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SECRETARIA DE ESTADO DE OBRAS PUBLICAS Y COMUNICACIONES REPUBLICA DOMINICANA

Página X-1 Drenaje vial

Guía Geotécnica y Ambiental

CAPITULO X DRENAJE VIAL

X.1 CONSIDERACIONES GENERALES

El diseño de obras de drenaje vial, implica la aplicación de conceptos hidrológicos para la determinación de los volúmenes de agua que son necesarios evacuar y de conceptos hidráulicos para el dimensionamiento de las estructuras que recolectan, transportan y disponen finalmente dichos volúmenes. Los términos más utilizados en Hidrología e Hidráulica, fueron definidos en el Capítulo II, Conceptos Básicos. En el presente Capítulo se describen los métodos de cálculo para el diseño de las obras comunes relacionadas con el drenaje vial. Los aspectos relativos a drenajes subterráneos tales como subdrenajes, colchones permeables, perforaciones horizontales y pozos de alivio, fueron tratados en el Capítulo V, Terraplenes.

X.2 CAUDAL DE DISEÑO

El caudal de diseño de las obras de drenaje vial se fija de acuerdo al grado de protección que se le debe suministrar a la vía, para conservar su integridad física ya que ese es el objetivo básico de esas obras. El grado de protección es un aspecto relacionado con un evento hidrometeorológico, que puede producir una creciente capaz de dañar la estructura vial, que en hidrología es usualmente llamado período de retorno del “Caudal de Diseño". La práctica ha llevado a definir, para casos normales, los períodos de retorno de los caudales de diseño para diferentes estructuras viales, incluidos en las tablas de las Figuras X-1, X-2 y X-3 (Franceschi, 1984). Estas recomendaciones son de carácter preliminar y no deben considerarse como sustitutivas de los métodos de diseño.

Obra de Drenaje Transversal

Vías Férreas Vías Expresas Mas de 2 Canales

2 Canales Caminos

Viaductos 100 100 100 - -

Puentes 100 50 50 25 25

Pontones 50 50 50 25 10

Alcantarillas 50 25 25 10 5

Canales interviales

25 25 25 10 -

Bateas - - - - 5

Figura X-1. Período de retorno del caudal de diseño para drenaje transversal.




Obra de Protección Vías

Férreas Vías

Expresas Mas de 2 Canales

2 Canales Caminos

Fundaciones de Puentes 100 100 100 50 25

Descargas de Alcantarillas 25 25 10 10 5

Terraplenes 50 25 10 10 5

Diques Marginales 100 50 50 10 5

Figura X-2. Período de retorno del caudal de diseño de obras de protección para obras viales.

Obra de Drenaje Longitudinal

Vías Férreas Vías Expresas Mas de 2 Canales

2 Canales Caminos

Canales Revestidos Adyacentes a la Vía

25 10 10 5 5

Canales Revestidos Paralelos a la Vía

10 10 10 5 2

Canales Revestidos de Grama o Similar

- 10 - - -

Zanjas No Revestidas - - - - 5

Sumideros en Isla Central

- 25 - - -

Drenajes de Puntos Bajos

25 25 25 10 10

Drenajes de Pasos Inferiores en Distribuidores

- 25 25 - -

Figura X-3. Período de retorno del caudal de diseño para drenaje superficial.

X.2.1 Métodos hidrológicos para obtención del caudal de diseño Los métodos para la estimación de caudales de diseño, están basados en la cantidad y calidad de los registros históricos de caudales y lluvias disponibles, además de las propias exigencias del procedimiento a utilizar y acorde al uso que se dará al resultado. En el caso de obras de drenaje transversal y obras de protección, es posible la utilización de métodos empíricos o sintéticos.

X.2.1.1 Métodos empíricos Se corresponde a aquellos métodos que requieren poca información por ser el resultado de las primeras etapas del desarrollo de la hidrología como área de la ingeniería, pero que siguen siendo una buena referencia para el diseño, cuando no se tienen registros o son insuficientes.




La mayoría de ellos solo utilizan el área de la cuenca definida por una “línea divisoria” llamada así porque es una línea que divide la precipitación que cae sobre dos cuencas vecinas y dirige las aguas hacia uno u otro sistema fluvial. Los métodos en consideración son envolventes de caudales máximos y por tanto no están directamente relacionados con algún período de retorno. Las expresiones siguientes, permiten estimar los rangos de caudales máximos (Sardi y Martínez, 1972):

Fórmula de Creager: 048.0A93.0)

59.2A(CQ

−= (Ec. X-1)

Siendo A = Area de la cuenca en Km2, Q Caudal de diseño, C coeficiente que toma el valor de 100 para la envolvente del millar crecidas en cuencas de Estados Unidos, utilizadas en su deducción.

Fórmula de Myer: 5.0A8.175Q = (Ec. X-2) El coeficiente 175.8 también se corresponde a la envolvente superior de los datos utilizados en su obtención. La comparación de resultados por estas dos ecuaciones indica que la fórmula de Myer da valores mayores que la de Creager en cuencas de áreas menores a 38.40 Km2.

Fórmula de Horton : A

T87.113q25.0

= (Ec. X-3)

Siendo q Caudal de diseño en m3/seg/Km2, T período de retorno del caudal de diseño en años y A área de la cuenca en Km2. Esta ecuación fue deducida para ríos del Este de Estados Unidos.

Fórmula de Sardi: 727.0A97.35Q = (Ec. X-4)

Siendo Q caudal para un período de retorno de 100 años en m3/seg, y A área de la cuenca en Km2. La fórmula de Sardi fue deducida para ríos del Litoral Central de Venezuela.

Fórmula Sardi-Martínez 5.0A135Q = (Ec. X-5)

Siendo Q el caudal envolvente de crecientes en ríos venezolanos en m3/seg, A área de la cuenca en km2

.

Una fórmula muy conocida es la de Talbot, que en lugar de calcular el caudal, permite obtener directamente el área de la sección transversal de una alcantarilla en función del área de la cuenca. La fórmula es la siguiente:

Fórmula de Talbot: 75.0CA183.0S = (Ec. X-6)

Siendo S la sección transversal de la alcantarilla, A área de la cuenca en Hectáreas y C un coeficiente que puede ser estimado de la tabla de la Figura X-4.

Tipo de terreno Suelo rocoso y pendientes abruptas

Terrenos irregulares (quebrados) con

pendientes moderadas

Valles irregulares muy anchos en

comparación a su largo

Terrenos agrícolas en que el largo del valle es de 3 a 4 veces el ancho

Zonas planas no sujetas a

inundaciones fuertes

Valor de C 1 2/3 1/2 1/3 1/5

Figura X-4. Coeficiente de Talbot.




Para la utilización de la expresión de Talbot, se recomienda disminuir el coeficiente C en 50% en condiciones favorables de drenaje subterráneo, y por el contrario, en el caso de laderas con pendientes muy pronunciadas o cuando la parte alta del valle tenga una pendiente muy superior a la alcantarilla, debe aumentarse el valor recomendado.

X.2.1.2 Métodos Sintéticos Son métodos que tratan de obtener el caudal máximo instantáneo que ocurre en una creciente, a partir de la lluvia que lo produce, tratando de representar el fenómeno físico mediante ecuaciones. Existen diferentes métodos sintéticos, siendo los mas comunes el llamado “Método Racional” y aquellos que utilizan el hidrograma unitario entre estos el Método de Clark, el Método de Snyder y el Método del Hidrograma Unitario Adimensional del SCS (Soil Conservation Service). Todos son utilizables, para el diseño de obras de drenaje transversal de vías. En esta Guía solo se presentan, el Método Racional y el Método de Clark

Método Racional: El cálculo del gasto se hace a través de la ecuación:

Q = C x I x A. (Ec. X-7) Siendo: Q = Gasto máximo en l/s, C = Coeficiente escorrentía, I = Intensidad de la lluvia en lts/seg/Ha, para una duración igual al tiempo de concentración de la cuenca y para el período de retorno que se haya seleccionado, A = Area tributaria de la cuenca (Ha). Los valores del coeficiente C, se obtienen, según el caso, de las figuras X-5 a X-7. La tabla de la Figura X-5 se utiliza para el caso de zonas urbanas.

Tipo de superficie Valor de C

a) Pavimentos

Asfalto o concreto 0.70 a 0.95

Ladrillos 0.70 a 0.85

b) Techos y azoteas 0.70 a 0.95

c)Caminos de grava 0.30

d) Caminos de suelo arenoso

Llanos (2%) 0.05 a 0.10

Medianos (2 a 7%) 0.10 a 0.15

Inclinados (7% ó más) 0.15 a 0.20

Figura X-5. Coeficientes de escorrentía en zonas urbanas.




Estos valores, deben modificarse de acuerdo al grado de protección a juicio del proyectista, recomendándose los factores indicados en la tabla de la Figura X-6.

Factores de incremento de C

Período de Retorno (Años) Factor

2 a 10 0.00

25 0.10

50 0.20

100 0.25

Figura X-6. Factor de incremento de C. Cuando en la cuenca se tienen diferentes tipos de áreas y su correspondiente valor de coeficiente de escorrentía, se obtiene el valor promedio de éste, ponderándolo porcentualmente respecto al área total, es decir:

ACA....CACAC nn2211

∑+

= (Ec. X-8)

En el caso de cuencas rurales, se utiliza la tabla de la Figura X-7 (Franceschi, 1984).

Pendiente del terreno

Pronunciada Alta Media Suave Despreciable Cobertura Vegetal Tipo de Suelo

50% 20% 5% 1%

Impermeable 0.80 0.75 0.70 0.65 0.60

Semipermeable 0.70 0.65 0.60 0.55 0.50 Sin Vegetación

Permeable 0.50 0.45 0.40 0.35 0.30

Impermeable 0.70 0.65 0.60 0.55 0.50

Semipermeable 0.60 0.55 0.50 0.45 0.40 Cultivos

Permeable 0.40 0.35 0.30 0.25 0.20

Impermeable 0.65 0.60 0.55 0.50 0.45

Semipermeable 0.55 0.50 0.45 0.40 0.35 Pasto y vegetación ligera

Permeable 0.35 0.30 0.25 0.20 0.15

Impermeable 0.60 0.55 0.50 0.45 0.40

Semipermeable 0.50 0.45 0.40 0.35 0.30 Hierba, Grama

Permeable 0.30 0.25 0.20 0.15 0.10

Figura X-7. Coeficientes de escorrentía en zonas rurales.




