionalmente a las consideraciones usuales del diseño de la infraestructura, momentos de volado no balanceados debido a los pesos de los segmentos y a las cargas de izado serán consideradas en el diseño del estribo o con columnas auxiliares, los equipos de izado con la cual se eliminan estos momentos no balanceados podrán ser usados. El diseño transversal de vigas cajón segmentadas por flexión considerará los segmentos como marcos de cajón rígidos. Las losas superiores serán analizadas como secciones con espesores considerando los filos entre las losas superiores y las almas. Las cargas por rueda estarán localizadas para proveer los momentos máximos, y análisis elásticos serán usados para determinar la distribución longitudinal efectiva de las cargas por rueda para cada localización de carga. El presfuerzo transversal de losas superiores es generalmente recomendado. En el diseño de la sección transversal, consideraciones serán dadas para el incremento en el cortante en el alma como resultado de la carga excéntrica o de la geometría de la estructura.


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2B.301.3.8 (7) Ancho efectivo del ala. Para construcciones compuestas preesforzadas donde losas o patines son asumidas para actuar integralmente con la viga, el ancho del ala efectivo se conformará a la provisión para patines de vigas T. Para construcciones preesforzadas monolíticas con espaciamientos normales de vigas y con un tramo de losa normal, el ancho de ala efectivo será a una distancia centro a centro de vigas. Para tramos muy pequeños de losa, o donde el espaciamiento de vigas es excesivo investigaciones analíticas serán hechas para determinar el ancho anticipado del ala actuando con la viga. Para el diseño pretensado monolítico de vigas aisladas el ancho del ala no excederá 15 veces el ancho del alma y será adecuado para todas las cargas de diseño. Para vigas cajón coladas en sitio con tramos de losas normales y espaciamiento normales de vigas, donde las losas son consideradas una parte integral de la viga, el ancho total de la losa deberá ser asumido para ser efectivo en compresión. Para vigas cajón de inusuales proporciones incluyendo las vigas cajón segmentadas, métodos de análisis que consideren el retroceso del cortante será usado para determinar los esfuerzos en la sección transversal debido a flexiones longitudinales. Filos adecuados serán provistos en las intersecciones de todas las superficies dentro de la celda de una viga cajón, excepto en la unión del alma y del ala inferior donde no son requeridas. Para hormigón presforzado compuesto donde losas o patines son asumidos para actuar integralmente con vigas precoladas el ancho efectivo del alma de la viga precolada será el menor de (1) seis veces el máximo espesor del ala (excluyendo los filetes) sobre cada lado del alma más el alma y los filetes, y (2) El ancho total del ala superior El ancho del ala efectivo de una sección compuesta será el menor de (1) ¼ de la longitud del tramo de la viga, (2) seis (6) veces el espesor de la losa en cada lado del ancho efectivo del alma así determinado en el art. por el art. 9.8.3.1 más el ancho efectivo del alma, y (3) ½ la distancia del claro en cada lado del ancho efectivo del alma más el ancho efectivo del alma. 2B.301.3.8 (8) Espesor de Almas y Patines-Vigas Cajón. El espesor mínimo del ala superior será 1/30 de la distancia del claro entre los bordes o almas pero no menor que 15 cm., excepto que el espesor podrá ser reducido para elementos pretensados precolados producidos en fabrica a 14 cm. El espesor mínimo del ala inferior será 1/30 de la distancia del claro entre los bordes o almas pero no menor que 14 cm., excepto que el espesor podrá ser reducido para elementos pretensados precolados producidos en fabrica a 13 cm.


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El espesor del alma de la viga se adelgazará para una distancia mínima de 12 veces la diferencia en el espesor del alma. 2B.301.3.8 (9) Diafragmas Verticales. Los diafragmas verticales serán provistos de acuerdo con la Sección 9. Numeral 9.10.2 y 9.10.3. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) excepto que el diafragma podrá ser omitido donde ensayos o análisis estructurales demuestren una adecuada resistencia. Los diafragmas u otros medios serán usados en los extremos de tramos para resistir los bordes libres de la losa (diafragma horizontal) y para transmitir fuerzas laterales a la infraestructura. Diafragmas verticales intermedios pudieran ser requeridos. Para vigas cajón extendidas, diafragmas verticales serán colocados dentro del cajón y entre los cajones en extremos del tramo y en los puntos de máximo momento para tramos mayores de 24 m. Para puentes con vigas cajón prefabricadas múltiples, los diafragmas verticales son requeridos solo si se necesita para los apoyos de extremos de losas o para contener o resistir los anillos de tensión transversales. Para vigas cajón fundidas en el sitio, diafragmas verticales u otros medios serán usados en los extremos de los tramos para resistir las fuerzas laterales y mantener la geometría de la sección Los diafragmas verticales intermedios no son requeridos en puentes con radio de curvatura interior mayores a los 240 m. Para vigas cajón segmentadas, diafragmas verticales serán colocados dentro del cajón en los extremos del tramo. Los diafragmas intermedios no son requeridos en puentes con radio interior de curvatura mayor a los 240 m. Para todos los tipos de cajones presforzados en puentes con un radio de curvatura interior menor que 240 m, diafragmas verticales intermedios pudieran requerirse y el espaciamiento y la resistencia de éstos será dada con consideraciones especiales en el diseño de la estructura. 2B.301.3.8 (10) Deflexiones. Los cálculos de deflexiones considerarán carga muerta, carga viva, presforzado, cargas por izado fluencia y retracción del hormigón, y relajación del acero. Las deflexiones serán calculadas previo al colado de segmentos y serán basadas anticipadamente al plan de colado e izado. Las deflexiones calculadas serán usadas como guías que se compararán con las mediciones de las deflexiones actuales.


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Para deflexiones, los siguientes criterios son recomendados:

a) Los miembros que tienen tramos simples o continuos. Serán preferiblemente diseñados para que la deflexión debida a carga viva de servicio más impacto no exceda 1/800 del tramo, excepto en puentes para áreas urbanas usados en parte por peatones en los cuales la relación no deberá exceder 1/1000.

b) Las deflexiones del volado. Debido a cargas vivas de servicio más impacto

preferiblemente serán limitadas a 1/300 del voladizo excepto para los casos que se incluya uso peatonal, donde la relación preferiblemente será 1/375.

2B.301.3.8 (11) Paneles de piso. Los paneles de piso prefabricados y presforzados usados como formas permanentes colocadas entre las vigas longitudinales podrán ser diseñados conjuntamente con la porción fundida en sitio de la losa para soportar cargas muertas adicionales y cargas vivas. Los paneles serán analizados asumiendo el peso propio de los soportes, cualquier carga de construcción, y el peso del hormigón fundido en sitio, y serán analizados asumiendo la acción compuesta con hormigón fundido en sitio para soportar los momentos debido a cargas muertas adicionales y cargas vivas. En el cálculo de esfuerzos en paneles de piso debido a momento negativo cercano a la viga longitudinal, ninguna compresión debida a presfuerzo será asumida. 2B.301.3.8 (12) Diseño. Los miembros deberán cumplir los requisitos de resistencia especificados en este apartado. El diseño será hecho por resistencia (Diseño con Factores de Carga) y por el comportamiento bajo condiciones de servicio (Diseño por esfuerzos admisibles) para todas las condiciones de carga que puedan ser críticas durante la vida de la estructura desde el momento en que se aplica el presfuerzo. Las concentraciones de esfuerzos debidas al presfuerzo deberán ser consideradas en el diseño. Los efectos de temperatura y de retracción deberán ser considerados en el diseño. Las siguientes hipótesis se aplican al diseño de elementos monolíticos:

Las deformaciones varían linealmente en toda la profundidad del miembro a través de todo el intervalo de carga;

Antes del agrietamiento el esfuerzo es linealmente proporcional a la deformación; Después del agrietamiento se desecha la tensión en el hormigón.


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Miembros flexionantes compuestos por elementos de hormigón prefabricados y/o colados en sitio construidos en lugares separados pero interconectados en tal manera que los elementos responden como uno solo al aplicarles las cargas deberán conformarse a las disposiciones de AASHTO Standard HB-17, . (AASHTO LRFD 2010). Cuando un miembro completo vaya a resistir la fuerza cortante vertical, el diseño será acorde con los requerimientos de AASHTO Standard HB-17. El diseño deberá asegurar transferencia completa de fuerzas cortantes horizontales en las superficies de contacto de elementos interconectados. El diseño para resistir la cortante horizontal se hará en concordancia con los requerimientos de la Sección 9. Numeral 9.20.4. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 7). En estructuras con una losa de hormigón fundido en sitio sobre vigas precoladas, la retracción diferencial tiende a provocar esfuerzos de tracción en la losa y en la parte inferior de las vigas. Debido a que la retracción por tensión se produce en un intervalo largo de tiempo, el efecto en las vigas es reducido por la fluencia del hormigón. La retracción diferencial podrá influir en la carga de agrietamiento y en el perfil deformado de la viga. Cuando estos factores son significativos, el efecto de la retracción diferencial deberá ser incluido entre los efectos de las cargas. En hormigón postensado las zonas de anclaje se determinarán de acuerdo a la Sección 10. Numeral 10.6. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 7). Los detalles de los miembros de hormigón presforzado estarán de acuerdo a lo especificado en la Sección 9. Numeral 9.25 hasta 9.28. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 7). Los mecanismos de apoyo para estructuras de hormigón presforzado serán diseñados de acuerdo con la Sección 6. Numeral 6.14. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 7). 2B.301.3.9 Acero Estructural. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5) Las especificaciones dadas en esta sección son aplicables al diseño de elementos de acero estructural para puentes. Las presentes especificaciones se aplicarán a los materiales indicados a continuación. Podrán emplearse otros materiales de los que deberán establecerse y especificarse sus, propiedades, resistencias, esfuerzos permisibles y manejabilidad. 2B.301.3.9 (1) Acero Estructural. Estará conforme a los materiales indicados en la Tabla 10.2 A. Sección 10. Numeral 10.2. AASHTO HB-17.


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2B.301.3.9 (2) Módulo de elasticidad. Para todos los grados de acero estructural se tomará como 29.000.000 psi (200.000 MPa) y el coeficiente de expansión será 0.0000011 por ºC. 2B.301.3.9 (3) Acero para pasadores, rodillos y mecedores, de dilatación Serán considerados de acuerdo a la Tabla 10.2 B. Sección 10. Numeral 10.2. AASHTO HB-17. . 2B.301.3.9 (4) Sujetadores (remaches y pernos). Los sujetadores podrán ser pernos de aceros al carbón A 307; remaches de acero A 502, grado 1 o grado 2; o pernos de alta resistencia A 325 o A409. Respecto a la soldadura, se aplicarán los requisitos de las normas ANSI AASHTO, AWS para soldadura de puentes. 2B.301.3.9 (5) Consideraciones para cargas repetitivas y tenacidad. Los elementos estructurales y sujetadores sometidos a variaciones repetidas o inversiones de esfuerzos, se diseñarán de manera que el esfuerzo máximo no exceda el esfuerzo admisible y que el rango de esfuerzo real no exceda el rango de esfuerzo de fatiga. Se deberán considerar aspectos importantes tales como los ciclos de carga, la resistencia “Charpy” a la rotura por impacto en las ranuras en “V” y el cortante debido al paso de un solo camión. 2B.301.3.9 (6) Longitud efectiva del tramo. Para efectos de cálculo y diseño, se tomará como longitud del tramo, la distancia entre centro de apoyos o de otros puntos de soportes. 2B.301.3.9 (7) Relaciones de altura de viga/longitud del tramo.

Vigas: 1/25. Vigas compuestas (incluye losa): 1/25. Vigas Compuestas (sola) : 1/30. Armaduras : 1/10.

Para tramos continuos se deberá considerar como longitud del tramo a la distancia entre los puntos de inflexión por carga muerta. Estos requisitos para vigas de puentes podrán ampliarse a juicio del Consultor.


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2B.301.3.9 (8) Deflexión (flecha). Para este caso se entiende por “deflexión” al valor calculado de acuerdo a las suposiciones de carga cuando se calcula el esfuerzo en determinado miembro.

a) Tramos simples o continuos. La deflexión por carga viva más impacto será limitada a 1/800 de la longitud del tramo, para puentes en áreas urbanas que son utilizados por peatones la deflexión deberá limitarse a 1/1000.

b) Tramos de vigas en voladizo. La deflexión por carga viva más impacto será limitada a 1/300, si se considera para peatones será 1/375 de la longitud del tramo en voladizo.

Las deflexiones en general, se determinarán de acuerdo al contenido de la Sección 10. Numeral 10.6. AASHTO Standard HB-17. 2B.301.3.9 (9) Longitud límite de los miembros. Para miembros a compresión, kl/r ≤ 1 0, para miembros principales, 140 para miembros secundarios. El radio de giro (r) y el área efectiva se calcularán para la sección transversal con mayor número de agujeros (cubre placas perforadas). 2B.301.3.9 (10) Espesor mínimo del metal. El acero estructural (incluyendo el de contraventeos, marcos transversales y todo tipo de placas de juntas) exceptuando ciertos perfiles laminados, nervaduras de pisos ortotrópicos, empaques y parapetos; será de un espesor no menor de 8 mm. El espesor de alma de vigas roladas y canales no será menor de 6 mm. El espesor de nervaduras de pisos ortotrópicos no será menor que 5 mm. Los elementos de aceros expuestos a ambientes corrosivos tendrán un espesor mayor o estar debidamente protegidos. Para elementos particulares como miembros a compresión de armaduras atiesadores y piezas sobresalientes de ángulos y atiesadores de placas, se deberá remitir a la sección correspondiente de armaduras, vigas de placas y alas sobresalientes de ángulos. Los espesores mínimos, en general, están contenidos en la Sección 10. Numeral 10.8. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (11) Área efectiva de los ángulos y secciones “T” sujetas a la tensión. El área efectiva de elementos sujetos a tensión, formado por un solo ángulo o por una sección “T”, y la de cada ángulo de un elemento doble a tensión, donde los ángulos están conectados espalda con espalda sobre el mismo lado de la placa del nudo, se tomará como área efectiva el área neta del ala o ala conectado más la mitad del área del ala que sobresale.


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Cuando se conecta un miembro a tensión, con sección “T” o formado por dos ángulos espalda con espalda a caras opuestas de la placa del nudo, el área efectiva será el área neta total de la SECCIÓN Cuando los ángulos están conectados a placas de nudos separados, como en armaduras con alma doble, y los ángulos están conectados entre sí mediante placas de unión localizadas lo más cerca posible a las placas de nudo, se considerará como área efectiva al área neta total de los dos ángulos. Caso contrario se tomará solo el 80% del área neta como área efectiva. Los requerimientos están contenidos en la Sección 10. Numeral 10.9. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). Los ángulos serán considerados como efectivos para la transmisión de esfuerzos sí el número de remaches o pernos que los conecte sobre pase en un 1/3 a la cantidad requerida. 2B.301.3.9 (12) Alas sobresalientes de Ángulos. El ancho del ala sobresaliente de ángulos sujetos a compresión (excepto los reforzados por placas) no deberá exceder lo siguiente:

Miembro principales que transmiten carga axial: 12 veces su espesor. Miembro en contraventeo y otros secundarios: 16 veces su espesor.

Los requerimientos están contenidos en la Sección 10. Numeral 10.10. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (13) Dilatación y Contratación. Para el diseño, se considerarán los esfuerzos térmicos inducidos, así como los momentos causados por la dilatación y contracción por los cambios de temperatura. Se deberán prevenir también los cambios de longitud por efecto de los esfuerzos por carga viva. Para tramos mayores de 91 m, se deberá proveer a la estructura de dispositivos necesarios para la dilatación y contracción del piso. El extremo para dilatarse se sujetará debidamente para restringir los movimientos laterales. Los requerimientos están contenidos en la Sección 10. Numeral 10.11. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (14) Miembros a Flexión. Los miembros a flexión se diseñarán usando el módulo de sección elástico, excepto cuando se emplean secciones compactas en el diseño por resistencia última (factores de carga).


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Los requerimientos están contenidos en la Sección 10. Numeral 10.12. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (15) Cubre Placa La longitud de cualquier cubreplaca que se agregue a una viga laminada no será menor que 2 veces el peralte de la viga más 92 cm. El espesor de la cubreplaca no excederá 2 veces el espesor del ala en que se coloque. El espesor total de las cubreplacas no excederá 2 ½ veces el espesor del ala. Los requerimientos están contenidos en la Sección 10. Numeral 10.13. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (16) Contraflecha Las vigas llevarán una contraflecha para compensar las de flexiones debido a la carga muerta además deberán tener curvatura para que los patines queden paralelos. Los requerimientos están contenidos en la Sección 10. Numeral 10.14. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (17) Vigas laminadas y vigas de placas soldadas, en caliente. Se refiere a las vigas laminadas o construidas de placas soldadas, que serán curvadas en caliente para obtener una curvatura horizontal. Para este proceso se utilizarán aceros con un límite de fluencia no mayor a 50ksi. (345 MPa). El radio de curvatura no será menor de 45 m ni menor que los valores más altos calculados de acuerdo a las Ecuaciones (10-1) y (10-2). Sección 10. Numeral 10.5.2. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). Además el radio no será menor que 305 m cuando el espesor del ala exceda de 76 mm o cuando el ancho del mismo exceda de 762 mm. Para compensar la posible pérdida de contraflecha en las vigas curvadas en caliente al disiparse los esfuerzos residuales, el total de la contraflecha en mm en cualquier sección a lo largo de la viga será el calculado por las Ecuaciones (10.3). Sección 10. Numeral 10.15.3. AASHTO HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (18) Celosías. Los requisitos de diseño para armaduras estarán de acuerdo a la Sección 10.16. AASTHO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6).


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2B.301.3.9 (19) Torres Los requisitos de diseños para torres estarán de acuerdo a la Sección 10. Numeral 10.17. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (20) Empalmes. Los empalmes se podrán realizar usando remaches, pernos de alta resistencia soldaduras. Los empalmes ya sean a tensión, compresión o esfuerzo cortante, se diseñarán por lo menos para promedios entre el esfuerzo calculado en el punto del empalme y la resistencia del miembro en dicho punto, si existe cambio de sección en el punto se tomará la sección de menor resistencia. Los aspectos particulares de empalmes se tomarán en cuenta de acuerdo a la Sección 10. Numeral 10.18. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (21) Resistencia de las conexiones Las conexiones se diseñarán para el promedio entre el esfuerzo calculado y la resistencia del elemento, pero en ningún caso se diseñarán para menos del 75% de la resistencia del elemento. En cuanto sea posible, las conexiones serán simétricas respecto a los ejes de los elementos, excepto para barras de celosías que tendrán mínimo dos sujetadores o su equivalente en soldadura. Todos los elementos incluidos los de contraventeo, se unirán de tal manera que sus ejes se intercepten en un punto; se deberán evitar las conexiones excéntricas, de no ser posibles los elementos tendrán dimensiones tales que los esfuerzos combinados no excedan el esfuerzo axial de diseño permisibles. Los aspectos particulares respecto a la resistencia de las conexiones estarán de acuerdo a lo especificado en la Sección 10. Numeral 10.19. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (22) Diafragmas y arriostramientos. Los tramos formados por vigas laminadas o vigas de placas soldadas llevarán marcos transversales o diafragmas en sus extremos, así como en las partes intermedias espaciados a no más de 7.60 m. La altura de los diafragmas será mínimo 1/3 de la altura de la viga pero preferible que sea de ½ de dicha altura; en el caso de vigas de placas soldadas esta relación será ½ pero con preferencia ¾. Las dimensiones de los diafragmas extremos serán tales que puedan transmitir adecuadamente todas las fuerzas laterales a los apoyos. Se pondrá especial interés al diseño de diafragmas para


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puentes con curvatura horizontal, estos se diseñarán como miembro principales y serán capaces de transmitir las fuerzas laterales de los patines de las vigas. Los diafragmas intermedios del tipo cruz o tipos “V”; se dispondrán perpendiculares a las vigas principales cuando la estructura de soporte tenga un esviaje no mayor a 20 ºC. Para detalles particulares sobre este tema remitirse a la Sección 10. Numeral 10.20. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (23) Contraventeo Lateral. En el diseño de puentes se deberá investigar la necesidad de implementar contraventeo lateral. Los patines empotrados a los pisos de hormigón u otro material de igual rigidez, no necesitarán contraventeo lateral. Se deberá aplicar una carga de 50 lb/pie² sobre el área lateral de la superestructura, la mitad de esta fuerza será aplicada en el plano de cada ala (superior e inferior). Los esfuerzos inducidos serán calculados de acuerdo a la Sección 10.20.21. AASHTO HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6) De ser necesario se colocarán sistemas de contraventeo lateral entre los diafragmas o marcos transversales; estos serán colocados en cerca del plano del ala a contraventear. El sistema de contraventeo estará formado por ángulos, otros perfiles laminados o por secciones soldadas. La sección mínima de los ángulos a emplearse será de 8 x 6 cm y cada conexión extrema se hará con dos pernos o remaches, o por la soldadura equivalente. Cuando se use un sistema doble de contraventeo, se asumirá que ambos actúan simultáneamente si los elementos satisfacen los requerimientos de tensión y compresión. Estos serán conectados en su intersección El contraventeo lateral de cuerdas sujetas a compresión, tendrá la misma altura de dichas cuerdas y estará conectado firmemente a ambos patines. 2B.301.3.9 (24) Secciones Cerradas y Cavidades. De ser posible, se evitarán las secciones cerradas y cavidades o depresiones que puedan retener agua. De ser necesario toda cavidad tendrá orificios para su drenaje o se rellenará con material impermeable. Los detalles de la estructura serán de tal manera que eviten los efectos destructivos producidos por nidos de aves, acumulación de tierra o cualquier materia extraña. Los lados verticales de ángulos, sencillos o dobles se proyectarán hacia abajo. Los detalles particulares del proceso de soldadura, tales como tamaño máximo y mínimo de soldaduras de filetes, longitud, vueltas en los extremos y soldadura de replantillo, estarán de acuerdo con la Sección 10. Numeral 10.22. AASHTO HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6).


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2B.301.3.9 (25) Pernos y remaches. Para fines de diseño, el diámetro de diseño de los remaches o pernos se refiere al diámetro nominal, salvo que se indique lo contrario. Todos los pernos, excepto los de alta resistencia, llevarán tuercas de seguridad o doble tuerca. Las juntas que resistan cortantes entre las partes que conectan, podrán ser del tipo “de fricción” o del tipo “de aplastamiento”. Las conexiones a cortantes sujetas a esfuerzos reversibles, cargas de alto impacto, vibración severa o donde los esfuerzos debido al deslizamiento puedan ser perjudiciales a la utilidad de la estructura, se las considerará del tipo de fricción. Las conexiones del tipo de aplastamiento con pernos de alta resistencia, solo se usarán en elementos sujetos a compresión y elementos secundarios. El área efectiva del perno o remache será determinada por el producto de su diámetro por el espesor de la placa en que se apoya. En placas con espesor menor que 9.5 mm se considerará que los remaches o pernos avellanados no tienen capacidad para transmitir esfuerzos. En las placas cuyo espesor es igual mayor que 9.5 mm solo deberá considerarse la mitad del peralte avellanado del perno al calcular el área de aplastamiento. Aspectos particulares para el diseño de pernos y remaches estarán de acuerdo con la Sección 10. Numeral 10.23. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (26) Eslabones y tensores. En elementos a tensión conectados mediante pasadores, que no sean barras de ojo, la sección neta a través del agujero para el pasador no será menor del 140% de la sección neta requerida del elemento, y la sección neta detrás del agujero no será menor del 100% de la sección mencionada. La relación entre el ancho neto (a través del agujero y transversalmente al eje del elemento) y el espesor de esa parte del elemento no será mayor de 8. Cuando los patines no se apoyen en el pasador, el área de los patines no será considerada en la sección neta a través del agujero. Los detalles particulares para los pasadores, tales como localización, dimensión, placas y tuercas, estarán en concordancia con la Sección 10. Numeral 10.25. ASSHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (27) Extremos roscados Los extremos roscados de barras y varillas deberán engrosarse de tal manera que se tenga una sección en la raíz de rosca que exceda por lo menos en un 15% a la sección neta del cuerpo del elemento. Los aspectos particulares respecto a extremos roscados estarán de acuerdo a lo especificado en la Sección 10. Numeral 10.26. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6).


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2B.301.3.9 (28) Barras de ojo. Las barras de ojo tendrán un espesor uniforme sin ningún refuerzo en los agujeros del pasador. El espesor no será menor que 1/8 del ancho o 12.7 mm y no mayor de 50.8 mm. La sección de la cabeza a través del centro del agujero del pasador excederá en un 35% a la sección neta requerida del cuerpo de la barra. La sección neta detrás del agujero no será menor de un 75% del área requerida en el cuerpo del elemento. El radio de la transición entre la cabeza y el cuerpo de la barra será igual o más grande que el ancho de la cabeza a través del centro del agujero. En lo referente a paquetes de barras de ojo de remitirá a la Sección 10. Numeral 10.27.2. AASHTO HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6). 2B.301.3.9 (29) Apoyos fijos y de dilatación Los extremos fijos quedarán anclados firmemente a la estructura de soporte. Los apoyos para tramos menores a 15 m se diseñarán sin tomar en cuenta la deflexión, de tal manera que los elementos se deslicen sobre placas de acero con superficie cepilladas. Los apoyos para tramos de 15m o más se proyectarán como rodillos, mecedoras o placas de apoyo que cumplan las necesidades de dilatación, estos podrán ser articulaciones, placas de apoyo con superficies curvas o dispositivos con pasadores. En sustitución de los requisitos anteriores podrán usarse apoyos elastoméricos. Los detalles particulares de apoyos de bronce, cobre, rodillos, placas de asiento, apoyos sobre mampostería, pernos de anclaje y pedestales estarán de acuerdo con la Sección 10. Numeral 10.29. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 14). 2B.301.3.9 (30) Sistemas de piso. Todo lo referente a los sistemas de piso estará de acuerdo con la Sección 10.30. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 14). 2B.301.3.9 (31) Apoyos elastoméricos. (AASHTO LRFD-SECCION 14). Todos los detalles del diseño de elementos de acero estructural estarán de acuerdo a las partes C y D. Sección 10. Numeral 10.30. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 6), para los métodos de cargas de servicio y factores de carga, respectivamente. 2B.301.3.10 Apoyos Elastoméricos. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 14) El apoyo elastomérico es un dispositivo construido parcial o totalmente de material elastomérico cuyo propósito es transmitir las cargas permitiendo ciertos movimientos entre el tablero del puente y su soporte estructural. Esta sección cubre el diseño de placas de apoyo sencillas (sólo de elastómero) y placas de apoyo reforzadas (capas alternadas de acero aglutinadas en elastómero). En los casos de apoyos reforzados deberán evitarse las capas elastoméricas delgadas. Para lograr un mejor refuerzo, los apoyos podrán tener unas placas de acero externas


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ligadas a las capas elastoméricas superior e inferior. Se diseñarán de acuerdo a la Sección 14. Numeral 14.4. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 14). 2B.301.3.11 Juntas de dilatación. Las juntas de Dilatación son dispositivos que permiten los desplazamientos relativos entre dos partes de una estructura. En algunos proyectos de puentes se interrumpen los tableros para garantizar los desplazamientos reológicos como cambios de temperatura, efectos de retracción o flujo plástico, acortamientos por pretensado, cargas de tráfico, asentamientos diferenciales o tolerancias requeridas, compatibles con las condiciones de apoyo. Sus funciones principales son las siguientes:

Deben asegurar que los desplazamientos totales del puente, se cumplan sin golpear o deteriorar los elementos estructurales.

Deben garantizar la continuidad de la capa de rodadura del puente, para dar mayor confort a los usuarios.

Deben ser Impermeables y evacuar las aguas sobre el tablero en forma rápida y segura. No deben producir ruidos, impactos y vibraciones al soportar las cargas del tráfico. Ancho de Apoyo.

Es evidente que no hay una junta capaz de resistir desplazamientos que provengan de la falla de elementos estructurales como tableros, pilas o estribos. 2B.301.3.11 (1) Clasificación de las juntas. De acuerdo con su conformación y tomando en cuenta el procedimiento constructivo, las Juntas de expansión se pueden clasificar de la siguiente manera: Juntas Abiertas, cuando no tiene conexión en la ranura y permiten el paso directo del agua, Rellenas Moldeadas cuando se vacían en sitio, Rellenas Pre-moldeadas cuando se ensamblan con elementos externos. 2B.301.3.11 (1) a) Juntas abiertas. Por ser la primera junta conocida, se encuentran en puentes viejos de corta luz. Su ventaja es el costo inicial de construcción relativamente bajo. Da paso al agua y a elementos que traban el funcionamiento de la junta, lo que ocasiona la necesidad de reparaciones costosas en los elementos circundantes


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2B.301.3.11 (1) b) Juntas rellenas moldeadas. 2B.301.3.11 (1) b) 1) Juntas rellenas con sello plástico. Son fáciles de construir al colocar en el fondo de la ranura un tope o manguera de soporte, luego poliestireno expandido y después un sello plástico o masilla negra de consistencia semi-dura, resinas plastificantes y fibra de asbesto.

Figura 2B.301-24 Junta Abierta.

Figura 2B.301-25 Junta Rellena.

2B.301.3.11 (1) b) 2) Juntas rellenas de Mortero Epóxico. Deben ser conformadas por 2 guardacantos hechos con un mortero epóxico a ambos lados de la ranura, rellenas con una manguera perdida y un elastómero vaciado en sitio, adherido solo a las paredes laterales de los guardacantos. Son impermeables, de alta resistencia a los impactos de la carga viva sobre la superficie. El elastómero se desgasta con la aplicación de cargas cíclicas, se endurece y se despega.


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2B.301.3.11 (1) b) 3) Juntas rellenas de Grout Expansivo. Deben diseñarse para trabajar bajo desplazamientos no mayores que 70mm; tienen la misma conformación estructural que la junta de mortero epóxico, experimentan los mismos problemas que la anterior al despegarse el elastómero por fatiga del material. Los guardacantos tienden a fallar por corte, bajo cargas cíclicas y también por efectos de la retracción. 2B.301.3.11 (1) b) 4) Juntas rellenas Armada de Grout Expansivo. Deben diseñarse para soportar desplazamientos no mayores de 50mm. Los guardacantos son ampliados hasta unirse con el acero del elemento estructural. El problema es la falla del elastómero y se requiere de tiempo suficiente para el curado del mortero, antes de poner en servicio el puente. 2B.301.3.11 (1) b) 5) Juntas rellenas de Polímero Asfáltico. Son llamadas juntas elásticas que se utilizan como juntas de reposición en grandes viaductos para desplazamientos de hasta 60 mm, pero no resisten a desplazamientos verticales. Son de rápida instalación y completamente impermeables. El espesor mínimo de esta junta es de 80 mm. 2B.301.3.11 (1) b) 6) Juntas rellenas de Silicón Son juntas rellenas de una manguera de apoyo y un material de silicone que hace las veces de sello ó elastómero. Se utilizan para trabajar en puentes cuyas juntas no excedan desplazamientos de 40 mm. El silicón es utilizado cuando las temperaturas no son mayores que 32°C y menores que 4°C. 2B.301.3.11 (1) b) 7) Juntas rellenas Armada con Tope de Acero y Sello Elastomérico. Los guardacantos deben ser reforzados con un Angulo "L" de 10cmx10cmx1cm, en toda su longitud, como refuerzo para resistir las cargas vehiculares. Deben ser diseñadas para desplazamientos hasta de 55 mm. 2B.301.3.11 (1) b) 8) Juntas rellenas Armada con Cubrejuntas y Sello Elastomérico. Es una junta con guardacantos paralelos de hormigón de resistencia f’c= 300 kg/cm². Contienen un Angulo de 10cm x10cmx1cm soldado a una cubrejunta que debe moverse con holgura, de 25 mm de espesor. 2B.301.3.11 (1) c) Juntas rellenas moldeadas. 2B.301.3.11 (1) c) 1) Juntas rellenas Pre-moldeadas con sello en “V” Estas juntas deberán absorber desplazamientos de hasta 100 mm, por su configuración mecánica. Se sella la ranura con un perfil de neopreno en forma de "V", pegado con un adherente epóxico. Son de fácil instalación y mantenimiento.


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2B.301.3.11 (1) c) 2) Juntas rellenas Pre-moldeadas de Sello de Neopreno. Esta es una alternativa para el cambio de juntas existentes en puentes de tramo medio y largo. Los desplazamientos totales van hasta los 330 mm. La ventaja de esta junta se basa en que las placas metálicas estriadas están puestas de cara a la calzada bajo el sello. Es apta para resistir las cargas de fricción y el desgaste. Los problemas se presentan comúnmente por filtraciones. 2B.301.3.11 (1) c) 3) Juntas rellenas Pre-moldeadas de Sello de Compresión. Son juntas muy utilizadas, con sello de neopreno, y soporta desplazamientos hasta de 25 mm. Son juntas relativamente impermeables, de fácil instalación y bajo costo, pero es muy sensible al ozono. 2B.301.3.11 (1) c) 4) Juntas rellenas Pre-moldeadas de Placa Dentada. Debe ser utilizada en puentes de tramos medianos y largos. Se adaptan a desplazamientos totales de hasta 600 mm. La acumulación de tierra y desechos perjudican el buen funcionamiento de esta junta y, por lo tanto, su durabilidad. 2B.301.3.11 (1) c) 5) Juntas rellenas Pre-moldeadas con Placas Deslizantes. Se utilizan en puentes medianos, ajustándose a desplazamientos totales de hasta 100 mm. La impermeabilidad se pierde con el uso, porque la fricción produce desgaste en la placa. 2B.301.3.12 Clasificación de los Puentes. 2B.301.3.12 (1) De acuerdo a la selección transversal. 2B.301.3.12 (1) a) Puentes Losa. 2B.301.3.12 (1) a) 1) Losa Maciza. Las losas macizas de hormigón armado son de fácil ejecución y, en condiciones de construcción normales, son utilizadas para vencer claros isostáticos aproximadamente de 12 m; excepcionalmente, la luz puede llegar a los 15 m. Las especificaciones de diseño están contenidas en la Sección 3. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD 2010). 2B.301.3.12 (1) a) 2) Losa Alivianada. Las losas alivianadas de hormigón armado, en condiciones de construcción normales, con celdas ortogonales o circulares pueden vencer claros isostáticos de hasta 25 m. Las celdas pueden conformarse por medio de formaletas, encofrado de madera o, en el caso de las celdas circulares, con tubos de hormigón.


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2B.301.3.12 (1) a) 3) Losa Reticular. Las losas reticulares de hormigón armado, en condiciones de construcción normales, sirven para vencer claros isostáticos similares a los anteriores. Es de aclarar que este tipo de estructura demanda mayor trabajo para la configuración de las nervaduras. Para las losas alivianadas y reticulares no existe una normativa particular. Su diseño se hará de acuerdo al buen criterio del Consultor, apoyado sobre bases técnicas suficientemente probadas. 2B.301.3.12 (1) b) Vigas simples. 2B.301.3.12 (1) b) 1) Vigas Macizas. Las vigas macizas de hormigón armado en forma de T, en condiciones de construcción normales, se utilizan para luces isostáticas que pueden fluctuar entre los 15 m y los 35 m. El número de vigas depende del ancho de la vía. Su separación y normativas generales de diseño están contenidas en la Sección 8. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 5).

CLASIFICACIÓN DE LOS PUENTES

DE ACUERDO A LA SECCIÓN TRANSVERSAL

LOSA MACIZA

LOSA ALIVIANADA

LOSA RETICULAR

CON CELDAS ORTOGONALES

CON CELDAS CIRCULARES

NERVADURAS LONGITUDINALES NERVADURAS TRANSVERSALES

Figura 2B.301-26 Puentes Losa.


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2B.301.3.12 (1) b) 2) Vigas cajón o celulares. Las vigas-cajón de hormigón armado, en condiciones de construcción normales, se utilizan para vencer claros isostáticos de hasta 40 m. La losa inferior es de mucha utilidad para la colocación del refuerzo positivo de flexión. Las especificaciones de diseño están contenidas en la Sección 8. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD 2010). Como una variante de las vigas-cajón o celulares se tiene la sección con celdas trapezoidales. Esta geometría especial tiene, más bien, un carácter estético antes que ventajas estructurales en relación con la sección anterior. El diseño puede hacerse como una aplicación de lo establecido en la Sección 8. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD 2010).

VIGAS MACIZAS

VIGAS-CAJÓN O CELULARES

SUBDIVISIÓN POSIBLE

CON CELDASTRAPEZOIDALES

CON CELDASORTOGONALES

Figura 2B.301-27 Vigas Simples. 2B.301.3.12 (1) c) Vigas Compuestas. 2B.301.3.12 (1) c) 1) Hormigón Armado. Las vigas compuestas con vigas prefabricadas de hormigón armado y losa superpuesta del mismo material deben ser utilizadas con precaución, por cuanto pueden presentarse dificultades constructivas durante el lanzamiento. Estas vigas merecen un diseño especial, ya que el refuerzo


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de flexión debe ir previamente embebido en el hormigón, además del refuerzo adicional colocado con criterio para la operación de montaje. Son apropiadas para vencer tramos isostáticos de hasta 30 m. No existe una normativa especial para este tipo de vigas, por lo cual el diseño se hará de acuerdo al buen criterio del Consultor, apoyado sobre bases técnicas suficientemente probadas.

VIGAS PREFABRICADAS DE HORMIGÓN ARMADO

HORMIGÓN ARMADO - HORMIGÓN ARMADO

VIGAS - T DE HORMIGÓN PREESFORZADO

LOSA DE HORMIGÓN ARMADO INTERCALADA

VIGAS - I DE HORMIGÓN PRESFORZADO

LOSA DE HORMIGÓN ARMADO SUPERPUESTA

HORMIGÓN ARMADO - PRESFORZADO

Figura 2B.301-28 Vigas Compuestas. 2B.301.3.12 (1) c) 2) Hormigón Presforzado con losa superpuesta. Estas vigas compuestas están conformadas por vigas prefabricadas de hormigón presforzado y losa de hormigón superpuesta. La forma geométrica de las vigas es múltiple y puede obtenerse de los manuales publicados por el PCI. Esta geometría estandarizada tiene su propia denominación y es de mucha utilidad para realizar el diseño definitivo. Las especificaciones de diseño se encuentran en la Sección 9. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD 2010).