Pendiente del terreno

Pronunciada Alta Media Suave Despreciable Cobertura Vegetal Tipo de Suelo

50% 20% 5% 1%

Impermeable 0.55 0.50 0.45 0.40 0.35

Semipermeable 0.45 0.40 0.35 0.30 0.25 Bosques y Vegetación densa

Permeable 0.25 0.20 0.15 0.10 0.05

Figura X-7 (continuación). Coeficientes de escorrentía en zonas rurales. En cuanto al uso de la tabla de la Figura X-7, en el caso de zonas que se espera puedan ser quemadas, se deben aumentar los coeficientes de la siguiente manera: a) para cultivos multiplicar por 1.10 y b) para hierba, pastos y vegetación ligera, bosques y densa vegetación, multiplicar por 1.30. Para pavimentos asfálticos C = 0.95. Para obtener la intensidad de la lluvia, se utilizan las curvas de Intensidad - Duración - Frecuencia (IDF), presentadas en la publicación ”Intensidades Máximas y Erosividad de las Lluvias en República Dominicana”. A estos datos se le ajustó estadísticamente una ecuación para diferentes períodos de retorno, que resultó ser:

bDaI = ,siendo I la intensidad de lluvia en l/s/Ha, a y b son constantes dadas en la tabla de la

Figura X-8, y D la duración de la lluvia en minutos, que debe ser igual al tiempo de concentración. Hay que destacar que los ajustes estadísticos siempre tienen una diferencia con respecto al valor real, sin embargo, para el diseño de obras de drenaje vial, ajustes con coeficientes de correlación mayores de 0.90, se consideran aceptables.

Estación

Período de Retorno (años)

a b Estación Período de

Retorno (años)

a b

El Partido 2 3460.00 0.770 Valdesia 2 1710.81 0.614 103 10 3203.89 0.662 3802 10 4467.22 0.665

50 3017.22 0.596 50 5832.50 .639+1 100 2949.72 0.577 100 6918.06 0.646

Jarabacoa 2 1027.31 0.584 La

Laguna 2 1626.19 0.698 401 10 2072.72 0.649 3804 10 2856.39 0.691

50 1368.22 0.528 50 4708.33 0.758 100 1441.42 0.522 100 4650.56 0.691

Tavera 2 1891.92 0.782 Peralta 2 2444.42 0.700 402 10 2359.58 0.736 4601 10 2467.97 0.614

50 2810.28 0.715 50 2546.72 0.571 100 3106.11 0.717 100 2573.94 0.555

Figura X-8. Coeficientes de las curvas intensidad-duración-frecuencia.




Estación Período de

Retorno (años)


Retorno (años)

a b

San José de 2 2313.50 0.762 Resolí 2 1434.61 0.756 las Matas 10 2806.39 0.729 4602 10 1363.47 0.644

403 50 2976.39 0.691 50 1359.33 0.585 100 3238.06 0.695 100 1365.86 0.564 2 1711.17 0.735 San Juan de 2 1139.50 0.708

Santiago 10 2484.44 0.667 la Maguana 10 1639.81 0.686 404 50 2870.56 0.621 404 50 2157.06 0.695

100 2937.22 0.573 100 2306.64 0.675 Mao-Valverde 2 4726.94 1.023 El Peñón 2 1030.22 0.625

406 10 1666.83 0.626 4904 10 1668.64 0.587 50 1452.17 0.530 50 2555.75 0.568 100 939.69 0.417 100 2830.00 0.552

La Antona 2 1961.44 0.764 La Ciénaga 2 2595.19 0.785 408 10 2010.53 0.664 4906 10 2523.92 0.677

50 2087.89 0.605 50 2478.75 0.610 100 2086.86 0.582 100 2350.81 0.578

El Río 2 1461.50 0.693 La Florida 2 4219.72 0.860 409 10 1511.94 0.634 4907 10 6195.00 0.831

50 1520.14 0.594 50 7877.50 0.816 100 1530.14 0.584 100 8347.22 0.804

Manabao 2 2508.17 0.773 Neyba 2 660.67 0.647 410 10 3922.22 0.759 5301 10 1618.36 0.716

50 5037.22 0.766 50 2949.17 0.770 100 5382.22 0.755 100 3628.89 0.787

Matagrande 2 2839.44 0.767 Puerto 2 872.42 0.656 411 10 5519.44 0.806 Escondido 10 886.33 0.569

50 8315.56 0.830 5302 50 954.06 0.528 100 9265.83 0.835 100 923.14 0.509

Magua 2 4350.00 0.853 Angostura 2 1936.72 0.721 412 10 3029.72 0.689 5312 10 1795.94 0.614

50 3017.78 0.626 50 1818.22 0.563 100 2854.44 0.588 100 1802.03 0.542 Figura X-8. Coeficientes de las curvas intensidad-duración-frecuencia.




Estación Período de

Retorno (años)


Retorno (años)

a b

Santo Domingo 2 1661.33 0.781 Matayaya 2 2830.28 0.871 486 10 3077.78 0.680 5401 10 2674.69 0.789

50 4694.17 0.631 50 2568.28 0.740 100 5433.33 0.613 100 2513.17 0.721

San Fco. de 2 1281.72 0.683 Los 2 2278.58 0.694 Macorís 10 2095.08 0.682 Quemados 10 4053.89 0.694

1801 50 2778.06 0.677 1804 50 4753.33 0.658 100 2958.06 0.670 100 5393.06 0.664

Juma-Bonao 2 1741.47 0.984 Hatillo-Yuna 2 1745.06 0.632 1802 10 4135.56 0.623 1806 10 2971.11 0.623

50 5440.83 0.543 50 4015.00 0.613 100 6478.89 0.528 100 4395.28 0.608

Limón del Yuna 2 1536.50 0.639 Higuey 2 2620.22 0.845 1803 10 2277.25 0.567 2401 10 3849.72 0.739

50 2778.33 0.518 50 4808.89 0.665 100 3079.17 0.507 100 5237.22 0.644

El Seybo 2 2390.75 0.741 Nizao 2 1892.72 0.746 3001 10 3681.94 0.749 3801 10 2708.31 0.702

50 4561.94 0.745 50 3074.17 0.659 100 4862.22 0.739 100 3421.11 0.655

Figura X-8 (continuación). Coeficientes de las curvas intensidad-duración-frecuencia.

En la Figura X-9 se presenta un plano de la República Dominicana con la ubicación aproximada de las estaciones. El tiempo de concentración utilizado para obtener la intensidad de lluvia, es igual al tiempo necesario para que el agua caída en toda la cuenca tributaria, esté aportando al mismo instante al punto en el cual se está determinando el caudal. Es por esta razón que la definición usual de “tiempo de concentración”, es aquella que dice que es igual al tiempo que tarda una gota de agua en recorrer el trayecto desde el punto más alejado de la cuenca hasta ese punto de concentración o sitio de cálculo. Cuando esto ocurre, es porque toda la cuenca está drenando simultáneamente, en el sitio de interés.

El tiempo de concentración ( )ct , es la suma de dos términos:

vcc ttt += (Ec. X-9)

Siendo: =ct tiempo correspondiente al flujo superficial (Overland flow), =vt tiempo de viaje por cauces.




Figu

ra X

-9. E

stac

ione

s pl

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gráf

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a.

UBI

CAC

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CIO

NES




En el caso de drenaje no urbano, es decir, drenaje transversal de vías, el tiempo de viaje es menos importante con relación al tiempo de concentración superficial especialmente en cuencas pequeñas, de pocos cauces y planas. En estos casos, se utiliza la siguiente expresión:

SMLtc = (Ec. X-10)

Donde: L = Recorrido superficial (m), LHS = , H = Desnivel (m), M = Coeficiente dado según la

cobertura vegetal, de acuerdo a la tabla de la Figura X-10:

Tipo de Cobertura Superficial M

Bosque húmedo tropical 50

Cultivos terraceados, pastos altos barbechos 100

Potreros, pastizales cortos 140

Cultivos en hilera 180

Ninguna vegetación 200

Pavimentos o cárcavas incipientes 400

Figura X-10. Valores de la constante para el cálculo del tiempo de concentración.

Este método supone por lo tanto que la velocidad a la cual escurre el agua, es proporcional a la pendiente media de las laderas. El tiempo de viaje se estima según la siguiente expresión:

77,0

v SL0195.0t

= (Ec. X-11)

Siendo: L = Recorrido encauzado (m), LHS = , H = Diferencia de elevación (m)

Esta última expresión, es utilizada como tiempo de concentración total en cuencas naturales, es decir, despreciando ct , pero se sabe que esto implica valores menores que el verdadero.

La aplicación de este método, conduce a resultados inapropiados cuando se aleja de sus premisas fundamentales, que son:

• La lluvia es de intensidad constante, tanto sobre el área de la cuenca tributaria como en el tiempo.

• La porción de la precipitación que escurre superficialmente, no varía con el tiempo; es decir, el coeficiente de escurrimiento es constante durante la tormenta, lo cual es realmente válido sólo en áreas impermeables.




• El efecto de almacenamiento temporal en depresiones y otros sitios, es despreciable. Se considera que el procedimiento no es aplicable cuando:

• El área tributaria es mayor de 20 Ha.

• La duración máxima de la lluvia, sea mayor de 15 minutos.

• Menos del 80% del área no está urbanizada, lo cual equivale a menos del 20% de área impermeable.

En el caso de drenaje vial, no se es tan estricto en el cumplimiento de estas limitaciones ya que, la variable gasto en drenaje urbano es determinante en la fijación de dimensiones y el establecimiento de costos, mientras que en el drenaje vial esa importancia es menor, sobre todo si se analiza dentro del contexto amplio del proyecto de la totalidad de la vía. Los límites aceptados para el drenaje vial, son los siguientes:

• Area tributaria máxima = 200 Ha.

• Duración máxima de lluvia = 30 minutos. En caso de que no se cumplan algunos de los requisitos planteados, se deben utilizar otros métodos, como el método de Clark.