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La capacidad de este tipo de vigas para vencer claros isostáticos, depende más bien de la disponibilidad de grúas para su lanzamiento. En todo caso se recomienda no sobrepasar luces mayores de 35 m. Las vigas T de hormigón presforzado son apropiadas para vencer claros isostáticos mayores que las vigas I, por cuanto el ala otorga a la sección mayor resistencia a la torsión; por lo cual durante el proceso de lanzamiento su estabilidad al volcamiento hace más segura esta operación. Los claros isostáticos que pueden vencer estas vigas T dependen también de la disponibilidad de grúas para el montaje. En todo caso se recomienda no sobrepasar luces isostáticas mayores de 45 m. El número de vigas depende del ancho de vía. La forma geométrica de las vigas T es múltiple y puede obtenerse de los manuales publicados por el PCI. Esta geometría estandarizada tiene su propia denominación y es de mucha utilidad para realizar el diseño definitivo. Las especificaciones de diseño se encuentran en la Sección 9. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD 2010). 2B.301.3.12 (1) c) 3) Hormigón Acero. Cuando se necesita vencer claros muy grandes y la capacidad portante de las vigas compuestas de hormigón antes mencionadas es insuficiente, entonces se recurre a la utilización de las vigas armadas hormigón-acero, cuya fabricación proviene de la utilización de placas y perfiles que, racionalmente combinados, lleguen a constituir un elemento estructural capaz de resistir su peso propio y las cargas de tráfico terrestre. Las propiedades requeridas para una viga armada pueden resumirse de la siguiente manera:

Suficiente resistencia a la flexión, representada por su módulo o momento resistente. Suficiente rigidez, representada por su momento de inercia. Capacidad de resistencia al corte, representada por la sección del alma de la viga. Capacidad de resistencia al pandeo, representada por las dimensiones del alma de la viga

y los refuerzos que ésta pueda tener. Los refuerzos del alma son los denominados rigidizadores o atiezadores, verticales y horizontales, consistentes en placas adicionales que dividen a la placa que constituye el alma, en paneles de dimensiones provenientes principalmente de la relación altura-espesor del alma y de la magnitud de las tensiones. Las luces isostáticas que pueden vencer este tipo de vigas pueden llegar hasta los 100 m o más, dependiendo de su configuración estructural.


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CON CELDASTRAPEZOIDALES

PERFILMETÁLICO

SUBDIVISIÓNPOSIBLE

LOSA DE HORMIGÓN

CON CELDASORTOGONALES

LOSA DE HORMIGÓN

PERFILMETÁLICO

VIGAS - I METÁLICAS

LOSA DE HORMIGÓN

HORMIGÓN - ACERO

Figura 2B.301-29 Vigas Compuestas: Hormigón Acero. En cuanto a vanos que pueden vencer las diferentes estructuras descritas anteriormente, siempre nos hemos referido a tramos isostáticos. Cuando se trata de vigas continuas las luces pueden incrementarse en un 20%, en promedio. En lo que hay que insistir es en que el Consultor debe realizar, por sobre todo, proyectos que sean ejecutables en concordancia con los lugares de trabajo, seleccionando primeramente el material, luego la estructuración, también la magnitud de la estructura y la posibilidad de ser ejecutada de acuerdo a los planos presentados. La inejecutabilidad de un proyecto significa pérdidas económicas, retraso en los servicios y muchos problemas posteriores derivados de la imprevisión.


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2B.301.3.12 (2) De acuerdo a la forma estructural. 2B.301.3.12 (2) a) Isostático sobre dos apoyos. 2B.301.3.12 (2) b) Isostático sobre dos apoyos y voladizos. 2B.301.3.12 (2) c) Isostático continuo, Tipo Gerber, de sección constante. 2B.301.3.12 (2) d) Isostático continuo, Tipo Gerber, de sección variable. DE ACUERDO A LA FORMA ESTRUCTURAL

Isostático sobre dos apoyos

Isostático continuo, tipo Gerber, de sección constante.

Isostático sobre dos apoyos y con voladizos.

Isostático continuo, tipo Gerber, de sección variable.

Figura 2B.301-30 Puentes: De acuerdo a la forma estructural.

2B.301.3.12 (2) e) Hiperestático continuo de sección constante. 2B.301.3.12 (2) f)) Hiperestático continuo de sección variable.

Hiperestático continuo de sección constante.

Hiperestático continuo de sección variable.



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2B.301.3.12 (2) g) Aporticado de sección constante o variable con columnas verticales y diferentes condiciones de apoyo. 2B.301.3.12 (2) h) Aporticado de sección constante o variable con columnas inclinadasy diferentes condiciones de apoyo.

Aporticado de sección constante o variable, con columnas verticales y diferentes condiciones de apoyo.

Aporticado de sección constante o variable, con columnas inclinadas y diferentes condiciones de apoyo.

Figura 2B.301-32 Puentes: De acuerdo a la forma estructural. 2B.301.3.12 (2) i) Arco con tablero inferior, que generalmente hacer de tensor. Es posible que el tablero se coloque entre la clave y el arranque, conformando, entonces, un arco con tablero intermedio. 2B.301.3.12 (2) j) Arco con tablero superior, de sección constante o variable y de diferentes condiciones de apoyo. Los puentes constituidos por elementos reticulares (celosías), tienen conformaciones estructurales semejantes a las anteriores 2B.301.3.12 (2) k) Puente atirantado, simétrico o asimétrico, con tirantes convergentes o paralelos y tablero de diferentes configuraciones. Torres metálicas o de hormigón. 2B.301.3.12 (2) l) Puente colgante de un tramo o continuo, torres metálicas o de hormigón, tablero metálico para grandes luces y de hormigón presforzado. Pueden ser alternativas para luces pequeñas. Con macizos de anclaje en los extremos de los cables o , en su defecto, autoanclados. Los puentes más grandes del mundo, en cuanto a la luz, son colgantes.


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Arco con tablero inferior, que generalmente hace de tensor. Es posible que el tablero se coloque entre la clave y el arranque, conformando, entonces, un arco con tablero intermedio.

Arco con tablero superior, de sección constante o variable, y diferentes condiciones de apoyo.

Los puentes constituidos por elementos reticulares (celosías), tienen conformaciones estructurales semejantes a las anteriores.

Puente atirantado, simétrico o asimétrico, con tirantes convergentes o paralelos y tablero de diferentes configuraciones. Torres metálicas o de hormigón.

Puente colgante de un tramo o continuo, torres metálicas o de hormigón, tablero metálico para grandes luces y de hormigón presforzado, como alternativa para luces menores. Con macizos de anclaje en los extremos de los cables o, en su defecto, auto anclados.Los puentes mas grandes del mundo, en cuanto a la luz, son colgantes.



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2B.301.3.12 (3) De acuerdo al material. 2B.301.3.12 (3) a) Madera Puentes provisionales o emergentes. Puentes definitivos de luces cortas para carga vehicular baja y media. Aptos para caminos de penetración y vecinales de cuarto orden. Su duración depende del tratamiento y protección de la madera.. 2B.301.3.12 (3) b) Hormigón Armado. Puentes definitivos, isostáticos e hiperestáticos de luces cortas y medianas, para carga vehicular pesada y media y carreteras de todo orden. El costo de mantenimiento es muy bajo. 2B.301.3.12 (3) c) Hormigón Presforzado. Puentes definitivos, isostáticos e hiperestáticos de luces cortas y medias y grandes, para carga vehicular generalmente pesada y carreteras de diferente orden, dependiendo del grado de dificultad constructiva 2B.301.3.12 (3) d) Metálicos. Puentes definitivos y provisionales especiales (desmontables), isostáticos e hiperestáticos, de luces medias, grandes y extraordinarias, para carga vehicular pesada y carreteras importantes. Los puentes provisionales se utilizan en todo tipo de carretera. El costo de mantenimiento puede reducirse con el empleo de materiales resistentes a la corrosión. 2B.301.3.12 (4) De acuerdo a su función. 2B.301.3.12 (4) a) Puentes peatonales. 2B.301.3.12 (4) b) Puentes para tráfico terrestre. 2B.301.3.12 (4) c) Puentes para ferrocarriles. 2B.301.3.12 (4) d) Puentes para servicio mixto. La norma AASHTO cubre el diseño de estructuras para puentes de hasta 150 m de luz. Puentes especiales, arcos, atirantados, colgantes, etc., su estructuración proviene de la necesidad de vencer grandes luces que sobrepasa el límite establecido por AASHTO. Por esta razón queda al criterio del Consultor la decisión de hacer uso, sea de esta misma norma o de otras especificaciones contenidas en la literatura técnica especializada y suficientemente sustentada y justificada a través de teorías reconocidas internacionalmente y ensayos de laboratorio cuyos resultados concuerden satisfactoriamente con los provenientes de la teoría utilizada.


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La teoría de segundo orden es un instrumento muy poderoso para el diseño de estas estructuras especiales. Esta teoría es llamada también “de la Deflexión”, porque toma en cuenta los efectos de las deformaciones de los elementos estructurales, deformaciones que son despreciadas por la teoría de primer orden. El método de los “elementos finitos”, utilizado ampliamente en Programas sofisticados para la resolución estructural, es también muy confiable en cuanto a resultados, a pesar de que este método implica la discretización de los elementos estructurales, interrumpiendo su continuidad. La experiencia nos dice que estos programas han servido para el cálculo y diseño de estructuras importantísimas a nivel mundial. 2B.301.4 DISEÑO SÍSMICO (AASHTO LRFD 2010) Estas especificaciones se basan en lo contenido en la División 1-A. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD 2010). Obviamente la zonificación sísmica y el espectro elástico y de diseño provienen de estudios locales realizados por varios profesionales ecuatorianos. Estas especificaciones establecen las disposiciones para el diseño y construcción de puentes para minimizar su vulnerabilidad a los efectos provenientes de los terremotos. Estas disposiciones se aplicarán a los puentes convencionales, de acero y hormigón cuyas luces no sobrepasen los 150 metros. Los puentes colgantes, atirantados y tipo arco no están cubiertos por esta norma. El diseño sísmico por lo general no se requiere para estructuras enterradas tipo alcantarilla. No es necesario un análisis sísmico detallado para puentes isostáticos de un solo tramo o para aquellos considerados dentro de la Categoría A. En estas estructuras deberá considerarse lo siguiente: que las conexiones entre los estribos y el tramo del puente deberán ser diseñadas para resistir el peso tributario en el estribo, multiplicado por el coeficiente de aceleración y el coeficiente del sitio. Esta fuerza se considerará actuando horizontalmente en cada dirección de análisis. 2B.301.4.1 Zonificación Sísmica. El coeficiente de aceleración (A) a utilizarse en la aplicación de estas disposiciones se determinará a partir del mapa de zonificación sísmica contenido en esta sección Figura 2B.301-34. Para la aplicación de esta norma, el país ha sido clasificado en seis zonas sísmicas que se indican en la Figura 2B.301-34. La Tabla 2B.301.08 contiene los coeficientes de aceleración horizontal máxima del terreno en roca expresados como una fracción de la aceleración de la gravedad.


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Tabla 2B.301-08 Coeficiente de Aceleración,

Figura 2B.301-34 Zonificación Sísmica del Ecuador


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Se diseñarán los puentes para una vida útil de 50 años con un período de retorno de 475 años y una probabilidad de excedencia del 10%. Sin embargo, para el diseño de aquellas estructuras que se encuentren muy cerca de una falla activa, o donde se esperen duraciones largas de terremotos y amplificaciones generadas por accidentes topográficos, licuefacción de arenas, y donde la importancia de la obra sea tal que amerite consideraciones especiales, se recomienda al Consultor realizar estudios específicos de peligrosidad sísmica. 2B.301.4.2 Clasificación de Importancia Una clasificación de Importancia Internacional (IC) se asignará a todos los puentes con un coeficiente de aceleración mayor que 0,29 para el propósito de determinar el comportamiento sísmico por Categoría (SPC) en la Sección 3. Numeral 3.4. AASHTO Standard HB-17, de la siguiente manera:

Puentes esenciales-IC=I. Otros puentes-IC=II. (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3).

Los puentes se clasifican en base a su función social, de sobrevivencia y seguridad. 2B.301.4.3 Categorías del comportamiento sísmico (SPC) A cada puente se asignará una de las cuatro categorías sísmicas, entre A y D, basadas en el coeficiente de aceleración (A) y la clasificación (IC).

Tabla 2B.301-09 Categorías del comportamiento sísmico (SPC)

COEFICIENTE DE ACELERACIÓN

CLASIFICACIÓN DE IMPORTANCIA (IC)

A I II A ≤ 0.09 A A 0.09 < A ≤ 0.19 B B 0.19 < A ≤ 0. 9 C C

0.29 < A D C

2B.301.4.4 Efectos del Sitio. El coeficiente (S) se determinará de acuerdo a los efectos provenientes de las condiciones del lugar de implantación del puente, que se basa en los perfiles típicos del suelo que están definidos en el Numeral 3.5. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3).


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2B.301.4.5 Coeficientes del Sitio(S). El coeficiente de sitio toma en cuenta aproximadamente las condiciones de efecto del suelo sobre el coeficiente de respuesta elástica o sobre el espectro.

Tabla 2B.301-10 Coeficientes del Sitio (S)

TIPO DE PERFIL DEL SUELO

I II III IV

S 1.0 1.2 1.5 2.0

2B.301.4.6 Coeficiente de respuesta sísmica elástica. El coeficiente de respuesta sísmico que se presenta en este artículo define la carga sísmica a ser utilizada en el análisis elástico. Estos requisitos pueden ser reemplazados por un espectro de respuesta, desarrollado por un profesional calificado, para un 5% de amortiguamiento. Este espectro incluirá los efectos sísmicos y las condiciones del suelo locales. Estos coeficientes se determinarán de acuerdo a la Sección 3. Numerales 3.61 y 3.6.2. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 4). 2B.301.4.7 Factores de Modificación de respuesta. Las fuerzas sísmicas de diseño para los elementos individuales y conexiones de puentes clasificados en las categorías B, C, D, se determinan dividiendo las fuerzas elásticas para el factor de respuesta (R) contenido en la Tabla 3.7 y tomando en consideración lo especificado en la Sección 6 y 7. Numerales 6.2 y 7.2. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 4). 2B.301.4.8 Determinación de las fuerzas elásticas y desplazamientos. Para los puentes clasificados como categoría B, C, D las fuerzas elásticas y los desplazamientos se determinarán de forma independiente, según lo especificado en la Sección 3. Numeral 3.8 y seleccionando el método de análisis de acuerdo a la Sección 4, Numeral 4.2. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 4). 2B.301.4.9 Combinación ortogonal. Una combinación ortogonal de las fuerzas sísmicas es utilizada para tomar en cuenta la incertidumbre direccional de los movimientos del terremoto y las acciones simultáneas de las


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fuerzas sísmicas. Sección 3. Numeral 3.9. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD- SECCIÓN 4) 2B.301.4.10 Dimensión mínima de apoyos. La dimensión mínima de los apoyos de puentes, independientemente de su clasificación y número de tramos, deberá satisfacer los requerimientos de apoyo de la Sección 3. Numeral 3.10, Figura 3.10. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD-SECCIÓN 3). 2B.301.4.11 Requerimientos para el análisis sísmico. Los cuatro procedimientos posibles que contempla AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD 2010) para el análisis sísmico de los puentes, son los siguientes:

- Método de la carga uniforme - Método del modo espectral simple - Método del multimodo espectral - Método del “Time History”

Todos los requerimientos para la utilización de estos métodos están contenidos en la División I-A, Sección 4. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD 2010). Estas especificaciones incluyen requerimientos especiales para puentes curvos y puentes denominados críticos que se apartan de las condiciones normales de estructuración. Se describe en esta sección de una manera suficientemente detallada cada uno de los métodos antes enunciados. La Sección 6. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD 2010) contiene especificaciones propias para los puentes clasificados en la categoría B. Los requerimientos de diseño sísmico para los puentes clasificados en la categoría C y D están contenidos en la Sección7. AASHTO Standard HB-17, (AASHTO LRFD 2010). Estas secciones contienen las especificaciones para el diseño de varios elementos constitutivos de los puentes: fundaciones, estribos, columnas, pilas y conexiones. También hace distinciones para el caso de puentes de hormigón y puentes de acero. 2B.301.5 PRESENTACIÓN DE LOS ESTUDIOS 2B.301.5.1 Generalidades. En la presente sección se establecen procedimientos que se aplicarán en la elaboración y presentación de los planos, informes y documentos de los estudios para puentes y estructuras afines.


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2B.301.5.2 Objetivos y Alcances. 2B.301.5.2 (1) Aspectos Generales. El diseño para puentes y obras afines normalmente es desarrollado como un capítulo especial en el estudio de una carretera o camino; o bien, como un proyecto independiente. En ambos casos el estudio constituirá una unidad que se desarrolla en forma independiente, una vez que se ha definido su ubicación. Cuando las estructuras sean parte del estudio de un camino, estos proyectos deberán figurar en los planos planta-perfil del Diseño Geométrico del Camino, a fin de mostrar su ubicación y principales características; pero el desarrollo de su solución se presentará en láminas separadas, y a escalas convenientes. El detalle referido a las cantidades de obra para el puente u obra afín se cuantificará y se presentará de manera separada a las del camino; por lo tanto, es fundamental definir, en los planos del proyecto del puente, entre qué puntos rigen estas cantidades, a fin de evitar doble ubicación o la omisión de ciertos ítems de construcción. 2B.301.5.2 (2) Formatos Digitales y Medios de Difución. Los textos se desarrollarán en procesadores de palabra compatibles con el programa "Word". Las Tablas y Gráficos se elaborarán mediante planillas de cálculo compatibles con el programa "Excel" y los Planos deberán ser elaborados en formato s compatibles con "Autocad". Asimismo, para la difusión del proyecto, deberá editarse una versión del proyecto en formato PDF. Este último formato de presentación se empleará para el caso de documentos elaborados mediante software técnico especializado. 2B.301.5.3 Niveles de Desarrollo. 2B.301.5.3 (1) Perfil del Proyecto. Dado el nivel de la información que normalmente se dispone para un Perfil de Proyecto, no es exigible la presentación de planos. Sólo cabe definir la necesidad de este tipo de proyectos, sus características principales y alternativas posibles, las que se pueden ilustrar en esquemas incluidos en el Informe del Perfil de Proyecto; para lo cual, se deberán realizar trabajos de gabinete y campo, desarrollándose los primeros sobre la base de antecedentes existentes, tales como:

Cartas Topográficas de pequeñas escala (lGM 1:25.000 ó 1 :50.000). Imágenes Satelitales. Estudios o Registros Pluviométricos y Pluviométricos existentes, o de proyectos

cercanos. Estudios Geológicos y/o Geotécnicos de obras cercanas. Estadísticas viales y estudios de tráfico de estudios cercanos. Información general relativa a aspectos Ambientales sensibles del área.