Método de Clark El método de Clark, obtiene un hidrograma unitario sintético instantáneo que posteriormente, es llevado a la duración deseada por medio de la curva S, luego se le aplica la lluvia efectiva estimada para obtener el hidrograma total, el cual tendrá un período de retorno igual al de la lluvia aplicada. Este método puede ser utilizado bien con una distribución de lluvia variable en el tiempo o con lluvia uniforme, recomendándose esta última en los casos normales. El método que se describe a continuación es el correspondiente a lluvia uniforme. El procedimiento se ha tomado mayormente del Manual de Drenaje Urbano (Bolinaga 1979) y se basa en dividir la cuenca en áreas parciales, calcular sus hidrogramas y modificarlos por efecto del almacenamiento a lo largo del cauce hasta el lugar deseado. Clark realiza el proceso anterior, de acuerdo a los siguientes pasos:

1. Se divide la cuenca según curvas denominadas isocronas, de igual tiempo de viaje ( vt ) entre ellas. Para determinar vt , se hace necesario calcular, de acuerdo a la cobertura, pendientes y demás características de la cuenca, la velocidad media de cada tramo. Se debe dibujar un número de isocronas tal, que permitan definir apropiadamente la cuenca; generalmente, la subdivisión en cinco a diez sub-áreas es suficiente.




2. Se determinan las sub-áreas contenidas entre isocronas y se calcula qué porcentaje del área total corresponde a cada una de ellas, dibujándose un gráfico de estos porcentajes contra el tiempo. (Véase Figura X-11).

Este gráfico representa como las áreas contribuyen cronológicamente, si no hay modificación por almacenamiento y si la lluvia efectiva es instantánea, unitaria y uniforme, sobre toda la cuenca.

3. El diagrama de porcentajes de área es modificado por almacenamiento, utilizando el método de Muskingum y suponiendo condiciones de embalse (x = o).

i

i10 tc5.0K

tc5.0CC+

== i

itc5.0Ktc5.0K2C

+−

= (Ec. X-12)

1CCC 210 =++

Siendo tci el intervalo de tiempo entre isocronas, y K el tiempo de retardo de la cuenca, el cual se obtiene del gráfico presentado en la Figura X-12.

S21E12EOs QCQCQCQ ++= (Ec. X-13)

Siendo: Qs = caudal de salida de la sub-área, QE = caudal de entrada, en este caso, ordenada del diagrama % área vs. Tiempo, y los subíndices (1) y (2), se refieren a tiempo dado y tiempo siguiente. El diagrama modificado del punto anterior, se multiplica por el siguiente factor:

100xtc001.0xAE

iU = (Escurrimiento Unitario) (Ec. X-14)

a b d

e

f

c

TIEMPO

% A

REA

Figura X-11. Histograma de lluvias.




Siendo: A = área total de la cuenca en m2, tc1 = tiempo entre isocronas en segundos, 0.001 es igual a 1 mm de lluvia, expresado en metros, 100 = factor para reducir % a fracción decimal. El resultado es el gasto expresado en m3/seg/mm del hidrograma unitario instantáneo.

4. La reducción a un hidrograma unitario de duración instantánea a otro de duración finita, igual al tiempo entre isocronas, se hace promediando ordenadas consecutivas y posteriormente, mediante la aplicación de la curva S, se lleva a hidrogramas de mayor duración, que en este caso debe ser de duración igual al tiempo de concentración total de la cuenca. El procedimiento descrito es desarrollado, para su mejor compresión, en el siguiente ejemplo, el cual se simplificó a la subdivisión en tres sub-áeras, sin embargo, como se mencionó previamente, es recomendable un mínimo de cinco.

0,515

20

25

30

k (m

inut

os)

40

35

45

5550

60

90

120

Tc (horas)

1 1,5 2 3,52,5 3 4 5

5020

180

150

240

15300

25 30 4035 45Tc (minutos)

6055 90 120 150 180 240 300

96 7 80,25

0,50

k (h

oras

)

0,75

1

2

3

4

540420360 4805

Figura X-12. Relación entre tiempo de retardo (K) y tiempo deconcentración (Tc).




Ejemplo No. 1. Determinación de hidrograma unitario. Datos: Tiempo de Concentración tc = 1.50 horas Área de la Cuenca = 35 km2

Tiempo de Retardo (K) = 1,25 horas Pendiente:90 m/km

Tiempo entre Isocronas (tci) = 0,50 horas

En la tabla de la Figura X-13 se presenta el procedimiento de cálculo del hidrograma unitario de Clark, explicado en la tabla de la Figura X-14.

T A Tránsito por Muskingum

Hui Hu tci Ss S Sd St H.U

(1) (2) (3) (4) (5) (6) (7) (8) (9) (10) (11) (12) (13)

0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0

0.5 48,4 48,4 16,46 0,00 16,46 3,19 1,60 0 1,60 0 1,60 0,53

1.0 72,7 24,3 8,26 10,86 19,12 3,71 3,45 1,60 5,05 0 1,05 0,53

1.5 100,0 27,3 9,28 12,62 21,90 4,25 3,98 5,05 9,03 0 9,03 3,01

2.0 14,45 14,45 2,80 3,53 9,03 12,56 1,60 10,96 3,65

2.5 9,54 1,85 2,33 12,56 14,89 5,00 9,84 3,28

Figura X-13. Procedimiento de cálculo del Método de Clark. • T = tiempo en horas. A = área de isocrona en % de la cuenca. Hui = Hidrograma unitario instantáneo. Hutci =

hidrograma unitario de duración igual tiempo de isocrona. Ss = sumando de curva S. S = curva S. Sd = curva S desplazada. St = Diferencia Ss-Sd. Hu = hidrograma unitario de duración igual al tiempo de concentración en m3/s/mm.

• Los números entre paréntesis corresponden al número de la columna.

• Columna 1 = Sumatoria de tiempos entre isocronas

• Columna 2 = Area acumulada entre isocronas, expresada en porcentaje

• Columna 3 = Area entre isocronas, expresada en porcentaje

• Columna 4 = Sumatoria de coeficientes Co y C1 multiplicada por el valor de la columna 3.

• Columna 5 = Coeficiente C2 x valor de columna 6 de la fila anterior.

• Columna 6 = Columna 4 + columna 5

• Columna 7 = Columna 6 x Eu (Eu = escurrimiento unitario)

• Columna 8 = Promedio de valor de columna 6 en tiempo “t” y en tiempo “t – 1”, dividido entre 2.

• Columna 9 = Sumatoria de columna 8 + columna 9, en tiempo t-1.

• Columna 10 = Sumatoria de columnas 8 y 9

• Columna 11 = Columna 10 desplazada en el tiempo de concentración.

• Columna 12 = Diferencia de columnas 10 y 11.

• Columna 13 = Columna 12 x (tiempo entre icrosonas/tiempo de concentración)

Figura X-14. Tabla de cálculo de hidrograma unitario de Clark.




Al hidrograma unitario obtenido, se le aplica la lluvia efectiva del período de retorno deseado y de duración igual al tiempo de concentración, obteniendo de esta forma el hidrograma total.

Para la determinación de las pérdidas o abstracciones, se utilizan en algunos casos solamente lo relativo a infiltración, adoptando los coeficientes de escorrentía dados para la aplicación del Método Racional o por el Método del Número de Curva del SCS, a la lluvia de duración igual al tiempo de concentración, para el período de retorno deseado. En caso de cuencas de superficie mayores a 100 km2 se deberá obtener la lluvia media sobre la cuenca, mediante mapa isoyético o curvas de Área-Duración de la zona. El Método del Número de Curva del Soil Conservation Service, consiste en lo siguiente: La precipitación o lluvia efectiva, se calcula según la siguiente expresión:

S8,0P)S2,0P(P2

e +−

= (Ec. X-15)

Siendo eP la precipitación efectiva (mm), P la precipitación de duración igual al tiempo de

concentración, promedio sobre la cuenca (mm) y 254NC

25400S −= , NC es el valor llamado Número

de Curva, que depende de las condiciones antecedentes de humedad, tipo de suelo y uso de la tierra. Según la condición antecedente de humedad, las curvas son: Tipo I condición seca, Tipo II condición normal y Tipo III condición húmeda. Los Números de Curva incluidos en la tabla de la Figura X-15, son para la condición normal Tipo II, según la clase de suelo y uso de la tierra. Los suelos se clasifican en los siguientes grupos:

Grupo A: Arena de gran espesor, suelos profundos depositados por el viento, limos y agregados.

Grupo B: Suelos poco profundos depositados por el viento, marga arenosa.

Grupo C: Margas arcillosas, margas arenosas poco profundas, suelos con bajo contenido orgánico y suelos con alto contenido de arcilla.

Grupo D: Suelos que se expanden significativamente cuando se humedecen, arcillas altamente plásticas y ciertos tipos de suelo salino.




Tipo de suelo Descripción del uso de la tierra

A B C D

Tierra cultivada sin tratamiento de conservación

72 81 88 91

Tierra cultivada con tratamiento de conservación

62 71 78 81

Pastizales en condición pobre 68 79 86 89

Pastizales en condición óptima 39 61 74 80

Vegas de ríos 30 58 71 78

Bosques de troncos delgados, cubierta pobre, sin hierba

45 66 77 83

Bosques bien cubiertos 25 55 70 77

Áreas abiertas: parques, campos de golf, cementerios, cubierta de pastos en mas 75%

39 61 74 80

Idem entre 50% y 75% 49 69 79 84

Parqueaderos pavimentados, techos, etc 81 88 91 93

Calles y carreteras pavimentadas con cunetas y alcantarillados

98 98 98 98

Calles y carreteras engranzonadas 76 85 89 91

Calles y carreteras en tierra 72 82 87 89

Áreas Comerciales (85% impermeables) 89 92 94 95

Áreas industriales (75% impermeables) 81 88 91 93

Figura X-15. Números de curva para la condición II.

X.3 DISEÑO DE ALCANTARILLAS

Las alcantarillas constituyen la obra mas frecuente de drenaje transversal. Su forma puede ser abovedada, circular o rectangular. En la presente Guía no se considera la primera de las nombradas por ser de poco uso en carreteras rurales. Las secciones circulares son llamadas usualmente tubos o tuberías y pueden trabajar desde el punto de vista hidráulico a presión o a superficie libre. Pueden ser de concreto, acero y de aluminio liso o corrugado, siendo más frecuente en República Dominicana la primera de las nombradas. Las secciones rectangulares son de concreto armado y de acuerdo a la sección de diseño hidráulico, requieren del cálculo estructural respectivo.

X.3.1 Ubicación de alcantarillas Las alcantarillas deben colocarse de manera que la captación y la descarga sigan en lo posible el alineamiento del cauce natural. En caso que por ciertas limitaciones no se puedan cumplir con esta recomendación, se toma el alineamiento aguas arriba, y aguas abajo se deben tomar las previsiones necesarias para evitar la socavación a la salida y conducir las aguas al cauce original. De esta forma




se evita la formación de nuevos cauces diferentes al existente que pudieran generar fenómenos erosivos de carácter regresivo con el consecuente deterioro o hasta el colapso de la vía.

X.3.2 Selección del diámetro para alcantarillas La obtención del diámetro para una alcantarilla, está limitada por la altura que alcanzará el agua a la entrada para el caudal de diseño. De acuerdo a Franceschi (1984), la determinación de la cota de agua admisible a la entrada, es uno de los aspectos que debe recibir más cuidadosa consideración, y depende de:

• La elevación de la sub-rasante de la vía en la zona adyacente.

• La elevación de las propiedades vecinas, tanto presentes como futuras.

• Las posibilidades de taponamiento de la entrada.

• La presión hidrostática sobre los terraplenes de la vía. Cuando los factores señalados no sean suficientes para definir la cota admisible de las aguas a la entrada, se podrá recurrir a la recomendación general en el sentido que la altura de agua debe estar 60 cms por debajo del nivel de la rasante (de la vía), cuidando de que la relación entre la altura de agua en la entrada (HE) y la altura de la alcantarilla (D), no exceda los valores anotados en la tabla de la Figura X-16. Por razones de mantenimiento, y para disminuir el efecto de atarquinamiento, es preferible no usar diámetros menores de 0.90 m, tal como se observa en la foto de la Figura X-17. La salida o descarga, también requiere ser considerada en el diseño, ya que las aguas deben reincorporarse a su cauce natural, sin causar daños ni a la vía, ni a las propiedades adyacentes, por tanto el lecho no debe ser sometido a erosión, en otras palabras, las obras deben reducir las velocidades del agua y disipar energía, hasta el punto de que no se produzcan socavones, que por erosión regresiva, pueden poner en peligro la vía. Esta situación se observa en la foto de la Figura X-18, donde además se nota la ausencia de cabezales adecuados. La selección del diámetro de la alcantarilla, consiste en determinar el menor de éstos, que cumpla las limitaciones de altura de agua a la entrada y resulte una velocidad de salida adecuada. Adicionalmente, las alcantarillas tienen dos posibilidades de funcionamiento usualmente conocidos con los nombres de “Control a la Entrada” y “Control a la Salida”

Altura de la alcantarilla (D)

(m) (HE/D) máximo

Menos de 0,90 m. 1.5

Entre 0.90 m. y 1.50 m. 1.3

Entre 1.50 m. y 2.00 m. 1.2

Mayor de 2.00 m. 1.0

Figura X-16. Alturas máximas a la entrada de alcantarillas




Figura X-17. Sedimentación a la entrada y salida de alcantarillas con diámetros pequeños.

Figura X-18. Erosión a la salida de una alcantarilla.




Como su nombre indica, en el primer caso, el caudal que pasa por la alcantarilla es determinado por las condiciones geométricas e hidráulicas de la entrada, mientras que en el segundo por las de salida; se trata por lo tanto, de calcular la altura de agua a la entrada para ambos casos y seleccionar el mayor, ya que no es posible conocer con exactitud como funcionará. Posteriormente se verifica la velocidad de salida con el fin antes mencionado, relativo a erosión y diseño de obras de disipación de energía, en caso de ser necesario.

X.3.2.1 Altura de agua en la entrada con control a la entrada: La capacidad de una alcantarilla funcionando con control a la entrada, es función de la altura de agua en ese sitio, e independiente de la rugosidad, la longitud y la pendiente. La nomenclatura a utilizar en las expresiones de cálculo, es la siguiente:

HE = Altura de agua a la entrada.

he = Pérdida de energía a la entrada. hv = Carga de velocidad a la entrada. D = Diámetro de la tubería o altura del cajón. dc = Profundidad crítica. d = Tirante de agua.

A los resultados de los ábacos se le ha ajustado estadísticamente una ecuación con los resultados siguientes:

Entrada Tipo I: (Véase foto de la Figura X-17, previamente mencionada, y foto de la Figura X-19).

TUBERIAS CAJONES

9148.0D = 4.042.0

QD

HE −

6667.08098.0

BQ

DHE7964.0D

=−

(Ec. X-16)

8576.0D = 7244.068.0 HE/Q 25.4

505.3

HE1

BQ3021.0D

= (Ec. X-17)

8089.0HE = 3805.19524.0 D/Q 2349.0

8232.0

D1

BQ755.0HE

= (Ec. X-18)

PLANTA

PERFIL

HE

d

he

hv

d d




Entrada Tipo II: (Véase fotos de la Figuras X-20, X-21 y X-22)

9229.0D = 4.03508.0

QD

HE −

6667.0824.0

BQ

DHE8663.0D

=

− (Ec. X-19)

8837.0D = 5404.06161.0 HE/Q 618.4

7879.3

HE1

BQ4424.0D

= (Ec. X-20)

7956.0HE = 8505.11401.1 D/Q 2136.0

809.0

D1

BQ84.0HE

= (Ec. X-21)

Figura X-19. Entrada Tipo I. En este caso especial, la alcantarilla fue fundada sobre capa vegetal. Posteriores asentamientos produjeron deformación y fractura del cabezal y del tubo.

PLANTA

PERFIL




Figura X-20. Entrada Tipo II. Figura X-21. Entrada Tipo II.

Figura X-22. Alcantarilla tipo cajón. Entrada Tipo II.




Entrada Tipo III: (Véase foto de la Figura X-23) PLANTA

PERFIL

938.0D = 4.03484.0

QDH −

6667.07883.0

BQ

DHE8805.0D

=

−

(Ec. X-22)

9064.0D = 5347.06139.0 HE/Q 7337.3

149.3

HE1

BQ5482.0D

= (Ec. X-23)

8322.0HE = 8702.1

1481.1

DQ

2678.0

8434.0

D1

BQ7069.0HE

= (Ec. X-24)

Figura X-23. Entrada Tipo III. Nótese erosión en la entrada de la alcantarilla, por falta de cabezal.




X.3.2.2 Altura de agua en la entrada con control a la salida: La capacidad de una alcantarilla operando con control a la salida, es función de la altura de agua en ese sitio y de las pérdidas por fricción en el conducto, y por lo tanto del material utilizado para su construcción. Pueden ocurrir tres casos típicos:

De la observación de cualquiera de los casos nombrados se concluye que: HhLSHe 00 +=+ (Ec. X-25)

Excepto en el caso (a) en el cual “ 0h ” viene dado por condiciones especiales ajenas a la alcantarilla, y que sería un dato necesario de disponer previamente. Este valor se calcula de la siguiente manera:

(a)

(b)

(c)




( )Dd21h c0 += (Ec. X-26)

El valor del “ cd ” puede ser estimado en tuberías de acuerdo a la siguiente relación la cual si bien no es exacta, es suficientemente precisa para los fines que se persiguen en el caso de tuberías para valores de Ddc / < 0.90.

2138.04855.0c D/Q573.0d = (Ec. X-27)

En el caso de cajones

32

2c

B8.9Qd = (Ec. X-28)

Las pérdidas de energía (H) pueden expresarse de la siguiente manera: Tuberías:

23/16

2

4 QD

Ln293.10D

)K1(0829.0H

+

+= (Ec. X-29)

Cajones:

( )( )

23/10

23/4

2Q

BDLnD2B

)BD(6.19K1H

++

+= (Ec. X-30)

Siendo: K = Coeficiente de pérdidas localizadas en la entrada, los cuales se presentan en la Figura X-25. L = Longitud de alcantarilla (m). N = Coeficiente de rugosidad de Manning. D = Diámetro de la alcantarilla o altura del cajón. (m) Q = Caudal en m3/seg. B = Ancho del cajón (m). Existen en el mercado, dos tipos de corrugación para las tuberías de acero y aluminio, denominadas anular y helicoidal. Las tubería con corrugación anular han sido ampliamente utilizadas en vías de comunicación, sin embargo, la aparición de la tubería helicoidal tiene actualmente mayor preferencia debido a que sus coeficientes de fricción son menores que para el caso de la anular, y en consecuencia los diámetros requeridos resultan menores.




En el caso de tuberías corrugadas, el valor de “n” debe ser obtenido según el tipo de corrugación, de acuerdo a las ecuaciones indicadas en la tabla de la Figura X-24.

Corrugación: 2 2/3 x “ ½” Helicoidal continua

Sin recubrimiento n = 0.0192 x D0.4307

25% recubierta n = 0.0187 x D0.38567

100% recubierta n = 0.012

Corrugación: 3 “x 1” Helicoidal continua

Sin recubrimiento n = 0.0212 x D 0.3156

25% recubierta n = 0.0192 x D0.2463


En caso de ser tuberías o cajones de concreto, n = 0.012. Los valores del coeficiente de pérdida localizada en la entrada, se seleccionan de la tabla de la Figura X-25, donde se presentan gráficos con los diferentes tipos de embocadura, su descripción y el coeficiente correspondiente.

Corrugación: 2 2/3 x ½” Anular

Sin recubrimiento n = 0.024



Corrugación: 3 “x 1” Anular

Sin recubrimiento n = 0.027



Figura X-24. Valores de “n” en tuberías corrugadas.