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Esta información se sumará a los antecedentes de campo, derivados de la información obtenida en terreno, mediante un reconocimiento ejecutado por especialistas de las diversas disciplinas, en lo posible, desarrollados en forma simultánea. Con todos estos antecedentes, se procederá a estudiar las posibles alternativas de ubicación y emplazamiento de la obra. En los casos de puentes, se hará una primera aproximación de su longitud total y altura de rasante, derivadas de la conformación del cauce y caudales aproximados en crecida, para el Período de Retorno correspondiente, según la importancia de la ruta y de la estructura. En los casos de pasos a desnivel, serán la sección transversal y el ángulo de cruce de ambas vías las que determinarán normalmente la longitud total y altura de rasante de la obra. Estos estudios previos deben permitir desarrollar propuestas de estructuración general de la obra. El Informe del Perfil deberá describir la geomorfología del terreno en el lugar de emplazamiento de las obras, los niveles de crecidas alcanzados por el río o quebrada según los informes proporcionados por lugareños, y la apreciación personal del especialista estructural, en todo lo que se refiere a las posibilidades de estructuración de la obra, tipo de fundación probable, luces de tramos, etc. Sobre la base de toda esta información, se deberán desarrollar las propuestas de estructuración general de la obra. Todo lo anterior, deberá permitir una evaluación de alternativas para el proyecto, que se podrá ejecutar sobre la base de costos por m2 o m. de estructuras similares. En esta etapa, deberá elaborarse la Ficha Ambiental y se remitirá la misma a la Autoridad Ambiental competente para su categorización. El Perfil de Proyecto, debe establecer el alcance de los Estudios de Ingeniería Básica que se deberán realizar en el siguiente nivel propuesto y definir si es posible pasar directamente al Nivel de Estudio de Identificación, Técnico Social y Ambiental (El + TESA), o si por el contrario, dado el número de alternativas comparables, por motivos de orden socioeconómicos o por procedimientos del Organismo Financiador, se debe pasar al Nivel de Estudio de Identificación (El). 2B.301.5.3 (2) Estudio de Identificación (EI). En el Perfil de Proyecto se habrán definido las principales alternativas de ubicación, emplazamiento y estructuración de la obra, que razonablemente sean convenientes estudiar a un nivel de EI, el cual debe realizar el emplazamiento y estructuración más adecuada, cubriendo aspectos tales como la definición de formas, dimensionamiento y estabilidad de las estructuras. En general, los proyectos de puentes, y estructuras afines para un El, deberán desarrollarse a partir de los datos del levantamiento ejecutado para el estudio general del trazado de la vía, a no ser que éste sea insuficiente y los TDR's especifiquen un levantamiento de mayor detalle en la


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zona de emplazamiento de las obras. Algo similar sucede respecto de la información geotécnica para este nivel de estudio. Es por ello fundamental, según sean la importancia y complejidad del proyecto, que los TDR's especifiquen que estudios geotécnicos deben realizarse para esta etapa. Los estudios hidrológicos, caudales de diseño para el período de retorno seleccionado, se desarrollarán en detalle en este nivel, sin embargo, el estudio hidráulico, niveles de aguas máximas y velocidades de escurrimiento, para el caso de puentes, será sólo aproximado ya que la información topográfica del cauce en la zona de emplazamiento no será suficiente para el estudio de ejes hidráulicos, salvo que los TDR's hubieran especificado el levantamiento de perfiles aguas arriba y aguas abajo de la zona de emplazamiento. Los estudios de ingeniería básica desarrollados permitirán ejecutar los anteproyectos de las estructuras de las distintas alternativas. Estos estudios, conjuntamente con sus conclusiones, serán incluidos en el Informe Final, el que incluirá además, planos generales de las distintas estructuras estudiadas y un análisis de costos para cada alternativa. Con todo esto se podrá concluir finalmente qué alternativa pasa al nivel TESA. El Informe Final del El definirá con todo detalle la cantidad y tipo de Ingeniería Básica que se ejecutará en la etapa del TESA de la alternativa seleccionada, considerando que la información obtenida en la etapa del El pudiera ser adecuada y suficiente, o que por el contrario, se requiriera complementarla, para levantar las indeterminaciones que pudieran existir. 2B.301.5.3 (3) Estudio Técnico Social y Ambiental (TESA). Esta etapa comprende el diseño detallado de proyecto, desarrollado en base a los antecedentes de Ingeniería Básica recopilados y analizados con grados crecientes de detalle a lo largo de los distintos niveles de estudio y en los indicados en los TDR's para este nivel; contando finalmente con datos de terreno tomados específicamente para el proyecto. En esta etapa, además, se realizará el Estudio de Evaluación de Impacto Ambiental (EEIA). El estudio concluye con el desarrollo de todos los Planos, Informes y Documentos Anexos, definidos en este capítulo, más aquellos que se pudiesen haber establecido en los TDR' s. Las escalas y grado de detalle serán los adecuados, considerando que el proyecto será empleado para la licitación de la construcción de la obra, permitiendo su expedita materialización, seguimiento y control. 2B.301.5.4 Planos. 2B.301.5.4 (1) Formatos y Carátula. Los planos correspondientes a los diversos niveles de estudio de un proyecto se presentarán en láminas normalizadas, cuyas dimensiones, expresadas en milímetros, se indican en la Tabla 2B.301-11. En general los planos se presentarán en formato A-1 y versión reducida A-3.


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Tabla 2B.301-11 Dimensiones de Láminas Normalizadas.

Designación Línea de Corte

Límites de Dibujo

Margen Tam. Mínimo

Izq. Otros Caracteres

A-1 594 x 791 544 x 791 40 10 1.5 – 2.5

A-2 370 x 574 370 x 574 40 10 1.5 – 2.5

A-3 272 x 410 272 x 410 20 5 1

A-4 185 x287 185 x 287 20 5 1 Eventualmente la Supervisión del Estudio podrá autorizar el uso del formato A-0 cuyas dimensiones se detallan en la Tabla 2B.301-12.

Tabla 2B.301-12 Dimensiones Formato A-0.

Designación Línea de

Corte Límites de

Dibujo Margen Tam. Mínimo

Izq. Otros Caracteres

A-0 841 x 1188 791 x 1168 40 10 1.5 – 2.5 Las tarjetas de los proyectos de puentes y estructuras afines se muestran en la Figura 2B.301-29. 2B.301.5.4 (2) Tipos de Plano y Escala según el Nivel de Estudio. Planos indispensables que requiere un estudio de puente u obra afín, según el nivel de estudio que se esté desarrollando. 2B.301.5.4 (3) Contenido de los planos según el nivel de Estudio. 2B.301.3.4 (3) a) Perfil del Proyecto. En este nivel del estudio no se requiere la presentación de planos y solo basta que se incluyan en el informe, esquemas que ilustren el tipo de proyecto que se prevé será necesario desarrollar.


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Figura

2B.301-35

Tarjetas para proyectos viales.


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2B.301.3.4 (3) b) Estudio de Identificación. Los resultados del EI se mostrarán en los siguientes planos a las escalas convenientes. 2B.301.3.4 (3) b) 1) Plano General. Este plano deberá contener: vista en planta, elevación principal, secciones transversales típicas del puente, resumen global de cantidades, croquis de ubicación que incluyan curvas de nivel, dirección de la corriente, cotas de fundación de la infraestructura, cotas de la rasante en puntos notables del puente, progresivas de los puntos notables del puente, niveles de agua (NAME, NAm, etc.) y la ubicación y profundidad de los sondeos realizados, notas técnicas, que incluyan: la carga viva considerada, descripción de la superestructura y de la infraestructura, características de los materiales de construcción, unidades de las dimensiones, así como otra información que el Ingeniero Proyectista considere relevante. 2B.301.3.4 (3) b) 2) Planos de Dimensiones de la Superestructura. Estos planos deberán contener detalles de las dimensiones generales del tablero y su sistema estructural, en planta, elevación secciones transversales detalles y secciones necesarios de todos los elementos de la superestructura, detalle del sistema de barreras de protección, barandas, detalle de juntas de dilatación, detalle del drenaje de la calzada, resumen de cantidades y otros detalles que se considere necesarias, además, notas técnicas que incluyan: la carga viva considerada, descripción de la superestructura, características de las juntas y barreras, unidades de las dimensiones, así como otra información que el Ingeniero Proyectista considere relevante. 2B.301.3.4 (3) c) Estudio Técnico, Social y Ambiental. Los proyectos definitivos de estructuras de puentes y obras afines, se mostrarán en planos constructivos con el detalle suficiente para que el proyecto pueda ser ejecutado y supervisado. Las dimensiones de los elementos de hormigón se expresarán en metros, salvo que en las notas técnicas se indique expresamente lo contrario. El diámetro del acero de refuerzo para hormigones se especificará en milímetros y sus separaciones en centímetros. Las dimensiones de las estructuras de acero, pernos de anclaje y otros elementos se especificarán en milímetros en los planos de estructuras de acero, aun cuando en los planos de hormigón se especifiquen en centímetros. Los niveles de referencia o coordenadas respecto a un cero se expresarán preferentemente en metros, salvo indicación contraria en planos. A continuación se señalan los aspectos más importantes que deberá contener cada plano. 2B.301.3.4 (3) c) 1) Planos de Levantamiento Topográfico y Emplazamiento. Esta lámina mostrará el lugar de emplazamiento de la estructura y su relación con los caminos de acceso. Si el puente o estructura afines un proyecto especial que está inserto en un proyecto más amplio de un camino, los límites entre ambos se fijarán claramente en este plano.


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En esta lámina se mostrará en la parte superior, la planta con el levantamiento topográfico del sector a escala 1:500. Esta planta mostrará el lugar de emplazamiento de la obra, el trazado de los caminos de acceso y antecedentes tales como, posición de los sondajes, calicatas, BM’s topográficos, etc. Se mostrará además en esta planta las obras complementarias de la estructura tales como muros de contención, obras de protección de márgenes, bajadas de agua, etc. En la parte inferior de la lámina se mostrará el perfil longitudinal de los caminos de acceso y el puente, en la zona de emplazamiento de éste. 2B.301.3.4 (3) c) 2) Planos de Armaduras de la Superestructura. En estos planos se mostrarán los detalles de aceros de refuerzo, su número de posición, la cantidad, diámetro y separación si se requiere, para cada esquema y detalle constructivo necesario para la ejecución de la superestructura; se incluirá la planilla de aceros en el que se detalle la posición, diámetro, cantidad, longitud unitaria, longitud total y peso, para lo cual, se asumirá como peso específico del acero de construcción 7,850 Kg/m3; esta planilla incluirá esquemas de doblado para cada posición. Además, los planos mostrarán detalles de cables y anclajes, si se trata de un puente de hormigón pretensado; se incluirá un resumen de cantidades y notas técnicas que incluyan: la carga viva considerada, características de los materiales, recubrimientos, longitudes de empalme, tratamiento de las superficies, unidades de las dimensiones, así como otra información que el Ingeniero Proyectista considere relevante 2B.301.3.4 (3) c) 3) Planos de Armadura de la Infraestructura. En estos planos se mostrarán los detalles de aceros de refuerzo, su número de posición, la cantidad, diámetro y separación si se requiere, para cada esquema y detalle constructivo necesario para la ejecución de pilas y estribos; se incluirá la planilla de aceros en el que se detalle la posición, diámetro, cantidad, longitud unitaria, longitud total y peso, para lo cual, se asumirá como peso específico del acero de construcción 7.850 Kg/m3; esta planilla incluirá esquemas de doblado para cada posición. Se incluirá un resumen de cantidades y notas técnicas que incluyan: la carga viva considerada, características de los materiales, recubrimientos, longitudes de empalme, tratamiento de las superficies, tensión admisible del suelo de fundación, unidades de las dimensiones, así como otra información que el Ingeniero Proyectista considere relevante. 2B.301.3.4 (3) c) 4) Planos Complementarios. En estos planos se mostrarán los detalles constructivos especiales, ubicación y detalles de obras de protección y encauce así como esquemas de procesos constructivos, cuando el proyecto sea un proyecto especial.


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2B.301.5.4 (4) Informes y Documentos. 2B.301.3.4 (4) a) Formatos. Los estudios de puentes y obras afines, cualquiera sea su nivel, requieren de informes parciales o de avance y de un informe final que permita, conjuntamente con los planos del proyecto, una clara comprensión de los objetivos y resultados del estudio realizado. Los informes parciales y finales de los estudios se presentarán en formato A4, de 297 mm de alto por 210 mm de ancho, tamaño final cortado. Los márgenes serán de 25 mm en el extremo superior y en el lado izquierdo, 20 mm en el extremo inferior y 15 mm en el lado derecho. Los documentos gráficos se presentarán en láminas formato A4 con un margen izquierdo de 20 mm por el lado izquierdo y 5mm por los otros tres lados, o en múltiplos de 297 x 190 mm, para poder plegarlas manteniendo el tamaño del formato. La redacción del documento será impersonal. Las unidades se presentarán en conformidad a lo dispuesto en el punto 1.4.2 de la presente Guía. 2B.301.3.4 (4) b) Estructura de los Informes. En general, el informe de un proyecto estructural estará conformado por cuatro partes, a saber:

Resumen. Informe. Conclusiones. Anexos.

2B.301.3.4 (4) b) 1) Resumen. En este capítulo se desarrollará una exposición sintética de los objetivos y alcances del estudio, así como también, una descripción somera de las características geomorfológicas, hidrológicas y geotécnicas del área de emplazamiento del proyecto. Se incluirá además una síntesis de las alternativas estudiadas, con una breve descripción de la estructuración final adoptada y, por último, una versión resumida del presupuesto final de la obra. 2B.301.3.4 (4) b) 2) Informe. Este Informe, también denominado Memoria del Proyecto, comprenderá los siguientes aspectos:

Memoria Descriptiva. Ingeniería Básica. Memoria de Cálculo de las Estructuras. Especificaciones Técnicas. Cantidades de Obra. Análisis de Precios y Presupuesto. Cronograma de Ejecución. Equipo Mínimo.

En la Memoria Descriptiva del proyecto se señalará el lugar de emplazamiento de la obra, el nombre y número de la ruta y tramo, las progresivas de entrada y salida, coordenadas geográficas y una breve descripción de los caminos de acceso. Se entregará una reseña de las alternativas analizadas y se hará una descripción detallada de la estructura finalmente diseñada,


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señalando las causas y parámetros analizados para definir la estructuración elegida. Se revisará la consistencia de la estructura diseñada con los antecedentes obtenidos en los Estudios de Ingeniería Básica, los cuales se analizarán en detalle en el segundo capítulo del Informe. Se incluirán además en esta parte del Informe, descripciones detalladas de los proyectos complementarios tales como los de protección y mejoramiento del cauce, defensas de riberas e infraestructura, proyecto de evacuación de aguas de lluvias, etc. Finalmente se incluirán las conclusiones y recomendaciones derivadas del proyecto, que pudieran ser relevantes considerar durante la construcción y operación de la obra. En la segunda parte del Informe se hará una recopilación de la Ingeniería Básica que desarrolló en el proyecto. Por lo general, el estudio del puente u obra afín, es un proyecto especial dentro del estudio más amplio de un camino, por lo que, los estudios de Ingeniería Básica se encuentran insertos en otros volúmenes del proyecto. En este caso, en este capítulo se harán las citas necesarias a los volúmenes donde se encuentra la información, no obstante lo cual, es recomendable que las partes pertinentes se reproduzcan y se inserten como anexo al Informe del Proyecto. Todo esto, con el objeto claro de facilitar la comprensión y revisión del proyecto. En la tercera parte del Informe se incluirá la Memoria de Cálculo Estructural del Proyecto, comenzando por detallar las bases del diseño y las referencias completas a la normativa empleada. Esta es la única parte del Informe que con la aprobación de la Entidad Contratante, se podrá presentar de forma manuscrita, con letras tipo imprenta, clara y legible. En caso de tratarse de un estudio específico para puentes, en la cuarta parte del Informe se incluirán las Especificaciones Técnicas Generales y Especiales. En caso de ser este un capítulo del estudio de una carretera o camino, las Especificaciones constituyen un volumen independiente. Finalmente, en las partes quinta y sexta del Informe se incluirá un detalle de las cantidades de obra, análisis de precios, presupuesto, Cronograma de ejecución y equipo mínimo. En estudios de identificación, se deberá dejar establecido en el Informe las bases bajo las cuales se hicieron la estimación de cantidades de obra y, en particular, las cuantías ocupadas para determinar la cantidad de acero para hormigones. 2B.301.3.4 (4) b) 3) Anexos. En esta parte del informe se incorporará toda aquella documentación que ha sido relevante durante el desarrollo del estudio, sobre todo, aquella que haya tenido una importancia significativa en la toma de decisiones para alcanzar la solución final; entre éstas se pueden citar las siguientes:

Estudios de Ingeniería Básica. Documentos y Correspondencia Oficial con Organismos Públicos y Privados relativos al

Proyecto. Memorias de Proyectos Complementarios.


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SECCIÓN 2B.302 TÚNELES 2B.302.1 ASPECTOS GENERALES 2B.302.1.1 Objetivos y Alcances Todo estudio o proyecto debe, al menos identificar los problemas que puedan presentarse en especial los que pueden suponer riesgos laborales, como la presencia de gases tóxicos o explosivos causantes de graves accidentes, filtraciones de agua, derrumbes etc. La evolución que han sufrido en los últimos tiempos las técnicas de reconocimiento del terreno, diseño y construcción de obras subterráneas exige una apuesta al día y revisión de las mismas, recogiendo no solo el estado del arte actual sino incluso las tendencias del futuro. Las instrucciones de diseño que se exponen en los numerales siguientes solo corresponden a directrices básicas, orientativas de lo que se considera primario, en un diseño de una obra subterránea. Cada obra subterránea de por si es especial, diferente y única, en donde pueden ser necesarias técnicas específicas, mixtas y variables de un proyecto a otro. Un túnel es una obra de alto costo que debe ser estudiada y acondicionada a las situaciones particulares del contexto vial del que forma parte, el tipo de servicio que deberá prestar, así como de las características geográficas y geológicas propias del emplazamiento. Antes que se inicie el diseño de un túnel es esencial llevar a cabo estudios de Ingeniería Básica, teniendo especial relevancia las investigaciones geológicas preliminares. Hay un criterio diferente para la investigación de cada fase del proceso de diseño. El responsable de la planificación debe estipular oportunamente el alcance de la investigación para cada fase planificada. A esto va vinculada una estimación del costo efectivo de la investigación que se llevara a cabo. Es importante señalar que los ancho de calzadas a utilizar dentro de los tunes deberán guardad concordancia con los anchos de las vías que conducen a dichas estructuras. 2B.302.1.2 Clasificación de Obras Viales Subterráneas

2B.302.1.2 (1) Introducción La clasificación de túneles abarca diferentes aspectos los cuales pueden ser modificables en el tiempo. Se considera que toda excavación vial cerrada, ya sea excavada directamente en roca y/o suelo o excavada como trinchera y luego cubierta, corresponde a la denominación genérica de túnel. La longitud se mide desde el inicio al fin de la estructura cubierta lo cual hace que se incluyan, en la longitud, los denominados túneles falsos. Para los efectos de clasificar un túnel se establecerán los siguientes criterios generales


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2B.302.1.2 (1) a) Clasificación de Túneles a) Según Ubicación.