ESPIGA SALIENTE (NO SE RECOMIENDA SU USO)

CAMPANA SALIENTE

CON ALETAS ( 0º A 90º) CAMPANA EN EL EXTREMO

CON ALETAS ( 0º A 90º) ESPIGA EN EL EXTREMO ( NO SE RECOMIENDA SU USO)

CON ALETAS ( 0º A 90º) REDONDEADA( RADIO= D/12)

R= D/12

SECCION TERMINAL PREFABRICADA DE ACUERDO CON TALUD

EXTREMO SALIENTE

CON ALETAS ( Oº a 90º)

CHAFLANADO DE ACUERDO CON TALUD

SECCION TERMINAL PREFABRICADADE ACUERDO CON TALUD

TUBO

S D

E C

ON

CR

ETO

TUBO

S O

AR

CO

S M

ETAL

CO

RR

UG

ADO

ALETAS O MUROS DE CABECERASARISTAS SIN REDONDEAR

MUROS DE CABECERASTRES ARISTAS REDONDEADAS ( Radio = 1/12 dimensión cajón)

ALETA, ENTRE 30º Y 75ºARISTA SUPERIOR REDONDEADA ( Radio = 1/12 dimensión cajón)

CAJ

ON

ES D

E C

ON

CR

ETO

AR

MAD

O

=0º10º 25º30º 75º =90º

0.2

0.2

0.2

0.2

0.2

0.5

0.5

0.5

0.5

0.5

0.9

0.7

0.70.50.40.5

K

Figura X-25. Coeficiente de pérdida a la entrada.




X.3.2.3 Velocidad a la salida con control a la entrada: La velocidad a la salida con control a la entrada es la que corresponde a la profundidad normal, y puede ser calculada de acuerdo a la siguiente ecuación: En tubos:

7213.0

6455.0

nD

1S

Qn6798.1Y

= 9.0

DY

5.0 n << (Ec. X-31)

6455.0

3/82/1n

QSQn6798.1

DY

= (Ec. X-32)

Esta ecuación es aproximada para valores cercanos a nY / D > 0.9.

El área mojada se puede determinar con aproximación suficiente, para los fines que se persiguen, mediante las siguientes ecuaciones:

( )266.03394.1 mDY09975.0A = si 5.0D/Y < (Ec. X-33)

( )29732.00268.1 mDY8408.0A = si 5.0D/Y > (Ec. X-34)

En Cajones, la profundidad Normal se determina con las siguientes ecuaciones:

Si 4.0B

Yn ≤ B1039.0

BS

Qn017.2Y

35

5.0n += (Ec. X-35)

Si 25.1B

Yn ≥ B2348.0

BS

Qn6239.1Y

35

5.0n += (Ec. X-36)

Si 25.1B

Y4.0 n << B146.0

BS

Qn7642.1Y

35

5.0n += (Ec. X-37)

En todos los casos:

AQV = (Ec. X-38)




X.3.2.4 Velocidad de salida con control a la salida: Cuando la salida está sumergida, la velocidad a la salida se calcula con el área “A” correspondiente a la altura previamente seleccionada:

En Tuberías: 2DQ4

AQV

π== (Ec. X-39)

En Cajones: D.B

QV = (Ec. X-40)

De lo contrario, se supone que de haber control a la salida, en la misma sección, se toma la velocidad crítica.

X.3.3 Procedimiento de cálculo para alcantarillas Los datos necesarios para determinar el tamaño de una alcantarilla son los siguientes:

- Caudal de diseño: Q ( )s/m3 .

- Pendiente de alcantarilla . ( )0S

- Material (concreto, acero o aluminio, tipo de corrugación y de revestimiento). - Longitud: (L) (m). - Altura de agua permitida a la entrada o relación HE/D. El procedimiento es el siguiente: 1. Suponer control a la entrada y mediante la ecuación dada en el aparte X.3.2.1, determinar D

y CEHE .

2. Calcular con el diámetro obtenido la altura de agua en la entrada, suponiendo control a la salida. ( )csHE .

3. Si CEHE > CSHE , significa que el control es a la entrada y el diámetro obtenido es aceptado. En este caso HE = CEHE .

4. Si CEHE < CSHE , significa que el control es a la salida y el diámetro obtenido es aceptado. En este caso HE = CSHE .

5. Si (HE/D) > (HE/D permitido), aumentar el diámetro y repetir el proceso.

El Ejemplo No. 2 permite visualizar el procedimiento descrito.




Ejemplo No. 2. Determinación del diámetro de una alcantarilla. Determinar el diámetro necesario de una alcantarilla de 45 m. de longitud, de pendiente 0.6% , altura de agua permisible a la entrada de 2.5 m. y un caudal de diseño igual a 12 segm /3 .

1. Suponiendo entrada Tipo I . Control a la entrada:

7244.0

68.0

HEQ8576.0D = (Ec. X-17)

m39.25.2

128576.0D 7244.0

68.0== ; se toma .m44.2D =

3805.1

9544.0CE

DQ8089.0HE = (Ec. X-18)

m50.2D

1208089HE3805.1

9544.0CE ==

2. Suponiendo control a la salida:

0S0CS LHhHE −+= (Ec. X-25)

2

dcDh0+

= (Ec. X-26)

m48.144.2

125732.0dc 2138.0

4855.0== (Ec. X-27)

m96.12

48.144.2h0 =+

=

( ) 23/16

2

4 QD

Ln293.10D

K10829.0H

+

+= (Ec. X-29)

5.0K = (Figura X-25)

4308.0D0192.0n = (Figura X-24)

m028.044.2x0192.0n 4308.0 ==

.m62.0H =

m31.2006.0x4562.096.1HECS =−+=




Ubicación del Control : <CSHE CEHE

Por tanto, el control está a la entrada y la velocidad de salida, corresponde al caso de régimen uniforme.

93.0D.S

Qn6798.1D

Y 6455.0

3/82/1n =

= (Ec. X-32)

276.244.2x93.0Yn ==

=A 0.8408 9736.00268.1n DY (Ec. X-34)

29736.00268.1 m66.444.2x276.2x8408.0A ==

s/m58.266.4

12AQV === (Ec. X-38)

X.3.4 Aspectos estructurales en alcantarillas Desde hace muchos años, se vienen utilizando tuberías de acero, para la conducción de agua, tanto a presión como a superficie libre y estructuralmente se sabe de su buen comportamiento cuando va enterrada o sobre el terreno. La única excepción a este respecto, ocurre cuando lleva algún recubrimiento interno especial, que obligue a limitar las deformaciones debidas a las cargas que pudieran hacer “saltar” a éste. En cuanto a la experiencia en tuberías de drenaje de metal corrugado, se sabe que en condiciones normales son totalmente seguras bien sea bajo relleno, con cargas rodantes con o sin impacto. Incluso existe la experiencia dada en algunos textos norteamericanos, para alturas del relleno al menos iguales al diámetro de la tubería, la deflexión varía entre el 2% y el 3% del diámetro nominal.

Bajo el punto de vista estructural, se puede decir que hay tres tipos de conductos: Conductos rígidos: aquellos que sus dimensiones no pueden ser modificadas en más de 0.1% del diámetro nominal, sin que colapse.

Conductos semirígidos: son aquellos que admiten una deformación mayor del 0.1% pero menor del 3%, sin colapsar.

Conductos flexibles: son conductos que pueden tener deformaciones de más del 3% del diámetro sin fallar. Las tuberías de concreto, son rígidas, mientras que las de acero con recubrimiento se consideran semirígidas debido a que no pueden deflectar más del 2%. En caso de que estas últimas sean sometidas a flexiones mayores que la indicada, se dañaría el recubrimiento. Las tuberías de acero que no tienen recubrimiento, se consideran flexibles.




La diferencia entre el comportamiento bajo carga es diferente entre la rígida y la flexible, siendo la más importante la siguiente: La carga desarrollada sobre una tubería rígida es mayor que en una flexible. En la tubería rígida, la carga se concentra en el tope y el fondo, creando esfuerzos que deben ser resistidos por las fibras externas, mientras que en la tubería flexible, las cargas son menores debido a:

• Los esfuerzos se distribuyen a lo largo de la circunferencia.

• El esfuerzo de compresión sobre la fibra exterior de toda la circun-ferencia, es resistido más bien por el efecto de arco, que por resistencia al momento. El gráfico de la Figura X-26, sin escala, demuestra esta relación. De dicha figura se puede concluir que para una misma altura de relleno, la tubería de concreto recibe mayor carga que las otras tuberías.

Aunque la capacidad de soportar carga de una tubería flexible, depende también del módulo de sección, al deformarse hacen uso de toda su capacidad de resistir carga de la tierra que lo rodea y por tanto, la tubería puede cambiar de forma sin fallar, transfiriendo las cargas verticales a empuje radial, que es resistido por la presión pasiva de la tierra. Esto no puede ocurrir cuando la pared es rígida ya que ella sola debe soportar la carga y es por esta razón, que no se utiliza el análisis de momentos de flexión en las tuberías flexibles. No se ha contemplado dentro de los alcances de la presente Guía, describir detalla-damente los procedimientos de cálculo, por lo tanto, solamente se presenta la tabla de altura máxima y mínima de relleno para diferentes espesores. En la fotografía de la Figura X-27, se observan fallas de tuberías cuyos calibres resultaron inadecuados para las cargas a las cuales fueron sometidas.

Figura X-27. Fallas estructurales de alcantarillas por exceso de cobertura y por defecto de la misma, para los calibres seleccionados.

ALTURA DE

RELLENO

HIERRO FU

NDIDO

CONCRETO

CARGA

ACER

O

MET

AL C

ORR

UGAD

O

Figura X-26. Comportamiento a la compresión de diferentes tipos de tubería.




La selección de los espesores o calibres de tubería de material corrugado se define, según se indica en las tablas de las Figuras X-28, X-29, en función del espesor del relleno y de la carga viva.

Corrugación Relleno Mínimo (m) Relleno Máximo (m)

2 2/3” 3”

x x

1/2 1

H – 20 MAQUINARIA Espesor (mm)

1,5 2 2,75 3,5 4 5

Diámetro (m)

0.38 0,30 0,60 46

0,40 0,30 0,60 36

0,53 0,30 0,60 32

0,61 0,30 0,60 27

0,69 0,30 0,60 24 33

0,76 0,30 0,60 21 28

0,91 0,30 0,60 18

0,91 0,30 0,60 21 23

1,07 0,30 0,60 15

1,07 0,30 0,75 18 19 27

1,22 0,30 0,60 14 23

1,22 0,30 0,75 16 17 24

1,37 0,30 0,60 12 21

1,37 0,30 0,90 14 16 21

1,52 0,30 0,60 17 25

1,52 0,30 0,90 12 15 19

1,68 0,30 0,60 16 23

1,68 0,30 1,05 11 16

1,83 0,40 0,60 14 21

1,83 0,40 0,90 10 13 19

1,98 0,40 0,90 9 12 18

2,13 0,40 1,05 9 11 17

2,29 0,45 0,90 8 11 15

2,44 0,45 0,90 8 10 14

2,59 0,50 1,05 7 10 13

2,74 0,55 1,05 9 12

2,90 0,55 1,20 9 12

3,05 0,60 1,20 9

Figura X-28. Relleno en tuberías corrugadas continuas de acero.




Corrugación Relleno Mínimo (m) Relleno máximo (m)

Espesor (mm) 2 2/3” 3”

x x

1/2 1

H - 20

MAQUINARIA 1,5 2 2,75 3,5 4 5

Diámetro (m)

0.30 0,30 0,60 31

0,38 0,30 0,60 27 29 41

0,46 0,30 0,60 21 25 35

0,53 0,30 0,60 18 21 30

0,61 0,30 0,60 16 19 27

0,69 0,30 0,60 14 17 24 26

0,76 0,30 0,60 13 14 20 26

0,91 0,30 0,60 16

0,91 0,30 0,60 12 17 22

1,07 0,30 0,60 14 20

1,07 0,30 0,75 10 15 19

1,22 0,30 0,60 12 17

1,22 0,30 0,75 9 13 17 20

1,37 0,30 0,60 11 15

1,37 0,30 0,90 8 15 18

1,52 0,30 0,60 10 14 18

1,52 0,30 0,90 7 14 16

1,68 0,30 0,60 9 12 16 18

1,68 0,30 1,05 6 15

1,83 0,35 0,60 8 11 15 17

1,83 0,35 0,90 13

1,98 0,35 0,60 7 10 13 15

1,98 0,35 0,90 13

2,13 0,45 0,75 7 9 12 14

2,13 0,45 1,05 9 12 13

2,29 0,45 0,90 9 12 13

2,44 0,45 0,90 8 11 12

2,59 0,50 1,05 8 10 11

2,74 0,50 1,05 7 9 11

2,90 0,60 1,20 7 9 10

3,05 0,60 1,20 6 9 10

Figura X-29. Relleno de tuberías corrugadas continuas de aluminio.




El gráfico y las tablas de la Figura X-30, para tuberías de concreto, permiten determinar, según el tipo de apoyo (o asiento) y clase de tubería, las alturas de relleno mínimo y máximo. Las clases se refieren a la denominación estructural según el tipo de hormigón:

- Hormigón simple: Clases 1, 2 y 3 (AASHTO M-86, ASTM-14). - Hormigón armado: Clases 4, 5, 6 y 7 (AASHTO–17, ASTM–76, y AASHTO M-242, ASTM-

655). El apoyo o asiento tipo A, es un lecho de hormigón armado o sin armar, de espesor mínimo ¼ del diámetro interior del tubo, y a los lados de éste se aumenta hasta ¼ del diámetro exterior. El asiento tipo B, es una zanja de material granular, y el tipo C es el denominado apoyo común y se coloca en una zanja que debe tener un ancho mínimo de 50% del ancho externo de la tubería. En las tablas de la Figura X –30, a partir del diámetro de la tubería, su clase y apoyo, se determinan los valores máximos y mínimos permisibles de altura de relleno. Las tablas que forman parte de la Figura X-30, mostradas a continuación, corresponden al caso de tuberías colocadas en zanjas sin entibado. En caso de requerirlo, se recomienda utilizar la clase de tubería inmediata superior a la obtenida. Dichas tablas también son válidas para el caso de tuberías colocadas en terraplén del tipo denominado proyección negativa, es decir con zanja inferior y terraplén sobre dicha zanja. En el caso de que la cota de asiento de la tubería quede dentro del terraplén, es recomendable construir el relleno compactado hasta una altura conveniente, y luego proceder a la excavación de la zanja.




HAS

TA

S.L.

S.L.

7.20

5.95

5.00

4.60

4.15

3.40

3.25

3.50

3.80

4.15

4.30

4.45

4.80

5.00

5.17

5.40

5.60

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0.95

1.00

1.05

1.20

1.35

1.40

1.50

1.75

2.02

2.00

2.10

2.10

2.30

2.45

2.60

2.75

2.90

3.06

3.25

HAS

TA

S.L.

S.L.

S.L.

9.10

7.60

6.40

5.15

4.90

4.35

4.65

4.90

5.20

5.40

5.55

5.65

6.30

6.20

6.45

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1.10

1.15

1.20

1.30

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1.65

1.80

1.95

2.10

2.30

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2.60

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2.90

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S.L.

S.L.

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S.L.

S.L.

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7.90

6.85

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8.00

8.45

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8.90

8.95

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1.10

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1.20

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1.80

1.95

2.10

2.30

2.45

2.60

2.75

2.90

3.05

3.25

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3.50

4.15

3.70

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3.00

2.40

2.20

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N.P

.

N.P

.

N.P

.

N.P

.

N.P

.

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N.P

.

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.

HAS

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3.30

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2.00

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2.46

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Pulg

.

4 6 8 10

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18

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33

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48

54

60

66

72

78

84

90

96

102

108

DIA

MET

RO

NO

MIN

AL

C.M

.

10

15

20

25

30

38

46

53

61

69

76

84

91

107

122

137

152

168

183

198

213

228

244

259

274

Figu

ra X

-30

(con

tinua

ción

). N

OTA

: NO

USA

R L

A Z

ON

A SO

MBR

EAD

A SA

LVO

EN

CAS

OS

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CIA

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N.P

. = N

O P

ERM

ITID

O; S

.L. =

SIN

LIM

ITE.




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0.85

1.00

1.10

1.15

1.20

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1.80

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2.10

2.30

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Pulg

.

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DIA

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.

10

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107

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259

274

Figu

ra X

-30

(con

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N.P

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SIN

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ITE.




X.3.5 Control de erosión a la salida de alcantarillas A la salida de las alcantarillas existe tendencia a la erosión debido al cambio de un fondo fijo (alcantarilla) a un fondo móvil (cauce natural). La erosión en algunos casos puede ser de una magnitud lo suficientemente grande, que pone en peligro, tanto a la propia estructura como a la carretera. Por este motivo, el diseño debe determinar, en primer lugar la magnitud de socavón a esperar y en segundo lugar, si se considera necesario, hacer la protección mediante disipadores que básicamente son de enrocados, de impacto o de resalto.

X.3.5.1 Estimación de la erosión La mejor estimación de la erosión es la que se realiza en un sitio por comparación con otras alcantarillas existentes en la misma carretera o en otra adyacente. En caso de no tener esa información, la geometría del socavón se estima de la siguiente manera: a) Y/D < 0.5 hs = 1.02 x Q 0.375 x Y 0.0625 x t 0.10 (Ec. X-41)

hs = Profundidad máxima del socavón. (m) Q = Caudal (m3/seg).

Y = Profundidad de agua a la salida de la alcantarilla (m). En caso de forma circular 2AY =

t = tiempo al pico en (minutos). La longitud L (m) y el ancho W (m) del socavón se estima por las siguientes expresiones:

125.077.

71.0t

YQ53.2L = (Ec. X-42)

15.029.1

915.0t

YQ9472.0W = (Ec. X-43)

b) Y/D >0.5 hs = 0.95 Q 0.375 Y 0.0625 t0.10 (Ec. X-44)

125.077.0

71.0t

YQ32.4L = (Ec. X-45)

15.029.1

915.0t

YQ67.0W = (Ec. X-46)

Si se tiene información de socavación de alguna de las alcantarillas adyacentes o que se puedan definir con características semejantes a la que se está diseñando, las ecuaciones anteriores pueden ser calibradas en sus constantes, con el fin de hacer un mejor diseño. Asímismo, después de construidas, a través de la observación anual, se pueden hacer los ajustes que se consideren convenientes, aun en el caso de tener disipadores de energía.




X.3.5.2 Selección del disipador En primer lugar se debe determinar si se requiere disipador de energía, para lo cual se estiman previamente, las profundidades de agua en el Cauce Natural 0Y y en la salida de la alcantarilla SY , la velocidad de salida V, así como la velocidad permisible Vper , de acuerdo a la granulometría del material del fondo, según la tabla de la Figura X-31.

Material de fondo

Limo

Arena fina

Arena media

Arena gruesa

Grava fina

Grava media

Grava gruesa

Piedra fina

Piedra media

Piedra gruesa

Piedra grande

Diámetro

medio (mm)

0.005 –0.05 0.25 1.0 2.5 5 10 15 25 40 75 200

Vper (m/seg) 0.20 0.30 0.53 0.70 0.75 1.05 1.20 1.45 1.80 2.40 4.25

Figura X-31. Velocidad permisible.

En caso de existir vegetación en el cauce, los valores de velocidad permisible (Vper) pueden ser aumentados en un 75%.

Si VperV > y 3.1YY

0

S > se debe colocar un disipador de energía con el fin de evitar

socavaciones que pongan en peligro la estructura. De acuerdo a la manera de disminuir energía los disipadores pueden ser de 4 tipos: impacto, resalto hidráulico, caídas y fricción (enrocados).

Los disipadores de impacto son estructuras de concreto armado que producen pérdida de energía por impacto del caudal de salida contra una pantalla, y deben ser diseñados estructuralmente en cada caso. Requieren de desnivel suficiente para su colocación, ya que como se puede observar en la Figura X-32, el fondo debe estar más bajo que la cota de salida de la alcantarilla. No se recomienda su uso en el caso de grandes arrastres de sedimentos, pues se atarquinarían rápidamente. En todo caso, requieren labores de limpieza permanentes, tanto por razones hidráulicas como ambientales.

Los disipadores de resalto requieren la modificación de la forma de la alcantarilla a otra que asegure que tiene una energía mínima igual o mayor a la que se quiere obtener en el cauce natural. Son solo posibles y recomendables en caso de que el régimen sea supercrítico, es decir, que para la

condición de salida de la alcantarilla el Número de Froude sea mayor a la unidad ( 1gYV

> ). El

resalto se logra mediante un escalón terminal de altura Z∆ . El dimensionamiento de esta estructura requiere de un trabajo mas especializado y por lo tanto no se ha incluido en la presente Guía.