Los túneles, según su ubicación en relación a las ciudades, pueden ser definidos como: Rurales:- son túneles ubicados fuera del entorno urbano y que , en general , están destinados a atravesar obstáculos físicos tales como montañas o cuerpos de agua que resultan difíciles o inconvenientes de cruzar mediante puentes. Los túneles rurales habitualmente tienen pocas restricciones espaciales. Por otra parte, ellos suelen ser más costosos por temas de abastecimientos de agua y electricidad para la operación de los sistemas de incendio, iluminación, ventilación, controles y comunicaciones que puedan requerirse. En general, estos túneles son excavados en roca, suelos residuales o suelos transportados. Urbanos.- Son túneles emplazados dentro de los límites de la ciudad y están fuertemente constreñidos espacialmente por las redes de servicios propios de las urbes modernas, como son: redes de alcantarillado, redes de agua potable, redes de gas, redes de alimentación eléctrica, teléfonos, fibra óptica, etc.

b) Según características Constructivas

Los túneles según sus características estructurales y de construcción pueden ser definidos como:

Túneles en Roca Túneles en suelo Túneles falsos (construidos en hormigón armado y luego cubiertos con suelo. Generalmente se construyen antes de la entrada a los túneles en roca, para proteger a los

vehículos de la caída de materiales rocosos.

c) Según Clima y Altitud

Resulta de especial importancia la ubicación geográfica (fundamentalmente altitud) en donde se ubique la obra y el clima del sector. Toda obra localizada en altura considerable y en un clima lluvioso o sectores con filtraciones mayores, requerirá el diseño especial de canaletas conductoras evacuadoras de aguas, las cuales deberán ser calculadas, dimensionadas y localizadas de manera que cumplan con el objetivo de mantenerlas pistas secas. La ubicación geográfica determinará la posibilidad de congelamiento de aguas escurrentes o infiltradas a la obra para lo cual deberá procederse a neutralizar el fenómeno que provoque esta situación..


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2B.302.2 DEFINICIÓN GEOMÉTRICA DE TÚNELES 2B.302.2.1 Aspectos Generales Los túneles difieren de otras vías, tales como caminos de superficie, en los siguientes aspectos.

No tienen actividad lateral. Las diferencias estacionales son menos marcadas. Igual luminosidad o condiciones de iluminación de día y de noche con excepción de

portales o zonas de entrada. Deben contar con condiciones de seguridad y servicios de emergencia completos y

permanentes. Estas condiciones indican que el diseño de ciertos elementos en un túnel difiere de diseños que se aplican a caminos normales de superficie, sin embargo el diseño geométrico del trazado se hará siguiendo la misma pauta que se utiliza en las carreteras de superficie. Para efectos de diseño la velocidad máxima de circulación dentro de un túnel será la que corresponde a la velocidad de proyecto del trazado geométrico de la respectiva carretera en superficie, reducida en 20 km/h. Así mismo la velocidad mínima de circulación dentro de un túnel será la misma mínima establecida para la carretera exterior correspondiente, si ésta se encuentra definida. En todo caso será deseable que los vehículos comerciales no experimenten un descenso de su velocidad de operación mayor que a 25 km/h, como máximo, respecto de la velocidad máxima señalizada en el túnel, a causa de la pendiente longitudinal, siendo esto especialmente importante en los túneles bidireccionales en que se prohíbe el adelantamiento. De lo anterior se deriva la importancia en cuanto a limitar las pendientes en túneles largos. 2B.302.2.2 Trazado en Planta El diseño del trazado en planta de un túnel está sujeto a las mismas limitaciones y recomendaciones generales aplicables al diseño geométrico de un camino, excepto algunas particularidades específicas de los túneles. El hecho de que los túneles se diseñen con un ancho de aceras limitado y que sus paredes sean verticales o semi verticales, tiene una consecuencia importante en cuanto a la disminución de la visibilidad, en especial cuando se tiene curvas horizontales hacia la derecha, en el sentido del avance del vehículo, o bien curvas a la izquierda en ductos unidireccionales con un paramento central. De aquí resulta la necesidad de utilizar radios de curva suficientemente grandes para que se mantenga siempre la visibilidad mínima de parada, ante un obstáculo en la calzada. Otra recomendación que suele hacerse en relación al trazado en planta es la conveniencia de evitar que el conductor pueda ver la salida del túnel desde una gran distancia, ya que esto tiende a distraer su atención, respecto de la zona próxima por la que está circulando. La forma de


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conseguir el efecto buscado es diseñar curvas suaves a la entrada y a la salida de los túneles. Sin embargo, el mismo resultado puede obtenerse a través de la geometría del trazado en alzado como puede verse en el punto siguiente. 2B.302.2.3 Trazado En Alzado El diseño del trazado de un túnel está sujeto a las mismas limitaciones y recomendaciones generales aplicables al diseño geométrico de un camino. Sin embargo, resulta necesario tener presentes algunas situaciones que son específicas de los túneles. Uno de los problemas que debe estudiarse en forma más cuidadosa, en el diseño de un túnel, es su saneamiento, ya que es frecuente que en su interior aparezcan filtraciones de agua permanentes u ocasionales. A fin de evitar acumulaciones de agua que pueden ser graves y peligrosas se debe hacer el diseño en alzado dejando pendientes hacia las bocas del túnel no menores de 0,3% a 0,5% y no haciendo curvas cóncavas que podrían embalsar localmente las aguas.En esta forma el saneamiento del túnel se podrá hacer siempre conduciendo las aguas por gravedad hacia el exterior. Coincidiendo con las directrices enunciadas se puede, en algunos casos, obtener una buena solución a la recomendación de evitar la vista directa a las bocas de salida haciendo curvas convexas en uno o ambos extremos según las condiciones de las rasantes de aproximación. Si por alguna razón, relativa a interferencias con obras existentes, singularidades geológicas u otras causas, resultará inevitable hacer curvas cóncavas dentro del túnel, se deberá prestar especial atención a la limitación de visibilidad (debido al techo del túnel o al cielo falso si lo hay) y a asegurar la evacuación de las aguas hacia el exterior. 2B.302.2.3 (1) Efectos de las Pendientes Longitudinales.

La pendiente longitudinal de los túneles es una variable crítica que influye sobre la velocidad de operación del conjunto de vehículos, en especial en túneles bidireccionales en que se prohíbe el adelantamiento, quedando la velocidad controlada por la de los camiones. Por otra parte, a mayor pendiente, mayor producción de gases tóxicos y de humos, lo que requiere de sistemas de ventilación de mayor costo. 2B.302.2.4 Sección Transversal.

La sección transversal de un túnel será en lo posible la misma que la de la carretera, en base a la clasificación funcional

Como criterio general puede decirse que la capacidad de operación de un túnel es directamente proporcional al número de carriles que tiene la vía. En cambio, el costo de excavación, fortificación y riesgo geológico de un túnel crece en forma mucho mayor que linealmente con respecto al ancho del túnel. Siempre debe considerarse el espacio necesario para instalaciones de control de tránsito y equipos electromecánicos (ventilación, iluminación, comunicaciones, incendio, etc.), sin afectar el gálibo libre del túnel.


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Se considera que se deben seguir como mínimo las siguientes condiciones de diseño para un túnel.

Gálibo vertical mínimo :5 m Ancho de carriles: 3,5 a 4,0 m c/u. Espaldones : 1 m a cada lado de la calzada Aceras laterales : opcional Pendiente transversal única : 2%

En los túneles que formen parte de Autopistas con Velocidad de Proyecto ≥ 100 km/h, el ancho de las espaldones deberá ser de 2,5 m. Se ilustra a continuación, a modo de ejemplo, una figura básica de sección transversal, que muestra los principales elementos que la definen, la que deberá ser adaptada a las particulares condiciones de cada proyecto, en especial las relativas a ventilación.

Figura.2B.302-01 Sección Transversal El diseño de la sección transversal puede considerar paredes verticales para situaciones especiales a definir por el proyectista. Las nuevas tendencias mundiales de diseño generan proyectos con paredes semicirculares, lo cual junto al factor estético y de amplitud aparente, otorga una mejor estabilidad al conjunto. En los túneles, los nichos de estacionamiento de emergencia se construyen para posibilitar el aparcamiento de vehículos en caso de emergencia. Eventualmente estos ensanches pueden acomodar instalaciones técnicas. Su diseño debe considerarse de acuerdo a lo indicado en la figura adjunta. Éstas áreas deben estar especialmente iluminadas y señalizadas.


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En túneles de más de 1.000 metros, se deberá diseñar nichos de estacionamiento de emergencia de tal manera que la distancia máxima entre ellos (o la salida o entrada del túnel) no sea mayor que 1.000 m. Dichos nichos tendrán la geometría que se indica en la figura respectiva.

Figura.2B.302-02Nichos de Emergencia

2B.302.2.4 (1) Separación entre Túneles Vecinos Al considerar un proyecto con túneles paralelos deberá establecerse claramente las condiciones geológico - geotécnicas del área, dado que de ellas se deberá deducir el criterio de separación mínima entre los ejes de los túneles. De acuerdo a normas de Mecánica de Rocas la separación mínima aceptable en condiciones geológico - geotécnicas favorables es de 2 diámetros entre ejes de túneles. En condiciones geológicas geotécnicas desfavorables esta separación llega a ser de un mínimo de 4 diámetros entre ejes. En aquellos túneles excavados como zanjas o trincheras que posteriormente serán cubiertas, la separación entre ejes de túneles puede ser de sólo 1 diámetro, es decir, en este caso se entiende que ambos túneles estarán compartiendo un muro común. En general, no se considera una condición específica de diseño geotécnico la ejecución de galerías de conexión entre túneles paralelos. En caso de ejecutar diseños con estas conexiones, se entendería que el proyectista estaría potenciando aspectos tales como seguridad, mantención o consideraciones de ventajas operativas o de procedimientos constructivos.


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2B.302.3 ESTUDIOS DE INGENIERÍA BÁSICA 2B.303.3.1 Aspectos Generales Antes que se inicie el diseño de un túnel es esencial llevar a cabo estudios de Ingeniería Básica, teniendo especial relevancia las investigaciones geológicas preliminares. Hay un criterio diferente para la investigación de cada fase del proceso de diseño. El responsable de la planificación debe estipular oportunamente el alcance de la investigación para cada fase planificada. A esto va vinculada una estimación del costo efectivo de la investigación que se llevará a cabo.

2B.302.3.2 Aspectos Topográficos Todo trabajo topográfico para el estudio de Túneles deberá cumplir con las exigencias señaladas en el Capítulo 2A.300 del Volumen N° 2 del NEVI-12, (Estudios de Geodesia y topografía)

2B.302.3.3 Reconocimientos Geológicos 2B.302.3.3 (1) Investigación Geológica general Esta investigación, en su etapa preliminar debe a lo menos incluir la siguiente información:

a) Recolección y evaluación de toda la información disponible. Esto debe incluir mapas geológicos y topográficos y publicaciones relevantes así como informes provenientes de investigaciones anteriores.

b) Reconocimiento de terreno básico del área del proyecto confrontando la información obtenida con lo expuesto en terreno.

c) Se debe generar un informe preliminar destacando las condiciones geológicas básicas del área conducente a proporcionar la información para una evaluación de las etapas siguientes y entregar una estimación del volumen de información, prospecciones y costos involucrados.

2B.302.3.3 (2) Investigación Geológico de Detalle Investigación de terreno Esta investigación normalmente debe incluir la siguiente información (que puede cambiar de acuerdo a las condiciones particulares de cada zona):

Tipos de rocas y suelos Contactos entre unidades geológicas Discontinuidades (fallas y diaclasas)


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Hidrogeología Lineamientos Riesgos (deslizamientos, otros) Grado y profundidad de meteorización Materiales de empréstito, tipos y volúmenes Relaciones con el medio ambiente.

Esta etapa considera planos de superficie a lo largo del túnel dependiendo de la longitud del túnel y planos del área de portales La escala del levantamiento geológico dependerá de la longitud del túnel, complejidad geológica, altura de sobrecarga y otros factores..

Figura 2B.302-03 Ejemplo de planos geotécnicos

2B.302.3.4 GEOTECNIA DE TÚNELES Y PORTALES-PROSPECCIONES 2B.302.3.4 (1) Aspectos Generales Se procederá a la ejecución de las investigaciones del subsuelo para completar el conocimiento del área. Estas investigaciones serán dirigidas y evaluadas por personal de alta capacitación y experiencia de modo de obtener el máximo resultado de ellas. Las prospecciones corresponderán básicamente a las definidas de acuerdo a los estudios geológicos de superficie ejecutados. Las principales prospecciones son las que se efectúa con métodos tales como:

a) Sondajes a rotación b) Técnicas geofísicas c) Calicatas


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2B.302.3.4 (2) Sondeos Los sondeos requeridos para evaluar un túnel serán localizados de acuerdo a los estudios geológicos y básicamente tendrán como objetivo definir espesores y características de sobrecarga y calidad geotécnica del macizo rocoso. Estos sondajes se localizarán en zonas de portales y en aquellos sectores del eje del túnel proyectado que presenten singularidades geológico-geotécnicas de importancia para la obra. Los sondeos tendrán a lo menos las siguientes características:

Recuperación continua de testigos Diámetro mínimo nq Longitud tal que pase 5 m bajo la cota de rasante del túnel proyectado Ejecución de pruebas de permeabilidad Medición de rqd y ff (rock quality designation y frecuencia de fracturas) Estimación de resistencia a la compresión (en mpa) Estimación de grado de meteorización (según deerman, 1974)

Los sondajes deben ser ejecutados y procesados de acuerdo a la normativa vigente para este efecto. 2B.302.3.4 (3) Técnicas Geofísicas La prospección geofísica principal corresponde a la sísmica de refracción, la cual será usada como técnica básica para el estudio e interpretación de las condiciones de su superficie En caso de ser posible esta técnica de investigación debe plantearse como una herramienta previa a la ejecución de sondajes y debe considerar la alternativa de ser reinterpretarle luego de ejecutadas las prospecciones con sondajes. Se deberán considerar separaciones de geófonos, longitudes de líneas y cargas explosivas tales que aseguren una penetración de ondas que permita interpretar las condiciones geotécnicas del macizo hasta profundidades que puedan afectar al proyecto. Adicionalmente, pueden considerarse otras prospecciones geofísicas tales como sondeos eléctricos verticales (SEV), que se apliquen a problemas geológicos específicos. Toda técnica geofísica es en si un instrumento básico de evaluación del subsuelo debido a su relativo bajo costo y a la capacidad de abarcar grandes extensiones de terreno.Es recomendable calibrar dicha prospección geofísica mediante sondajes con recuperación de testigos. 2B.302.3.4 (4) Calicatas Las calicatas estarán enfocadas básicamente al reconocimiento geológico geotécnico de los sectores de portales y zonas de empréstitos, y tendrán profundidades variables entre 2 y10 m.


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Se deberá considerar una descripción estratigráfica de ellas y un registro fotográfico de sus paredes. En algunos casos se ejecutarán ensayos geotécnicos in situ, o bien, se obtendrán muestras para ensayos en laboratorio. Estas calicatas, debido a su relativo bajo costo de ejecución, son un complemento eficaz para establecer la profundidad de cobertura sedimentaria y las características de meteorización de la roca basal en su contacto con los depósitos de cobertura. 2B.302.3.5 ANÁLISIS DE RIESGOS GEOLOGICOS

El estudio de fotos aéreas en combinación con planos topográficos generará un detallado conocimiento de los riesgos geológicos naturales que existen en el área. Los riesgos naturales a considerar deben ser a lo menos los siguientes:

Inundaciones Deslizamientos o remociones en masa Aludes o avalanchas de nieve Volcanismo Sismicidad

La tipificación y localización de estos fenómenos será orientativa para la evaluación de sus efectos en el proyecto y para evaluar potenciales repeticiones de los mismos. Todo proyecto de túnel deberá considerar un completo estudio de riesgos geológicos a los cuales se encuentra expuesta el área tanto del túnel como de portales y de accesos

El estudio fotogeológico y foto satelital permitirán definir preliminarmente los tipos de riesgos geológicos naturales y las zonas afectadas por éstos en relación al área del proyecto. Se incluirá además el conocimiento histórico bibliográfico y finalmente la observación directa de terreno. Los principales factores de riesgo que deben ser analizados, a los cuales pueden ser adicionados otros específicos que se apliquen a áreas especiales, son los que se indican a continuación: a) Inundaciones: Se deberá definir la posibilidad de inundaciones provenientes desde el

exterior que afecten las áreas de acceso y/o de portales.Estas inundaciones pueden ser por crecidas de cauces naturales, avalanchas, represamientos y otros.

b) Deslizamientos o Remociones en Masa: Incluye los deslizamientos, desprendimientos,

reptaciones, flujos de detritos y flujos de barro ocurridos en las cercanías del proyecto, los cuales deben quedar indicados en planos ad-hoc.Se estudiarán sus características y se analizarán sus posibilidades de recurrencia, ya sea para el mismo sitio o áreas cercanas de iguales condiciones geológicas y/o geomorfológicas.


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c) Aludes: Deben definirse todas aquellas situaciones de avalanchas pasadas, su extensión, procedencia y capacidad de ocurrencia en el mismo sitio o en áreas cercanas, de condiciones geomorfológicas semejantes.

d) Volcanismo: Este estudio deberá indicar la distribución de los centros volcánicos cercanos a

la obra proyectada en caso que éstos se encuentren en un radio aproximado menor a 50 km de ella.Adicionalmente se deberá indicar la periodicidad de la actividad de los centros volcánicos y se analizará la posibilidad de impacto en el área de proyecto (lluvia de ceniza, corrientes de lava, lahares, sismicidad relacionada, etc.,)

e) Sismicidad: Se deberá proporcionar un plano base indicando la localización de los sismos

ocurridos en un radio mínimo de 100 km del área del proyecto del túnel.Se entregará información de localización, profundidad y magnitud de cada evento sísmico registrado, adicionando situaciones específicas de alguno de ellos que tengan relevancia para el proyecto.

2B.302.4 ALCANCES PARA LOS DISEÑOS SEGÚN EL NIVEL DE ESTUDIOS 2B.302.4.1 Aspectos Generales En este tópico se describen en general las condiciones y alcances que debe tener cada etapa de desarrollo de un proyecto de túnel vial.Las indicaciones que se entreguen son sólo una guía de los alcances esperados dado que como ha sido planteado, cada obra de tunelería es una condición especial en donde se conjugan múltiples factores de diferente índole los cuales hacen que los requerimientos para cada proyecto tengan diferentes alcances técnicos, sociales, económicos, de seguridad y de prioridades de inversión.

2B.302.4.2 Estudio Preliminar y Prefactibilidad Económica Los estudios se efectuarán sobre cartas topográficas existentes, con reconocimientos geológicos preliminares basados en bibliografía, estudios anteriormente ejecutados, examen de fotografías aéreas y reconocimiento general del terreno, reconocimiento básico del área de portales; generando bosquejos y definiendo la potencialidad del sitio para la ejecución de la obra. Se definirán zonas, corredores o ejes posibles para la obra. Así mismo se entregará una evaluación de las necesidades de exploración en cada alternativa seleccionada. El proyecto incluirá definiciones básicas de forma o sección de la obra, ubicación de portales, requerimientos de seguridad y requerimiento de prospecciones, para los niveles de estudio siguientes. Este nivel de estudio corresponde, en consecuencia, a un diagnóstico técnico-económico de las alternativas de ejecución de una obra de tipo túnel en un área específica, tal que se cubran todos los principales aspectos de las alternativas posibles.