Figura X-32. Disipador de Impacto.

0.3 0.4 0.5 0.6 0.8 1 2 3 4 5 6 8 101

2

3

4

5

6

Anch

o B

en m

etro

s

Gasto en m3/seg.




Lc

h

Yc

YpYz

Y1

LT

LR1/6 Yz

h

Lc LR 1/6 Y2

Yo

Yz

LT

Los disipadores por caída son las llamadas torrenteras las cuales son muy útiles en zonas de pendientes fuertes. En sus sucesivos escalones o contrahuellas, ocurre un incremento de energía potencial, que después es disipada por impacto en la huella. En la Figura X-33 se presenta el método de cálculo de la huella y contrahuella, y en las fotografías de las Figuras X-34 a X-38, se pueden observar ejemplos de buen uso y mal uso de estos disipadores.

VALORES APROXIMADOS

LR/Yo

15.817.218.4

Nº FROUDE = 3Lc/Yoh/YoLR/Yoh/Yo Lc/Yo Y2/Yo

1.9

1.41.7

2.0 3.5

1.01.5

2.83.2

8.5

9.49.0

2.0

1.01.5

4.4

3.44.0

Nº FROUDE = 2LR/Yo Y2/Yoh/YoY2/Yo Lc/Yo

3.4

5.24.5

2.6

3.43.0

2.0

1.01.5

25.2

28.627.0

4.2

5.24.7

Nº FROUDE = 4

Figura X-33. Disipadores por caída (Torrenteras).

Nota: En las torrenteras, se recomienda utilizar 1.1 Lc, como longitud de la huella

Régimen Sub-crítico N° de froude 2

Régimen Super-crítico N° de froude

Y1/h= 0,54 (Yc/h)

275,1

Y2/h= 1,66 (Yc/h)81,0

Lc/h= 4,30 (Yc/h) 81,0

Yp/h= (Yc/h)66,0

LR= 6,9 (Y1 – Y2)




Figura X-35. Disipador por caída construido sin una obra de captación y sin disipador en el extremo aguas abajo.

Figura X-34. Disipador por caída con pantallas fron-tales y laterales para el control de erosión en zonas de gran pendiente con materiales muy suscep-tibles a la erosión. (Cortesía del Ing. G. Cobos).




Figura X-36. La construcción de disipadores por caída en suelos muy susceptibles a la erosión, amerita el tratamien-to de los suelos adyacentes.

Figura X-37. Vistas de un disipador por caída, que presenta problemas de desbordes en curva y erosión del material adyacente.




Los disipadores de enrocado son de uso frecuente cuando en las cercanías de la obra se dispone de las rocas necesarias para su construcción. Pueden funcionar de dos maneras.

La primera es conveniente cuando se cumple la relación 2dmhs

< , haciendo un pozo disipador de

profundidad hs (Ec. X-41 ó X-44) con las dimensiones que se indican en la Figura X-39, siendo md el tamaño de la roca.

Figura X-38. Reubicación de un disipador porcaída, por erosión de los terrenos adya-centes, debido a una mala captación.

Va= _caudal de proyecto____ = Q área mojada en la descarga AA d/m= diámetro medio del material (en peso) Ye= profundidad de descarga equivalente Ye= Ya= para secciones rectangulares Ye= (AA) ½ para secciones no rectagulares 2

YA

h s

Ys

Figura X-39. Disipadores de enrocado




La segunda consiste en producir una disminución de velocidad por aumento de fricción como consecuencia del incremento del tamaño de la rugosidad por causa del tamaño de la roca. En este caso, es usual utilizar la fórmula de Manning:

nSRV

21

32

= (Ec. X-47)

siendo: PAR = , =A área mojada, =P perímetro

mojado, =S pendiente de la línea de energía; en régimen uniforme es la pendiente de fondo,

61

d048.0n = , =d tamaño promedio de la roca, V = velocidad permisible para el tamaño de roca seleccionado. Si el régimen es supercrítico es posible que se produzca un resalto hidráulico. La longitud del enrocado no debe ser mayor de 8,00 m, sin embargo en estos casos es conveniente determinar la longitud requerida mediante el cálculo de la superficie libre, utilizando las ecuaciones de continuidad y energía. Un aspecto muy importante para prevenir fallas de alcantarillas, es su adecuado contacto con el suelo natural y con el terraplén de la vialidad. En la Figura X-19, previamente mencionada, se presentó un caso de falla de una alcantarilla que fue fundada sobre capa vegetal. La Figura X-40 muestra la compactación de la zona de acceso a un cajón de concreto armado, lo cual se considera de mucha importancia para minimizar los saltos que normalmente ocurren debido a la diferencia de rigideces entre el suelo de relleno y el concreto.

X.4 PUENTES

En algunos casos, cuando debido a la magnitud del caudal o las condiciones de socavación que pueden ocurrir a la salida de las alcantarillas, se estima que se pueden presentar cambios importantes en la dinámica del cauce natural, se sustituyen los conductos de fondo fijo, por pequeños puentes o “pontones”, con el fin de no alterar el lecho del cauce Ya seleccionado el sitio de ponteadero y el gasto de proyecto, se procede a realizar los estudios hidráulicos correspondientes. En primer lugar es necesario elaborar la curva de gasto o limnimétrica del sitio de puente; es decir, una curva que relacione los gastos líquidos con la altura o cota de agua en una sección dada, y en

Figura X-40. Compactación en la zona de acceso del terraplén a la estructura en cajón, lo cual se considera importante para evitar el salto de vehículos por asentamiento del relleno.




base a ella se puede determinar la profundidad correspondiente al caudal de diseño en la sección transversal donde irá ubicado el puente. Los puentes por lo general, producen una interferencia al escurrimiento de las aguas del río, originando cambios en la cota de la superficie libre. Para la determinación de la longitud adecuada de un puente hay que tomar en cuenta por una parte que si se produce una sobre–elevación excesiva aguas arriba, podría ocasionar daños, y por otra parte, si el puente es demasiado grande, no produce remanso, pero su costo es mayor. Las dimensiones de la estructura dependerán fundamentalmente de la determinación del remanso y la socavación producidos por la contracción de la corriente, por las pilas y/o estribos de la estructura.

X.4.1 Selección de la luz del puente No existe un procedimiento específico que permita determinar la luz de un puente de acuerdo a algún criterio técnico económico. El procedimiento más generalizado es fijar previamente la luz y posteriormente verificar el comportamiento hidráulico y de socavación para la configuración seleccionada.

Para el caso de ríos jóvenes y maduros, el Manual "Hydraulics of Bridge Waterways, 1970", recomienda un procedimiento para seleccionar un valor inicial, que está basado en el concepto de ríos en régimen. El procedimiento propuesto por el mencionado manual consiste en utilizar una ecuación de ancho estable para ríos en régimen, recomendando expresamente la ecuación de Lacey, que es la siguiente:

Luz = Ancho de la superficie libre = C(Q) 21

Siendo: C: constante con valores comprendidos entre 3.8 y 4.7 Q: caudal de diseño La ecuación de Lacey fue obtenida para el caso de canales de riego en tierra, lo cual implica un caudal prácticamente constante, situación completamente diferente a la que ocurre en los ríos, los cuales tienen temporadas de creciente y estiaje. Esto hace que se recomiende utilizar como caudal, para el caso de selección de la luz de puente, el valor correspondiente a uno de los siguientes valores:

• El caudal promedio.

• El caudal promedio de picos máximos anuales.

• El caudal formativo o dominante.

• El caudal máximo de diseño. En la actualidad se han desarrollado muchas ecuaciones para determinar anchos estables de ríos. Especialmente en la bibliografía Japonesa se encuentran diferentes estudios al respecto. El enfoque dado a estos, consiste en estudiar separadamente la estabilidad vertical de la estabilidad horizontal. Kenji Sawai (Workshop on Design and Maintenance for Navigable Rivers, 1994), resume ecuaciones de anchos estables, de la siguiente manera:




{ }5.01.1986.02/155050 )G(S))dg/(Q(4,12d/B −= (Ec. X-48)

Siendo:

B: Ancho total del canal o Luz del Puente. d 50 : Diámetro pasante 50%.

Q: Caudal de diseño. d 90 : Diámetro pasante 90%.

g: Aceleración de gravedad. S: Pendiente de fondo.

G: d 90 / d 50 .

Es de notar que en ambos casos, el ancho estable varía prácticamente linealmente con la raíz cuadrada del caudal y, la aplicación de ellas conduce a una expresión de este tipo:

2/1Q5.3B = hasta 2/1Q7B =

Se recomienda hacer el cálculo con las diferentes ecuaciones, en puentes adyacentes que se reconozcan de buen de funcionamiento para seleccionar, la que de mejor resultado como herramienta de cálculo. Para el cálculo hidráulico de puentes con luces menores de 10 m, se puede utilizar el procedimiento indicado en “Recomendaciones Provisionales para el Diseño y Construcción de Sistemas de Drenajes de Carreteras” de la Dirección General de Reglamentos y Sistemas, Secretaría de Estado de Obras Públicas y Comunicaciones de la República Dominicana. Este procedimiento se fundamenta en suponer régimen uniforme y permanente y por lo tanto se puede aplicar la ampliamente conocida fórmula de Manning (Ec. X-47). Los coeficientes de rugosidad (n), según la naturaleza del cauce, para usar en la fórmula de Manning, se indican en la tabla de la Figura X-41.

Cursos naturales de agua Condición general del cauce

Naturaleza del cauce Muy buena Buena Regular Mala

Limpio, con márgenes rectas, tirante grande sin bajos ni pozos profundos. 0.025 0.0275 0.030 0.033

Limpio, con márgenes rectas, tirante grande sin bajos ni pozos profundos y con algo de vegetación y piedras. 0.030 0.033 0.035 0.040

Sinuoso, con algunos pozos y bancos de arena, limpio. 0.033 0.035 0.040 0.045

Sinuoso, con algunos pozos y bancos de arena, limpio, tirante pequeño secciones y pendientes menos efectivas. 0.040 0.045 0.050 0.055

Sinuoso, con algunos pozos y bancos de arena, con algo de vegetación y piedras. 0.035 0.040 0.045 0.050

Sinuoso, con algunos pozos y bancos de arena, tirante pequeño, secciones y pendientes menos efectivas, cauce pedregoso. 0.045 0.050 0.055 0.060

Tramos de corriente muy lenta con mucha vegetación o con pozos muy profundos. 0.050 0.060 0.070 0.080

Tramos demasiado llenos de vegetación, y muy poca profundidad. 0.075 0.100 0.1254 0.150

Figura X-41. Coeficientes de rugosidad "n" en la fórmula de Manning.