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2B.302.4.3 Anteproyecto y Factibilidad Técnico Económica. El Anteproyecto y Factibilidad Técnico-Económica del Proyecto corresponderá a una Fase Avanzada de estudios en donde se seleccionará la Alternativa más adecuada. Esta Fase incluirá los estudios a nivel de anteproyecto de geología, geotecnia, evaluación del macizo, prospecciones, topografía es decir aquellos estudios definidos en la Sección 2B.302.3 “Estudio de Ingeniería Básica”. El estudio incluirá un anteproyecto concordante con los estudios de Ingeniería Básica desarrollados, abordando los prediseños con los parámetros de Diseño Estructural y Criterios de Diseño de Instalaciones Electromecánicas, de Control y Seguridad”. Todas las alternativas irán evaluadas económicamente, correspondiendo en esta etapa estimar un costo con una precisión dentro de un rango ±15%. Este costo de inversión debe ir respaldado por un itemizado en el cual se indiquen las partidas de cada ítem o tópico del proyecto. Para la valorización de la inversión se deberá contar con precios actualizados de obras semejantes. 2B.302.4.4 Estudio Definitivo (Proyecto Detallado) El estudio Definitivo o Proyecto Detallado consistirá en el suministro o ejecución de todos los estudios a nivel de Proyecto Detallado, entregando las memorias de cálculo, definiciones y planos para construcción de la Alternativa Seleccionada. El costo que se entregue deberá estar absolutamente justificado y deberá incluir todas las partidas de cada ítem considerado. Este costo corresponderá al costo referencial de construcción que manejará el Mandante. 2B.302.5 CRITERIOS DE DISEÑO DE INSTALACIONES ELECTROMECÁNICAS DE CONTROL Y SEGURIDAD 2B.302.5.1 Aspectos Generales La clasificación e importancia que se le dé a un túnel es la base del equipamiento de seguridad requerido. Como regla general, en túneles menores de 200 m no se requieren equipos de seguridad específicos. Sin embargo, casos particulares de túneles de menor longitud pueden requerirlos y túneles de mayor longitud pueden no requerirlos.Estos casos particulares deben ser considerados cuando se produzcan.En todo túnel se instalarán aquellos equipos adicionales de seguridad que por razones especiales de uso, sean recomendables. Se deberá contar con proyectos específicos en lo relativo a sistemas de control exterior e interior, telefonía, señalización, velocidad, red de incendio.


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Los sistemas descritos serán analizados para cada obra específica definiendo en cada caso su importancia, necesidad y alcance del proyecto.

2B.302.5.2 Abastecimiento de Energía y Agua En general, en todos los túneles en que se requiera abastecimiento de energía eléctrica, deben consultarse dos fuentes de suministro, en donde una de ellas debe ser un grupo electrógeno de emergencia de potencia adecuada para alimentar la carga en condiciones de emergencia. Adicionalmente, debe existir un sistema de respaldo de energía instantáneo (baterías o UPS) en aquellos túneles que requieren respaldo instantáneo para equipos que no admiten el retardo de la partida del grupo electrógeno, donde se conectarán por ejemplo: sistemas de control y comunicaciones, iluminación de emergencia anti pánico, etc. Las canalizaciones y aislaciones de cables en interiores de túneles, deben ser de materiales cuya combustión produzca gases de baja toxicidad. Así mismo para túneles como los descritos se debe contar con un sistema de agua para control de incendio y lavado interior, el cual básicamente debe consistir en un estanque elevado que permita, por gravedad, contar con los caudales y presiones requeridas.El dimensionamiento de este reservorio será definido de acuerdo a cada proyecto.En túneles urbanos el abastecimiento de agua puede provenir de la red pública si se cuenta con el caudal y presión necesarios. Las recomendaciones indicadas son orientativas debiendo analizarse en cada proyecto los requerimientos específicos de energía y agua.

2B.302.5.2 (1) Equipamiento Eléctrico. El equipamiento eléctrico debe estar constituido a lo menos por los siguientes equipos: - Sub estación y su (o sus) correspondiente(s) transformador(es). - Tableros Eléctricos Generales y/o Centros de Distribución de Cargas - Tableros Eléctricos de Fuerza y/o Centros de Control de Motores - Tableros Eléctricos de Alumbrado - Sistemas Eléctricos de Emergencia: • Grupo electrógeno • Sistema de respaldo instantáneo (banco de baterías o UPS). - Equipos de iluminación 2B.302.5.2 (2) Instalaciones y montaje Eléctrico La instalación y montaje eléctrico debe contar con la siguiente implementación: Obras civiles para la instalación eléctrica:

Excavaciones o Rellenos


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o Bases de soporte de equipos o Bancos de ductos o Cámaras eléctricas

Canalizaciones:

o Ductos o Bandejas porta conductores o Escalerillas porta conductores

Cables:

o Cables de control o Cables de comunicaciones

Montaje de equipos

o Soportes y anclajes o Izado e instalación

2B.302.5.2 (3) Instalaciones y montaje Hidráulico El equipamiento hidráulico debe estar constituido a lo menos por los siguientes equipos:

Eventual sistema de captación de aguas Estanques de almacenamiento Eventuales bombas de impulsión Válvulas Red de Cañerías

2B.302.5.3 Sistemas De Ventilación De Túneles Los requerimientos de ventilación, deben determinarse conforme a las recomendaciones de PIARC (Permanent International Association of Road Congresses) del año 1995 y a las modificaciones que posteriormente ese organismo vaya recomendando. A título indicativo se enumeran a continuación los sistemas de ventilación normalmente utilizados:

Ventilación natural Ventilación forzada longitudinal Ventilación forzada semi - transversal Ventilación forzada transversal o cruzada

La Figura.2B.302-04 se ilustra las diferencias entre uno y otro sistema.


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El diseño del sistema de ventilación de un túnel debe ser hecho por un especialista que deberá tomar en consideración, entre otros, los siguientes antecedentes para su análisis:

T.P.D.A.(Tránsito Promedio Diario Anual) y V.H.D (Volumen Horario de Diseño) Longitud del túnel Gradiente.Se debe tener presente que siempre es posible que por ambas pistas circulen

vehículos subiendo, en circunstancias excepcionales Altura del túnel sobre el nivel del mar Velocidad de circulación media de los vehículos

En cualquier caso y sin que la enumeración sea taxativa, el proyecto de ventilación debe abordar los siguientes aspectos:

Producción de CO Opacidad Efecto pistón Características de crecimiento y composición del parque Características del ducto de aire

o Área transversal o Longitud o Pérdidas por fricción o Otras pérdidas o Presión en extremo del ducto o Densidad del aire o Rendimiento de los equipos

Condiciones de operación en caso de incendio Efecto de los vientos externos

El diseño final deberá considerar la interacción de todos los parámetros enumerados y de otros que pudieren ser necesarios incorporar al análisis según las particulares características del proyecto.


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Figura 2B.302-04 Sistemas de ventilación de Túneles 2B.302.5.4 Iluminación De Túneles Normativa a Aplicar.A fin de aplicar criterios sancionados por su aceptación internacional y uso prolongado se adopta integralmente la normativa indicada en el Technical Report."Guide for the Lighting of Road Tunnels and Underpasses de la Internacional Commission on Illumination” Publication CIE 88-1990.

2B.302.5.5 Sistemas De Control De Incendios El proyecto de la especialidad debe indicar los sistemas con que se detectarán los eventuales incendios y/o siniestros equivalentes, estableciendo el tipo, la cantidad, localización e interconexión de los elementos sensores o detectores (calor y humo) y del control de la información (Central de Detección de Incendio) como asimismo de la red de transmisión. Del mismo modo se deberá abordar el proyecto de los elementos de indicación y operación (detectores de apertura de puertas, detectores de posición de válvulas, de niveles de estanques, de flujo de agua en cañerías matrices de combate de incendio, pulsadores manuales dentro de gabinetes, etc.) Debe indicarse también, la tecnología con que debe procesarse la información, siendo recomendable que en este aspecto el proyecto se ajuste a la norma NFPA. El proyecto debe dimensionar los sistemas con que se pretenden combatir los incendios. Incluyendo al menos, los siguientes: a) Red de incendio con todo su equipamiento:

Estanques (Deben dar gravitacionalmente la presión requerida)


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Sala de bombas (si la hubiera) Red de Cañerías Válvulas

El cálculo de la red debe hacerse conforme a alguna norma establecida para este evento, por ejemplo, la NFPA. b) Sistema de combate manual con todo su equipamiento:

Gabinetes de incendio y su equipamiento- Carrete con manguera Teléfono Hachas Luz de emergencia Extintores manuales de 6 kg Carros portátiles y su equipamiento Carro Extintores de al menos 90 kg Equipo de protección personal Vestimenta Equipos respiradores autónomos

c) Sistema de manejo de aire con todo su equipamiento:

Ventiladores extractores de humos (eventuales) Celosías anti humo - corta fuego Sistema de iluminación anti pánico Red eléctrica a prueba de incendio Programa contingente de operación de ventilación

2B.302.5.6 Sistemas de monitoreo y Control. 2B.302.5.6. (1) Aspectos Generales Para mantener un tránsito seguro y expedito en un túnel en operación, es necesario implementar un sistema eficaz de detección de incidentes, ya que su conocimiento temprano es de vital importancia para la oportuna y correcta operación de los sistemas de control instalados. El sistema de control debe realizar el procesamiento de las señales captadas mediante el monitoreo para así determinar las condiciones de tránsito y congestión, indicando si existen condiciones que afecten el flujo normal de circulación vehicular, a fin de operar o actuar sobre los sistemas instalados en el túnel. En consecuencia, el Proyecto de Monitoreo y Control debe desarrollar y especificar en detalle los sistemas y equipos requeridos para monitorear la operación del túnel.


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Los sistemas y sensores que normalmente se requieren en un Túnel Tipo C, son al menos los siguientes:

Circuito Cerrado de Televisión Sistema de Telefonía para permitir la comunicación entre uno o más usuarios con el

Centro de Control Sensores de CO, CO2, NOx, Opacidad, Velocidad y dirección del viento, para una

eficiente operación del sistema de ventilación. Sensores para detección de incendio Sensores de los niveles de iluminación exterior e interior Sensores para el conteo y velocidad de los vehículos dentro del túnel Sensores para el control de gálibos en los accesos al túnel Sensores de nivel de los estanques de agua y posición de válvulas

Los sistemas de Control de situaciones anormales, deben permitir:

Actuar sobre el sistema de ventilación para adecuarlo a la situación imperante (Nivel de gases tóxicos, opacidad, incendio)

Actuar sobre la Iluminación para adecuarla a los niveles exteriores, luces de emergencia, etc.

Actuar sobre los paneles de señalización variable para dar instrucciones a los usuarios Actuar mediante sistemas de comunicación masiva (altavoces) para instruir a los usuarios

en situaciones de emergencia con tránsito detenido Dar órdenes de inicio de acciones de emergencia prestablecidas al personal destinado al

efecto Actuar sobre válvulas de control de estanques de agua

2B.302.5.6. (2) Circuito Cerrado de Televisión A fin de tener todas las zonas túnel bajo control, se debe instalar cámaras de video al interior y en los accesos del túnel, éstas deben estar distribuidas de forma tal que no queden zonas fuera de observación. El sistema debe permitir una transmisión y recepción eficiente de imágenes a fin de mantener una señal permanente y clara de cada uno de los puntos del túnel. El proyecto debe especificar la Tecnología del sistema a emplear, detallando la estructura, composición e instalación del sistema (comunicaciones por cable o fibra óptica; cámaras que poseerán zoom, pantilt, autoiris, etc.) 2B.302.5.6. (3) Sistemas de Telefonía y Altavoces En túneles de más de 500 m, se deben incluir nichos cada 250 m que contengan equipos y elementos que permiten al usuario comunicarse con el Centro de Control en caso de necesidad.


621

Para ello estos deben ubicarse tanto al interior del túnel como en cada uno de sus accesos, a fin de obtener y mantener una inmediata comunicación. Este sistema debe permitirle al operador la comunicación con múltiples usuarios a la vez. Cada uno de éstos debe tener incorporado un detector que indique a la sala de control desde donde se origina el llamado. El proyecto debe especificar la tecnología a emplear y detallar los equipos e instalaciones requeridas, las que al menos deben comprender:

Central Telefónica Aparatos telefónicos en los nichos Parlantes de una potencia y en localizaciones tales que no produzcan reverberación,

fenómeno de difícil control dentro de un túnel.

2B.302.5.6. (4) Sistemas de Monitoreo y Control de Ventilación Este sistema estará compuesto por equipos de recogida de datos y equipos de activación y control. Los equipos de recogidas de datos son: detectores de CO, CO2, NOx, opacímetros, controladores de velocidad y dirección del viento. Los equipos de activación y control deberán operar mediante algoritmos adecuados, considerando parámetros tales como concentración de CO, opacidad, incidentes, velocidad y dirección del viento, intensidad de tránsito, etc. El control del sistema de ventilación tiene como objetivo permanente mantener por debajo de unos mínimos admisibles el porcentaje de CO y la opacidad del aire dentro de los túneles, todo ello minimizando el consumo de energía eléctrica y como objetivos eventuales, participar en el control de incendios, en situaciones de congestión por averías, etc. El proyecto debe especificar y detallar los equipos de monitoreo y los de activación y operación del sistema de control, su instalación y procedimientos de puesta en servicio y verificación de su funcionamiento.


622

Figura 2B.302-05 Ejemplo de Sistemas de ventilación de Túneles


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SECCIÓN 2B.303 ESUDIOS DE RIESGO SISMICO 2B.303.1 ASPECTOS GENERALES El Ecuador es un país de alto riesgo sísmico, caracterizado por sismos tectónico, de subducción y de origen volcánico, que han demostrado ser una amenaza para el desarrollo nacional, debido a la destrucción causada en la infraestructura vial de carreteras y puentes. En este marco sismogénico, para mitigar los daños sísmicos en la infraestructura vial, se ha desarrollado la presente Normativa que es aplicable en todo el territorio del Ecuador. 2B.303.2 CRITERIOS BÁSICOS PARA LA REUTILIZACIÓN DE LA INFORMACIÓN EXISTENTE 2B.303.2.1 Objetivos y principios Estas especificaciones establecen las recomendaciones básicas de diseño sísmicopara puentes viales, viaductos, pasos desnivelados y pasarelas peatonales con tramos con luces libres no mayores de 70m (estructuras menores y medianas) para evitar su daño sísmico. Para puentes de luces mayores (estructuras mayores) con tipologías especiales tales como puentes en aro, atirantados, colgantes, etc. Se aplicarán las normas ecuatorianas correspondientes y, en su ausencia, aquellas internacionales aceptadas por el MTOP. Los movimientos sísmicos y las fuerzas sísmicas indicadas en esta especificación están basadas en una probabilidad de excedencia de un10% durante la vida útil de un puente o pasarela, estimada en 50 años, lo que es equivalente a un periodo de retorno medio de 475 años, incluyendo una saturación a 0.50g de los valores de aceleración sísmica en roca en el litoral ecuatoriano, caracterizada como zona VI (Z>0.50), reconociendo que dichos valores son en realidad mayores que 0.50g. Los puentes y sus componentes que son diseñados para resistir estas fuerzas y que son construidos de acurdo con los detalles de diseño indicados en estas especificaciones pueden sufrir daños, pero con una muy baja probabilidad de colapsar debido a la acción sísmica. Estas especificaciones, aplicada en conjunto con las normas de diseño específicas del Capítulo 2B.300 de la Norma para Diseño Vial Nevi-12-MTOP y la norma AASHTO Guide Specifications, para cada material, están orientadas a lograr estructuras que:

a) Resistan sin daño, en el rango elástico, movimientos sísmicos de intensidad moderada. b) Limiten los daños en elementos no estructurales durante sismos de mediana intensidad c) Aunque presenten daños eviten su colapso total o parcial durante sismos de intensidad

excepcionalmente severa. Dentro de lo posible, el daño que ocurriera debería presentarse en zonas en que se puede ser detectado rápidamente y de fácil acceso para su inspección y reparación. El riesgo de vida humana en estos casos debe ser mínimo, no aceptándose como principio general


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El peligro sísmico en la zona del Ecuador, según la Norma Ecuatoriana de la Construcción, NRC-11, Capítulo 2 Figura 2.1 Mapa para diseño sísmico, define seis zonas sísmicas representadas por el ‘factor de zona Z’, que caracteriza el valor de la aceleración máxima en la roca esperada para el sismo de diseño (A0), expresada como factor de la aceleración de la gravedad (g). El factor Z califican la peligrosidad sísmica como Alta para casi todo el territorio ecuatoriano, con excepción del Nor-oriente que es calificado como de amenaza Intermedia; y, el litoral ecuatoriano calificado como de Muy Alta. Los aspectos de diseño para puentes viales serán desarrollados según el Comportamiento Sísmico (SPC) y a un coeficiente de importancia del puente (Cl) que depende de un criterio de línea vital para el conjunto puente-camino del Capítulo 2B.300 de NEVI-12-MTOP y los niveles de amenaza sísmica de la aceleración efectiva máxima del suelo A0, según el Mapa para diseño sísmico de la Norma ecuatoriana de la Construcción NEC-11, Capitulo 2, figura 2.1. Como consecuencia de ello un puente intermedio con carácter de esencial deberá funcionar durante y después de un terremoto. Un puente será definido como esencial sobre la base de aspectos tanto económicos, como sociales, de mitigación del desastre sísmico y de defensa. 2B.303.2.2 Zonificación sísmica del Ecuador El riesgo sísmico del Ecuador adoptado para este estudio tiene como base el Capítulo 2 de la Norma ecuatoriana de la Construcción NEC-11, así como los criterios referentes a la peligrosidad sísmica del Ecuador, actualizados al 2011, con las consideraciones sobre los criterios de uniformidad del riesgo de ciertas zonas del Ecuador, la importancia de la protección de la infraestructura vial, la irregularidad en la curva de definición de zonas sísmicas, suavizado de zonas de límites inter-zonas y la compatibilidad con mapas de peligro sísmico de los países vecinos. El riesgo sísmico del NEC-11, reconoce el peligro sísmico de la subducción de la plana de Nazca dentro de la plana Sudamericana como la principal fuente de generación sísmica y el complejo sistema de fallamientos superficiales locales como causante de importantes sismos en el territorio ecuatoriano.


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. Figura 2B.303-01 Zonificación sísmica del Ecuador de la Norma Ecuatoriana de la

Construcción 2011, NEC-11 2B.303.2.3 Zonas sísmicas de la Red Vial Las zonas sísmicas del Ecuador asociadas a la red vial nacional, fueron establecidas en base al mapa de riesgo del Capítulo 2 de NEC-11 actualizado, considerando que los criterios de zonificación corresponden al comportamiento sísmico esperado para las estructuras de puentes. Las disposiciones normativas establecidas para este estudio también considera el comportamiento satisfactorio que han demostrado los puentes diseñados según la práctica ecuatoriana, basada en las normativas AASHTO de las décadas anteriores frente a sismos subductivos y las actualizaciones, no contempladas expresamente en la normativa AASHTO. En el Ecuador, debido al torrente de los ríos de montaña, la socavación extrema tiene regular probabilidad de ocurrencia durante la vida útil del puente, que una vez ocurrida, es conservada por el rio, afectando permanentemente el nivel de empotramiento original de la infraestructura del puente, que agrava la vulnerabilidad sísmica de la estructura del puente para resistir sismos extremos. Por este motivo la socavación será siempre un condicionante del diseño sísmico.


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Figura 2B.303-02 Mapa de riesgo sísmico para el diseño de puentes.

El mapa referido en la Figura 2B.303-02, contiene una sobreposición del mapa de la red vial nacional en el mapa de riesgo sísmico NEC-11, para establecer los límites de la zonas de riesgo (Z) y la aceleración efectiva máxima (A0) con respecto al trazado de la red vial y la división zonal administrativa de MTOP. 2B.303.3 CRITERIOS Y ZONIFICACIÓN SÍSMICA PARA VÍAS 2B.303.3.1 Requisitos generales para puentes Estas normativas establecen los requisitos sísmicos mínimos para el diseño de puentes, viaductos, pasos desnivelados y pasarelas peatonales. Ellas se aplican a estructuras menores y medianas con tramos conformados por vigas de acero y concreto cuyas luces libres no excedan de 70 metros. En consecuencia ellas no son aplicables a puentes mayores con grandes luces y con tipologías estructurales especiales tales como puentes colgantes, atirantados o en arco. SIMBOLOGÍA La simbología utilizada es la siguiente: a0 = aceleración máxima del suelo A0 = aceleración efectiva máxima del suelo A’0 = coeficiente de aceleración efectiva máxima A0/g B = boyante IC = clasificación por importancia


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CCS = categoría de comportamiento sísmico D = peso muerto E = empuje de tierra EC = módulo de Young de la cepa o pila EQM = fuerzas sísmicas elásticas para el Estado de Cargo I o Estado de Carga II modificadas dividiendo por el correspondiente factor R EQF = fuerzas sísmicas elásticas para el estado de carga Io estado de carga II divididas por un factor R=1 g = aceleración de gravedad (=9,8 m/s2 ). H = altura de la cepa o pila o altura de estribos, cepas y rotulas I = momento de Inercia de la cepa o pila en la dirección considerada K1= coeficiente de importancia cuyo valor varía según el Coeficiente de importancia (Cl) K2 = para el coeficiente sísmico modificado por la respuesta estructural y el espectro de aceleración de diseño y el cual depende del tipo de suelo Kh = coeficiente sísmico horizontal Kv= coeficiente sísmico vertical L = longitud en metros del tablero del puente a la próxima junta de expansión o al extremo del tablero del puente. N = largo de apoyo mínimo de los extremos de las vigas PSS = peligro de socavación sísmica P = peso total R = factor de modificación de respuesta r = razón de periodos modales Ti/Tj

S = coeficiente de suelo (valor que modifica la respuesta elástica o el espectro) SPC = comportamiento sísmico por categorías (Categorías de puentes A, B, C y D) SF = fuerza debido al escurrimiento Si = valores máximos modales Tn = periodo fundamental de vibrar en segundos del sistema formado por la infraestructura y la sección de la superestructura a la que sirve de apoyo T1= periodo que limita el rango del coeficiente sísmico modificado por la respuesta estructural y el espectro de aceleración absoluta. Ti = periodo del modo Vs = velocidad de propagación de onda de corte del suelo Wp = peso de la cepa o pila Wu = peso de la sección de la superestructura que es apoyada por la infraestructura la cual es considerada en el análisis Z = factor de zona (Aceleración máxima en la roca (a0)esperada para el sismo de diseño A0) α = ángulo de esviaje de los apoyos medidos en grados a partir de una línea perpendicular a la luz. ξ = razón amortiguamiento uniforme para todos los modos de vibrar, que debe tomarse igual a 0,05 ρij = coeficiente de acoplamiento modal


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2B.303.3.1 (1) Aceleración Efectiva Máxima del Suelo (A0). Los valores de aceleración efectiva máxima del suelo corresponde a valores teóricos que, siendo menores que la aceleración máxima del suelo que se mide con los acelerógrafos durante los terremotos permite construir espectros elásticos de diseño, calibrados por el comportamiento sísmico observado de las estructuras en los grandes sismos. La aceleración efectiva máxima del suelo A0se determina de la Tabla 2B.303-1de acuerdo con la zonificación sísmica de NEC-11, figura 2A-1 Esta zonificación es igual a la considerada por la norma NEC-11, Diseño Sísmico de Edificios. La fracción de la aceleración de gravedad ´g´ de la Aceleración Efectiva Máxima A0se denomina Coeficiente de Aceleración Efectiva Máxima A’0; este es un coeficiente adimensional determinado de acuerdo a la expresión (A’0/A0/g).

Tabla 2B.303-01 Valor De Aceleración Efectiva Máxima A0 y Coeficiente De Aceleración Efectiva Máxima A’0

Zona Sísmica Zona Sísmica (según NEC-11)

A0 (Aceleración efectivamáx)

A´0 (Corf. aceleración efectiva

máx)

1 2 3 4 5 6

I II III IV V VI

0,20g 0,25g 0,30g 0,35g 0,40g

>0,50g

0,20 0,25 0,30 0,35 0,40

>0,50 Las fuerzas obtenidas a partir de estas aceleraciones efectivas máximas tienen una probabilidad de excedencia de 10% en 50 años, lo cual corresponde a un periodo de retorno aproximado de 475 años. 2B.303.3.1 (2) Aceleración Máxima del Suelo (a0) La aceleración máxima del suelo corresponde al valor promedio que miden los acelerógrafos en suelo duro que tienen una probabilidad de excedencia de 10% en 50 años, lo cual corresponde a un periodo de retorno aproximado de 475 años. La aceleración máxima del suelo a0se determina de la Tabla 2B.303-02 de acuerdo con la zonificación sísmica NEC-11.


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Tabla 2B.303-02 Valor de aceleración máxima del suelo a0 comparación con valor aceleración Efectiva máxima A0.

Los valores de aceleración máxima a0para suelos diferentes de suelos duros pueden obtenerse multiplicando por el factor de amplificación de suelo S de la tabla 2B.303-02 2B.303.3.1 (3) Zonificación Sísmica para la red vial nacional. Se distinguen seis zonas sísmicas en el territorio nacional, zona I, II, III… y VI, cuyos valores van en aumento con el peligro sísmico. Ellas se indican en la Figura 2B.303-02, (Mapa de riesgo sísmico para el diseño de puentes), para la zonificación sísmica de la red vial nacional, con información del riesgo sísmico de los tramos viales contenidos dentro de los límites provinciales según la zonificación sísmica del NEC-11, el riesgo según la regionalización administrativa del Ministerio de Transporte y Obras Públicas deberá sujetarse a los límites provinciales de las zonas asignadas. 2B.303.3.2 Clasificación por Importancia. El coeficiente de importancia (CI) a considerarse para puentes ,pasos desnivelados y pasarelas ubicados en las zonas sísmicas III, IV y V, será calificado por la Dirección de Estudios del MTOP, de acuerdo con el siguiente criterio.

Puentes y Estructuras Esenciales Cl=I Otros Puentes y Estructuras Cl=II

2B.303.3.2 (1) Peligro de Socavación Sísmica (PSS) para el Diseño Sísmico. El grado de peligro de socavación sísmica (PSS) corresponde al nivel de socavación remanente después de ocurrida la socavación máxima, y se expresa como % de esta última. El nivel de socavación remanente es particularmente importante en sistemas hídricos de torrente no considerados por la norma AASHTO. Los grados de peligro de socavación sísmica (PSS) que deben considerarse en el diseño sísmico de los puentes y estructuras afines, serán los indicados en la Tabla 2B.303-03 considerando que el peligro de socavación sísmica 0 (cero) corresponde a estructuras que no están sometidas a este fenómeno, tales como pasos desnivelados, pasarelas urbanas, etc.

Zona Sísmica ao Ao I II III IV V VI

0,30 0,35 0,40 0,45 0,50

>0,50

0,20 0,25 0,30 0,35 0,40

>0,50


630

Tabla 2B.303-03 Peligro de socavación sísmica (PSS) Peligro de Socavación

Sísmica

%Socavación Total a Considerar en el Diseño

Socavación total para T=25año Socavación total para T de diseño

0 0 0 1 75 ≤ 75 2 100 > 75 ≤ 100 años

La socavación Total considerada de la Tabla 2B.303-03, corresponde a la socavación total (general más la local) determinada para los periodos de retorno de diseño establecidos en la referida Tabla. Para establecer el grado de peligro de socavación sísmica (PSS) se deberá calcular, conforme se señala en el Numeral 2B.303.3.2 (1) de la presente Sección, el nivel de socavación total estimado para un periodo de retorno de 25 años. Según el porcentaje que representa dicha socavación máxima determinada para el periodo de diseño, en la Tabla 2B.303-03 se determinara el peligro de socavación sísmica PSS y el porcentaje de la socavación máxima a considerar en el diseño. Dirección de Estudios del MTOP podrá, en casos debidamente justificados, considerar socavaciones de diseño sísmico inferiores a los indicados en la Tabla 2B.303-03, pero en ningún caso, inferior al 50% de la Socavación Total. 2B.303.3.2 (2) Categorías de Comportamiento Sísmico A cada puente o pasarela se le asignara una de las siguientes cuatro Categorías de Comportamiento Sísmico (CCS) de la a a la d, basado en la aceleración efectiva máxima ( A0), el Peligro de Socavación (PSS) y la Clasificación por Importancia (Cl), tal como señala en la Tabla 2B.303-04

Tabla 2B.303-04 Categorías de comportamiento sísmico (CCS)

Aceleración Efectiva Máxima A0

Peligro de Socavación

Clasificación por importancia

l ll

0,20g - 0,25g 0 a a 1 b b 2 b b

0,30g - 0,35g 0 b a 1 c b 2 d c

<0,40g 0 c b 1 d c 2 d d


631

2B.303.3.2 (3) Efecto del Suelo (S). Los efectos del comportamiento dinámico del suelo de fundación de pasos menores, pasarelas y puentes intermedios durante sismos será determinado empleando un coeficiente de Suelo (S) que depende del tipo de perfil de suelo definido en la Tabla 2B.303-05 Los coeficientes de suelo (S) permiten incorporar el efecto del suelo en los coeficientes sísmicos y espectros de diseños. Sus valores se indican en la Tabla 2B.303-05

Tabla 2B.303-05 Coeficiente del suelo(s) Tipo de Suelo S

I II III IV

0,9 1,0 1,2 1,3

Tabla 2B.303-06 Definición de los tipos de suelos de fundación (solo para ser usada con la

tabla 2B.303-05) Tipo de

suelo Descripción

I

- Roca: Material natural, con velocidad de propaganda de onda de corte vs in-situ igual o mayor que 800m/s, o bien resistencia de la compresión uniaxial de probetas intactas (sin fisuras) igual o mayor que 10 MPa y RQD igual o mayor que 50%

Si el espesor de la roca es inferior a 20 m,el suelo se clasificara como del tipo del suelo subyacente a la roca

II

- Suelo con velocidad de propagación de ondas de corte vs in-situ igual o mayor que 400 m/s en los 10m superiores, y creciente con la profundidad; o bien.

- Grava densa, con peso unitario seco γdigual o mayor que 20kN/m3 o índice de densidad ID (DR) (densidad relativa) igual o mayor que 75%, o grado de compactación mayor que 95% del valor Proctor Modificado o bien:

- Arena densa, conID(DR) mayor que 75%, o índice de Penetración Estándar N mayor que 40 (normalizado a la presión efectiva de sobrecarga de 0,10 Mpa), o grado de compactación superior a 95% del valor Proctor Modificado; o bien, Suelo cohesivo duro, con resistencia al corte no drenado Sµ igual o mayor que 0.10 MPa(resistencia de la compresión simple qµ igual o mayor 0,20 MPa) en probetas sin fisuras.

En todos los casos, las condiciones indicadas deberán cumplirse independientemente de la posición del nivel freático y el espesor mínimo del estrato debe ser de 20m Si el espesor sobre la roca es menor que 20m, el suelo se clasificara como tipo I. Si el espesor del suelo tipo II sobre suelo tipo III o IV es inferior a 20m, el suelo se clasificara como del tipo del suelo subyacente, esto es tipo III o tipo IV , según corresponda

III

- Arena permanente no saturada, con ID (DR)entre 55 y 75%, o N > 20 (sin normalizar a la presión efectiva de sobrecarga de 0,10 MPa; o bien,

- Grava o arena no saturada, con grado de compactación menor que el 95% dl valor ProctorModificado; o bien, Suelo cohesivo con Sµ comprendido entre 0,025 y 0,10 MPa(qµ entre 0,05 y 0,20 MPa) independientemente del nivel freático; o bien

- Arena saturada con N comprendido entre 20 y 40 (normalizado a la presión efectiva de sobrecarga de 0,10 MPa)

Espesor mínimo estrato: 10,.Si el espesor del estrato sobre la roca o sobre suelo correspondiente al tipo II es menor que 10m, el suelo de clasificara como tipo II. Si el espesor del suelo III sobre suelo IV es inferior a 25m, se clasificara como tipo IV


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IV

Suelo cohesivo saturado con Su igual o menor que 0,025 MPa (quigualo o menor que 0,050 MPa). Espesor mínimo del estrato:10m. Si el espesor del estrato sobre el suelo correspondiente a algunos de los tipos , I, II o III es menor que 10m, el suelo se clasificara como tipo III

2B.303.4 ESPECTROS PARA EL DISEÑO DE PUENTES Y SUPERESTRUCTURA VIAL Para determinar las cargas sísmicas a ser usadas en el análisis elástico de los efectos sísmicos se describen a continuación cinco métodos:

Método del Coeficiente Sísmico Método del Coeficiente Sísmico Modificado por la respuesta Estructural Método Modal Espectral Método Modal Espectral con Estudio de Riesgo Sísmico Método de Análisis Lineal o no-Lineal en el Tiempo

Los dos primeros métodos consideran coeficientes de respuesta sísmica y el tercero, un análisis modal espectral basado en un espectro de aceleración de diseño. Los últimos dos son métodos mas rigurosos de análisis que podrán ser requeridos por la Dirección de Vialidad para puentes que considere estructuras críticas o para aquellas estructuras de geometría compleja o próximas a fallas geológicas activas superficiales (Las Melosas, Cajón del Maipo). Los tres primeros métodos se refieren al análisis sísmico de la estructura de puentes tradicionales y estructuras afines, constituida por la superestructura o infraestructura, sin incluir los estribos, los cuales se consideran para esto efectos, solo como apoyos. Los métodos de análisis consideran que la superestructura es libre de vibrar sísmicamente sobre los apoyos elastoméricos o similares de los estribos, sin restricciones significativas para los desplazamientos horizontales, considerando para esto las juntas de expansión adecuadas Las disposiciones y recomendaciones generales de diseño sísmico para el análisis de los estribos de un puente o estructura afín, considerando las fuerzas de incremento sísmico de los empujes de tierra, las fuerzas inducidas por los efectos inerciales de los muros y la transferencia de fuerzas sísmicas de la superestructura. Se revisan en este Numeral las disposiciones referentes a estribos independientes auto-estables (gravitacionales o muro cantiléver) y estribos monolíticos en los que existe continuidad entre el tablero y el estribo. 2B.303.4.1 Método de Coeficiente Sísmico Este método se aplicara pasarelas, pasos desnivelados y puentes simplemente apoyados de hasta dos tramos, con luces libres que no superen los 70 metros, en los cuales la diferencia de cotas entre la mesa de apoyo de la elevación de la infraestructura y el nivel de socavación considerado en el diseño no supere los 12 metros, con curvaturas en planta que permitan su reemplazo por la poligonal de los tramos.


633

El coeficiente sísmico horizontal de diseño Khse obtendrá de la siguiente formula, con un valor mínimo de 0,10.

(Ec.2B.303-01)

Dónde: K1= Coeficiente sísmico horizontal de diseño K1 se obtendrá de la siguiente formula (CI) y se define en Tabla 2B.303-06 S = Coeficiente de suelo definido en Tabla 2B.303-05 A0 = Aceleración Efectiva Máxima definida en Tabla 2B.303-01

Tabla 2B.303-06 Coeficiente de importancia k1

CI = I K1= 1,0

CI = II K1 = 0,8

En este método los valores de los factores de modificación de respuesta (R) del Numeral 2B.303.4.5. (1) serán todos iguales a 1.0 El análisis se hará independientemente en dos direcciones ortogonales. Siendo ellas la longitudinal y transversal de la estructura tal como se indica en el Numeral 2B.303.4.5 (5) 2B.303.4.2 Método del Coeficiente Sísmico Modificado por la Respuesta Estructural El coeficiente sísmico especificado en ec. 2B.303.(2) esta sección será aplicable a puentes simplemente apoyados de más de dos tramos y puentes continuos, con luces libres que no superen los 70 metros, en los cuales a diferencia de cotas entre la mesa de apoyo de la elevación de la infraestructura y el nivel de socavación considerando en el diseño ver Numeral 2B.303.3.2 (1), no supere los 25 metros

Kh(Tn) =

(Ec. 2B.303-02) Donde las constantes T1 y k2 están definidos en la Tabla 2B-303-07. y el coeficiente K1 en la Tabla 2B-303-06.

Tn < T1

T1 < Tn

1.5 . K1 . S . A0/g (K1.K2.S.A0)/g.Tn

2/3


634

Tabla 2B.303-07 Constantes espectrales t1 y k2

Suelo Tipo T1 (seg) K2

I II III IV

0,20 0,30 0,70 1,10

0,513 0,672 1,182 1,598

Las fuerzas sísmicas de diseño para miembros individuales de puentes, así como sus correspondientes conexiones serán obtenidas dividiendo por adecuados factores R de modificación de la respuesta, los valores de las fuerzas elásticas determinadas con el presente método. Los factores R se encuentran en el Numeral 2B.303.4.5 (1) En el Numeral 2B.303.4.5 (2) se establece el valor mínimo que deberá verificar el esfuerzo de corte basal total del puente, determinado con el coeficiente sísmico definido en el presente método. Si el corte basal 6total es inferior a ese límite mínimo las solicitaciones de los elementos estructurales deberán amplificarse por un factor tal, que dicho esfuerzo de corte alcance el valor mínimo señalado. El periodo fundamental Tn se determinara de acuerdo a las formulas de la Tabla 2B.303-08 empleando métodos conocidos más exactos, tal como el Método Rayleigh.

Tabla 2B.303-08 Periodos fundamentales de puentes fundados en forma directa o sobre pilotes

Tipo de Sistema

Estructural Dirección Fórmula para el Periodo

Fundamental Pila de Hormigón Armado

Puentes simplemente apoyados

Longitudinal o Transversal (*)

Tn= √

Puentes continuos con apoyos fijos sobre la infraestructura y que

tienen estribos rígidos, a uno de los cuales el

extremo de la superestructura está

conectado con un apoyo fijo

Transversal

Pila de Hormigón Tn= √

Pila de Acero Tn= √

Longitudinal Tn= √

(*)La fórmula no es aplicable para determinar el periodo fundamental en la dirección transversal, a cepas tipo marco con grupo de columnas Dónde:


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Tn =Periodo fundamental de vibrar en segundos del sistema formado por la infraestructura y la sección de la superestructura a la que sirve de apoyo Wp = Peso de la cepa o pila en tonf. Wu = Peso de la sección de la superestructura en tonf que es apoyada por la infraestructura la cual es considerada en el análisis Ec = Modulo de Young de la cepa o pila en tonf/m2 I = Momento de Inercia de la cepa o pila en m4en la dirección considerada H = Altura de la cepa o pila en m, medido entre la mesa de apoyo de la elevación y el nivel de socavación considerado en el diseño. g = Aceleración de gravedad (=9,8 m/s2)

2B.303.4.3 Método Modal Espectral Este método se aplicara a puentes altos simplemente apoyado y continuos, con tramos con luces libres no superiores a 70 metros y en los cuales la diferencia de cotas entre la mesa de apoyo de la mesa de apoyo de la elevación de la infraestructura y el nivel de socavación considerado en el diseño, no supere los 50m. El valor espectral de aceleración absoluta, Sa(Tm) correspondiente al modo “m”, se obtendrá del siguiente espectro de aceleración de diseño:

𝑲

𝑲 𝑲

(Ec.2B.303-03)

Donde Tm es el periodo del modo m, K1 esta definido en la Tabla 2B-303-06 y T1; y K2 en Tabla 2B-303-07 Los desplazamientos, rotaciones y solicitaciones de cada elemento estructural deberán calcularse para cada dirección longitudinal y transversal del puente, superponiendo las contribuciones de cada uno de los modos de vibrar La superposición de los valores máximos modales S1deben hacerse mediante la expresión:

S =√∑ ∑

(Ec.2B.303-04)

En que las sumas ∑ ∑ son sobre los modos considerados, los coeficientes de acoplamiento modal Pij deben determinarse de acuerdo a la siguiente expresión.

Tm < T1

T1 < Tm

Sa(Tm) =


636

(Ec.2B.305-05)

Dónde: r =

Ti y Tj = Periodos modales ξ = Razón de amortiguamiento uniforme para todos los modos de vibrar, que debe tomarse igual a 0,05

Se incluirá en el análisis todos los modos normales ordenado según valores crecientes de las frecuencias propias, que sean necesarios para que la suma de las masa equivalentes, para que en cada unas de las dos direcciones del análisis sísmico, sea mayor o igual a un 90% de la masa total Las fuerzas sísmicas de diseño para miembros individuales de puentes, asi como sus correspondientes conexiones serán obtenidas dividiendo por adecuados factores R de modificación de la respuesta, los valores de las fuerzas elásticas determinadas con el presente método. Los factores R se encuentran especificados en el Numeral 2B.303.4.5. (1) En el Numeral 2B.303.4.5 (2) se establece el valor mínimo que deberá verificar, en el presente método, el esfuerzo resultante del corte basal total del puente. Si este es inferior a ese límite mínimo, las solicitaciones de los elementos estructurales deberán amplificarse por un factor tal, que dicho esfuerzo de corte alcance el valor mínimo señalado 2B.303.4.4 Método Modal Espectral con Estudio de Riesgo Sísmico La Dirección de Vialidad, para puentes que considere especiales, podrá solicitar el análisis de puente considerando el método modal espectral, en que el espectro de diseño a considerar es el resultado de un estudio de riesgo sísmico específico para el lugar de emplazamiento del puente 2B.303.4.5 Método de Análisis Lineal o no-Lineal en el Tiempo En casos especiales, en particular aquellos diseños que consideren aisladores o disipadores sísmicos, la Dirección de Vialidad podrá solicitar análisis sísmicos especiales en el tiempo, considerando acelerogramas artificiales ad-hoc al riego sísmico y características del suelo del lugar de emplazamiento del puente. El análisis puede ser lineal o no-lineal dependiendo del caso considerado 2B.303.4.5 (1) Factores de Modificación de Respuesta (R) Las fuerzas sísmicas de diseño para miembros individuales de puentes, así como sus correspondientes conexiones serán obtenidas dividiendo los valores de las fuerzas básicas elásticas por adecuados factores de modificación de respuesta (R ) .Los valores de los Factores R


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de Modificación de Respuesta para determinar las fuerzas de diseño sísmicas para miembros individuales de puentes, fundaciones y sus correspondientes conexiones, se indican en la Tabla 2B.303-09. Este factor refleja las características de absorción y disipación de energía de la estructura resistente, así como la experiencia sobre el comportamiento sísmico de los diferentes tipos de estructuraciones y materiales empleados en Chile. El uso de los valores R deberá corresponder a un detallamiento adecuado del diseño sísmico tal que permita incursiones cíclicas no lineales y la formación de rotulas plásticas en los puntos considerados correspondientes a los niveles de ductilidad considerados. Estos factores serán empleados solo en los métodos del coeficiente sísmico modificado por la respuesta estructural y en el método espectral. 2B.303.4.5 (2) Limitación del Esfuerzo del corte Basal El corte basal total del puente se define como la suma de las reacciones horizontales elásticas establecidas según los métodos señalados en 2B.303.4.2 o 2B.303.4.3, divididas por el correspondiente factor de modificación de respuestas (R ) de las elevaciones, determinando según la Tabla 2B.303-09.A.El corte basal total no podrá ser inferior a los siguiente valores

Método del Coeficiente Sísmico

(Ec.2B.303-06)

Modificado por la Respuesta Estructural Método Modal Espectral

(Ec.2B.303-07)

Dónde: P = Peso total del puente


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Tabla 2B.303-09 Factores de modificación de respuesta (R)

ELEMENTO RL1 RT

2 ELEVACIONES Cepa muro Columna individual con dado de fundación Múltiples columnas con dado de fundación Columnas inclinadas con dado de fundación Pila Pilote a.)Individual b.)Conjunto Vertical c.)Conjunto inclinado

3 3 3 3 3 3 3

2 3 4 2 3 4 2

FUNDACIONES3

Directa Bateria de pilotes Pila pilote Cajon o pila de fundación

1 1 1 1

1 1 1 1

Elemento RL1 RT

2 CONEXIONES Junta de dilatación Placa apoyo Llave de corte Placa base

0.8 0.8 1 1

0.8 0.8 1 1

1. RL

1Factor R a utilizar en el eje longitudinal de la estructura 2. RT

2Factor R a utilizar en el eje transversal de la estructura 3. Para puentes clasificados con categoría de comportamiento sísmico CCS b ,c o d, se

recomienda diseñar las fundaciones para las fuerzas máximas que son capaces de desarrollar las rotulas plásticas de la columna o conjunto de columnas especificadas en 3.10004.6. Estas fuerzas son frecuentemente menores que las que obtienen aplicando un factor R igual a 1.

4. Se define como conexiones todos aquellos elementos necesarios que trasfieran fuerzas de corte o axial desde una componente estructural a otra. En general no se incluyen conexiones de momento, pero si se consideran apoyos y llaves de corte. Los factores R de esta Tabla se aplican únicamente a las fuerzas elásticas que actúan en las direcciones restringidas

2B.303.4.5 (3) Requerimiento de diseño para estribos En el Numeral 7.4 de la División I-A de la norma AASHTO se entregan los requerimientos para el diseño de los estribos de los puentes o estructuras afines, los que deberán ser respetados en su totalidad en los estudios a desarrollarse en Ecuador, considerando las modificaciones o complementos que se incluyen a continuación. El diseño de los estribos deberá considerar las fuerzas de incremento sísmico de los empujes de tierra, las fuerzas inducidas por los efectos inerciales de los muros y en particular, el mecanismo de transferencia de las fuerzas sísmicas de la superestructura. Desde este último punto de vista,


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los estribos podrán ser independientes auto-estables o estribos monolíticos con la superestructura, en los cuales existe continuidad entre el tablero y el estribo. 2B.303.4.5 (3) a) Estribos Independientes Auto-estables. Los estribos independientes permiten que la superestructura se encuentre libre de vibrar sísmicamente sobre los apoyos elastoméricos o similares, sin restricciones elásticas transmitidas por las superestructuras a los apoyo elastoméricos, las cuales se determinan por alguno de los métodos señalados en el Numeral 2B.303.4.1, con un factor de Modificación de Respuesta (R) igual a 1,0. La interacción suelo estructura y la determinación de la componente sísmica de los empujes de tierra que se detallan en esta normativa. Para estos estribos que permiten pequeños desplazamientos horizontales sin restricciones significativas, el método pseudo-estático de Mononobe-Okabe es recomendable, con un coeficiente sísmico igual a la mitad del coeficiente de aceleración efectiva máxima (Kh = 0,5 A´0 ). 2B.303.4.5 (3) b) Estribos Monolíticos. En estas estructuras el estribo se integra con la superestructura estableciendo un nudo rígido entre los muros del estribos y las losas y vigas de la superestructura. En ciertas estructuras esta continuidad se establece entre la losa del tablero y el muro espaldar de los estribos (parapeto). En estos casos, el mecanismo de transferencia de las fuerzas sísmicas de la superestructura al estribo dependerá de la rigidez de este. La relación fuerza-desplazamiento en un estribo de un puente es un problema no lineal complejo, que depende del diseño del estribo en el Numeral C6.4.3 (B), C7.4.3 (B) y C7.4.5 de AASTHO y de los comentarios de la sección 6 y sección 7 de la División I-A de la misma normativa, que establece un procedimiento que puede ser aplicado al método modal espectral descrito en el Numeral 2B.303.4.3 para obtener una solución iterativa del problema. En estos estribos, la máxima presión de tierras que puede actuar sobre los muros de la estructura puede asumirse que es igual a la máxima fuerza sísmica longitudinal que puede transferir la superestructura al estribo. El estribo deberá diseñarse para resistir la máxima presión pasiva que sea capaz de movilizar el relleno posterior del estribo, el cual será tanto mayor cuanto mayor sea la fuerza sísmica que transfiera el estribo a la superestructura. 2B.303.4.5 (4) Determinación de las Fuerzas y Desplazamiento Elásticos Para los puentes y pasarelas clasificados en categoría de comportamiento sísmico c y d las fuerzas y desplazamiento elásticos se determinaran independientemente en dos ejes perpendiculares. Las fuerzas resultantes serán combinas de acuerdo con lo indicado en el Numeral 2B.303.4.4.Tipicamente los ejes perpendiculares son el eje longitudinal y transversal del puente, pero la elección definitiva se deja a criterio del diseñador. En el caso de puentes curvos el eje longitudinal puede considerarse como la cuerda que une los dos estribos.


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2B.303.4.5 (5) Criterio de combinación para las fuerzas sísmicas ortogonales Se considera una combinación de las fuerzas sísmicas ortogonales para tomar en cuenta tanto la incertidumbre en la dirección del movimiento sísmico, así como, la ocurrencia simultánea de valores máximos en dos direcciones horizontales perpendiculares. Las fuerzas y momentos sísmicos elásticos resultantes del análisis en dos ejes perpendiculares indicados en el Numeral 2B.303.4 deberán combinarse considerando los dos siguientes estados de carga:

Estado de carga I: Las fuerzas y momentos sísmicos para cada uno de los miembros en cada eje principal serán obtenidos de la suma del 100 por ciento del valor absoluto de las fuerzas y momentos elásticos resultante del análisis de una de las direcciones perpendiculares ( longitud) al 30 por ciento del valor absoluto de las correspondientes fuerzas y momentos elásticos de los elementos resultantes del análisis en la segunda dirección perpendicular (trasversal).NOTA: Se usan los valores absolutos en atención a que las fuerzas sísmicas pueden ser positivas o negativas. Estado de carga II: Las fuerzas y momentos sísmicos para cada uno de los miembros en cada eje principal serán obtenidos de la suma del 100 por ciento del valor absoluto de las correspondientes fuerzas y momentos elásticos de los elementos resultantes del análisis en la segunda dirección perpendicular ( transversal) al 30 por ciento del valor absoluto de las correspondientes fuerzas y momentos elásticos de los elementos resultantes del análisis en la primera división perpendicular (longitudinal).

2B.303.4.5 (6) Largo de apoyo mínimo Todos los puentes independientes de su categoría de comportamiento sísmico (CCS), deberán cumplir con los requerimientos del largo de apoyo mínimo de los extremos en todas las vigas. Los valores mínimos de los largos de apoyo son según la categoría de comportamiento sísmico las siguientes: a) Para categorías de comportamiento sísmico a o d:

[ ]

(Ec.2B.303-08) b) Para categorías de comportamiento sísmico c o d:

[ ]

(Ec.2B.303-09) Dónde: L = Longitud en metros del tablero del puente a la próxima junta de expansión o al extremo del tablero el puente. Para rotulas dentro de un tramo, L será la suma de L1 y L2, las longitudes de


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los tramos del tablero a cada lado de la rotula. Para puentes un vano, L es igual al largo del tablero del puente. Estos largos se muestran esquemáticamente en la Figura 2B.303-3. α = Angulo de esviaje de los apoyos medidos en grados a partir de una línea perpendicular a luz. H = Para estribos H= 0 para puentes de un vano. H= Altura promedio en metros, de las columnas soportantes del tramo de tablero hasta la próxima junta de expansión. Para cepas H=altura de la cepa en metros Para rotulas H=altura promedio en metros, de las dos cepas adyacentes 2B.303.4.5 (7) Puentes de un tramo. Para el diseño de puentes de un tramo se empleara el método del coeficientes sísmico del Numeral 2B.303.4.1. Las fuerzas sísmicas se consideran actuando horizontalmente en cada una e las direcciones restringidas. La conexión entre el tablero y el estribo deberá diseñarse para el peso tributario sobre el estribo multiplicado por el coeficiente sísmico. Para este caso no se consideran las reducciones indicadas en el Numeral 2B.303.4.5 (1) por factores de modificación de la respuesta. 2B.303.4.5 (8) Fuerzas modificadas de diseño Las fuerzas modificadas de diseño serán calculadas según lo indicado en 2B.303.4.5 (9) y 2B.303.4.5 (10) Notar que para el caso de columnas deberá calcularse una fuerza axial máxima y una mínima para cada estado de carga teniendo en cuenta que la fuerza axial sísmica es positiva y negativa. 2B.303.4.5 (9) Fuerzas modificadas de diseño para elementos estructurales y conexiones. Las fuerzas de diseño de este articulo son aplicables a :

a) La superestructura, sus juntas de expansión y las conexiones entre la superestructura y la infraestructura

b) Las elevaciones de la infraestructura, sin incluir fundaciones, cabezal de pilotes y pilote c) Componentes que conecten la superestructura al estribo d) Las fuerzas de diseño sísmico para las componentes mencionadas mas arriba serán

determinadas dividiendo las fuerzas del Estado de Carga II por los correspondientes factores de modificación de respuesta (R ) del Las fuerzas sísmicas modificadas resultante para los dos estados de carga serán combinadas independientemente con cargas. Note además que las fuerzas sísmicas son cíclicas (reversibles, esto es positiva o negativa ) y la carga máxima de cada componente se calculara como:

(Ec.2B.303-10)

Dónde:


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D = Peso muerto B = Boyante SF =Fuerza debido al escurrimiento E= Empuje de tierra EQM= Fuerza sísmicas elásticas para el estado de carga I o Estado de Carga II dividiendo por el correspondiente factor R. Cada componente estructural deberá diseñarse para resistir las fuerzas resultantes para cada combinación de carga de acuerdo a la División I de la Norma AASHTO 2B.303.4.5 (10) Fuerzas Modificadas de Diseño para las fundaciones Las fuerzas de diseño sísmico para las fundaciones incluyendo fundaciones directas , cabezal de pilotes y pilotes serán las fuerzas elásticas obtenidas del Estado de Carga I y del Estado de Carga II del Numeral 2B.303.4.5 (5) por facto de modificación de respuesta indicado más abajo. Estas fuerzas sísmicas modificadas serán combinadas independientemente con las fuerzas correspondientes a otras cargas, tal como se señala en el siguiente grupo de combinación de carga para determinar dos combinaciones de cargas alternativas para las fundaciones.

(Ec.2B.303-11)

Dónde: B, E y SF son definidos en 2B.303.4.5 (9) y EQF = fuerzas sísmicas elásticas para el Estado de Carga I o Estado de Carga II, dividida por un factor R =1 Cada componente de la fundación deberá ser diseñada para resistir las fuerzas resultantes de cada una de las combinaciones de carga consideradas en la división I de la Norma AASHTO y los requisitos adicionales del artículo 7.2.6 de la División I-A de la Norma AASHTO. 2B.303.5 DISPOSICIONES DE DISEÑO SÍSMICO PARA EL HORMIGON ARMADO 2B.303.5.1 General El diseño y construcción de elementos monolíticos de hormigón armado concretados en sitio como columnas, fundaciones y conexiones deberán cumplir con los requerimientos de la División de la Norma AASHTO y los requerimientos adicionales establecidos de los Numerales siguientes, para construir un hormigón armado sismo-resistente. Si se considera el método de las tensiones admisibles, las tensiones admisibles podrán incrementarse en un 33,3%.Debe hacerse notar que cuando se considera el método de diseño de tensiones admisibles para puentes, un diseño conservador puede obtenerse como consecuencia de las fuerzas elásticas que se consideran para el diseño de la mayoría de los elementos a menos que se consideren las fuerzas resultantes de modelos que consideren el desarrollo de rotula plásticas en columnas, elementos huecos o pilas como se indica en el Numeral 2B.303.5.7


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2B.303.5.2 Requisitos para Columnas Serán las correspondientes a los de la Sección 6.6.2 de la División de la Norma AASHTO para puentes con categoría de comportamiento sísmico a y b y los de la sección 7.6.2 para puentes con categoría de comportamiento sísmico c y d 2B.303.5.3 Requisitos para Cepas Serán las correspondientes a los de la sección 7.6.3 de la División I-A de la Norma AASHTO. 2B.303.5.4 Conexiones de Columnas Serán las correspondientes a los de la Sección 7.6.4 de la División I-A de la Norma AASHTO. 2B.303.5.5 Juntas de Construcción de Cepas y Columnas Serán las correspondientes a los de la Sección 7.6.5 de la División I-A de la Norma AASHTO 2B.303.5.6 Pilotes de Hormigón Armado Se consideraran como de hormigón armado no sísmico en atención al factor de modificación de la respuesta R=1 que considera en la Tabla 2B.303-09 lo que corresponde a un comportamiento sísmico elástico. Sin embargo se puede considerar las fuerzas máximas que son capaces de desarrollar las rotulas plásticas de la columna, columnas huecas o conjunto de columnas. Estas fuerzas son frecuentemente inferiores a las que se obtiene aplicando un factor R igual a 1 2B.303.5.7 Fuerzas Resultantes de Rotulas Plásticas en Columnas, Columnas huecas y Conjuntos de Columnas Las fuerzas resultantes del desarrollo de rotulas plásticas en el extremo superior y/o inferior de columnas será calculado después que el diseño preliminar de las columnas se haya terminado. Las fuerzas resultantes del desarrollo de rotulas plásticas se recomienda para determinar las fuerzas de diseño para la mayoría de los elementos estructurales tales como columnas y conjunto de columnas, cepas, conexiones y fundaciones En forma alternativa se pueden calcular fuerzas más conservadoras si las fuerzas obtenidas del desarrollo de rotulas plásticas no son consideradas. El procedimiento para calcular estas fuerzas para el caso de columnas simple y columnas huecas y conjunto de dos o más columnas se indican en el párrafo 7.2.2 de la División I-A de la Norma AASHTO.


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REFERENCIAS BIBLIOGRAFICAS

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Ministerio de Obras Publicas y Comunicaciones, Republica del Ecuador, MTOP, Mapa

Vial por Regiones, Quito, 2012. American Association of Estate Highway and Transportation Officials, AASHTO LRFD

SI 2007, Standard Specifications, 4th Edición. American Association of Estate Highway and Transportation Officials, AASHTO, Bridge

Specifications, 2010.

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Ministerio de Obras Publicas de Chile, Manual de Carreteras, Volúmen No 3, Sección

3.1004, Diseño Sísmico, Junio 2007.

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