En el caso de luces de puente mayores a 15.00 m o ríos de llanura, se recomienda consultar un especialista y recurrir a herramientas numéricas computarizadas existentes en el mercado.

X.4.2 Socavación en puentes Cuando debido a las características del sitio es necesario la construcción de puentes con estribos y pilas en el cauce de un río, alrededor de dichas estructuras se puede producir socavación local generada por la formación de vórltices o remolinos, además de la socavación general. Esta última consiste en el arrastre de los materiales del fondo del cauce debido a la velocidad del agua; por lo tanto, ningún apoyo de un puente debe quedar fundado dentro de la zona potencialmente socavable. De ser así, se puede producir el colapso del estribo o la pila, y como consecuencia de toda la estructura. Los factores principales que inciden en la posible socavación de puentes, son los siguientes:

• Propiedades del líquido tales como densidad, viscosidad cinemática, aceleración de gravedad.

• Características del flujo tales como profundidad, velocidad, ángulo de ataque.

• Características del material de fondo del cauce tales como granulometría y densidad.

• Características de la pila tales como dimensiones, ancho, forma, y orientación.

• Características del estribo (Derramado, en tierra armada, en concreto armado o ciclópeo, etc).

X.4.2.1 Socavación general en puentes El fenómeno de socavación general suele incrementarse por la construcción de un puente, si este representa una contracción del canal. Existen métodos sofisticados para determinar el valor de la socavación general, los cuales utilizan la ecuación de continuidad de sedimentos acompañados de ecuaciones de arrastre de fondo o de esfuerzo cortante y velocidades críticas. Estos procedimientos, deben ser usados en ríos que han demostrado desequilibrio e inestabilidad para diseñar obras que controlen el movimiento del cauce. En casos de ríos en equilibrio, y baja inestabilidad, se puede estimar la socavación general, a partir de los valores de velocidad permisible presentados anteriormente en la tabla de la Figura X-31, en función del diámetro representativo del material de fondo. El procedimiento es el siguiente:

• Determinar el caudal de diseño.

• Determinar el área mojada para el caudal de diseño (A), y el ancho en la base del cauce (B).

• A partir del análisis granulométrico de material de fondo, se obtiene el tamaño de partícula 50% pasante (d50).

• Determinar la velocidad permisible (Vper) para d50.

• Determinar el área requerida (Ar) para que ocurra la velocidad permisible Ar = Q/Vper.

• Determinar el área socavada = As = Ar –A

• Obtener la profundidad de socavación como S = As/B




X.4.2.2 Socavación local en estribos de puentes Entre las diferentes expresiones propuestas para el cálculo de la socavación en estribos, se ha seleccionado para esta Guía el método de K. F. Artamonov, (Franceschi, 1984), que también permite estimar la socavación en espigones. Otras expresiones pueden consultarse en Suárez (2001) y en Senturk y Simons (1977). Este método supone que la socavación en los estribos es función del gasto que es interceptado teóricamente por los mismos, partiendo del ángulo que su eje longitudinal hace con la corriente y de la inclinación del talud lateral del estribo. La importancia de cada uno de estos tres factores se indica mediante un coeficiente cuyo producto permite determinar la socavación.

ZaQn

s PPPYd

= (Ec. X-49)

donde:

sd = Profundidad de socavación frente al estribo.

nY = Profundidad aguas arriba del estribo antes de la socavación.

QP = Coeficiente que depende del grado de interceptación de las aguas por el estribo.

aP = Coeficiente que depende del ángulo que hace la corriente con relación al estribo.

ZP = Coeficiente que depende de la inclinación de los taludes del estribo.

En la Figura X-42 se indican los coeficientes incluidos en la expresión de Artamonov.

Qi/Q 0,10 0,20 0,30 0,40 0,50 0,60 0,70 0,80

Pa 2,00 2,65 3,22 3,45 3,67 3.87 4,06 4,20

α 30° 60º 90º 120º 150º

Pα 0,84 0.94 1.00 1.07 1.19

Z 0 0.5 1.0 1.5 2.0 3.0

Pz 1,00 0.91 0.85 0.83 0.61 0.50

Figura X-42. Coeficientes de la fórmula de Artamonov. Qi = caudal interceptado por el estribo "i". Q = caudal total.

α = ángulo de esviaje (Figura X-43). Z = pendiente del talud (Horizontal : Vertical).




X.4.2.3 Socavación local en pilas de puentes Para calcular la socavación local debida a la presencia de una pila, la cual debe sumarse a la socavación general, se han publicado diferentes procedimientos. La mayoría de los procedimientos fueron desarrollados en laboratorios y por tanto se expresan en números adimensionales, con el fin de resolver en parte el problema de escala y algunos de ellos tratando de incluir el mayor número de variables que intervienen en el fenómeno físico. La comprobación mediante mediciones indirectas en prototipos, realizada por Macareño et al (1987), ha revelado que una de las ecuaciones que mejor estima la socavación es la propuesta por Shen (1971): S = 0.000223 x R0.619

Donde: S = profundidad máxima de socavación (m).

Figura X-43. Definición de términos de la ecuación de Artamonov.

LIMITE DE LA ZONA INUNDADA

1

l1

2

l2 L

Bb1 Ql1

Q 1

2Q 2b2

Ql2




R = número de Reynolds = v.b/ν v = velocidad media del flujo de aproximación a la pila. b = Ancho de la pila perpendicular a la corriente.

ν = Viscosidad cinemática del agua (10-6 m2/s). Es también práctica usual estimar preliminarmente el valor de la socavación como el 140% del ancho de la pila perpendicular al flujo, basado en las siguientes ecuaciones dadas por Breusers, Larras y Coleman (Senturk & Simons, 1977) S=1.4 b (Breusers) S=1.42 Kb0.75 (Larras) S=1.49b(9/10)(v2/2g)1/10 (Coleman) donde b= ancho de la pila perpendicular a la corriente K= coeficiente que depende de la forma de la pila; para las circulares es 1.00 y para las rectangulares 1.40.

X.5 ENROCADOS

Desde tiempos históricos la piedra ha sido utilizada como protección contra la erosión principalmente por que debido a su peso resiste altas fuerzas de arrastre del agua, y además su costo puede ser inferior al de los elementos fabricados con concreto. El siguiente procedimiento se basa en el cálculo del peso mínimo de la roca necesario para que el enrocado sea estable, tomando como factores en el análisis de estabilidad, la velocidad del río (v), el peso unitario de la roca (γr) y la pendiente del talud del enrocado (α). Tomando en cuenta la velocidad del río, el peso mínimo de las rocas se puede determinar mediante la siguiente expresión:

( ) ( )α−−=

pSen1GsGsV0012.0W

33

6 (Ec. X-50)

Donde: W = Peso mínimo (1 Kg).

=V Velocidad de la corriente en contacto con la margen (m/seg).

Gs= Gravedad específica de la roca.

α = Pendiente del talud del enrocado. p = 70°, Constante para enrocado.




En un cálculo aproximado, se puede asumir la gravedad específica de la roca (Gs) como 2.65, la pendiente del talud de enrocado (α) usualmente propuesta es 1.5:1, y la velocidad de choque se estima como 2/3 de la velocidad media en un tramo recto, y 4/3 de la velocidad media en un tramo de curva. En términos de diámetro se puede utilizar la siguiente expresión:

=

r.W6Dγπ

(Ec. X-51)

Donde:

D = Diámetro de la roca. W = Peso de la roca. γr = Peso unitario de la roca. Alternativamente, el peso de la roca puede ser estimado en función de la velocidad y del tipo de flujo, mediante gráficos sencillos como el mostrado en la Figura X-44.

Figura X-44. Estabilidad de enrocados en cuerpos de agua (Suárez, 2001).




X.6 BADENES

Son estructuras que actúan como puentes sumergibles, es decir, sobre ellos transitan crecientes y vehículos, aunque no lo pueden hacer simultáneamente. Son de frecuente aplicación cuando se tienen corrientes de régimen torrencial que permitan el paso de vehículos la mayor parte del año y donde la interrupción del tránsito sea como máximo 2 a 4 horas. Bajo el punto de vista de la hidráulica fluvial son “umbrales” sobre los cuales pivotea el perfil longitudinal en su lado aguas arriba, e inmediatamente aguas abajo se desarrolla erosión local. La construcción de estas estructuras, puede desarrollar desequilibrio e inestabilidad de los cauces tanto aguas arriba como aguas abajo, por lo tanto es necesario que sean ubicados a la cota correcta y con protección contra erosión local. La configuración de los badenes debe aproximarse lo mejor posible a la del terreno natural para no alterar, sino en escala mínima, la dinámica fluvial. Normalmente la selección de badenes se realiza cuando se tienen cauces amplios y la rasante del camino es baja. Si el baden es colocado a una cota más baja que la rasante del río, se desarrollará un proceso de degradación hacia aguas arriba y agradación en el tramo aguas abajo con la erosión local antes nombrada. Exactamente lo contrario ocurrirá si se coloca mas alto que la cota del lecho que está en equilibrio. La importancia de este proceso debe ser evaluada en cada caso. En la Figura X-45 se muestran badenes bien mantenidos. En la secuencia fotográfica de la Figura X-46 se presenta el caso donde se permite que un caudal base, pase por debajo del baden y sobre la calzada cuando ese valor es superado. Allí también se puede observar las características de umbral de estas estructuras con erosión aguas abajo y pivote de la pendiente aguas arriba.

Figura X-45. Badenes en buen estado de mantenimiento. República Dominicana.




Figura X-46. Secuencia de incremento de la creciente en un baden tipo puente sumergible. Obsérvese inicialmente el flujo de base pasando por la batería de alcantarillas, y finalmente sobre la estructura. Nótese además resalto a la salida.

X.6.1 Funcionamiento hidráulico El funcionamiento hidráulico del baden depende del tipo de régimen y de la cota de rasante en relación a la cota original del cauce natural en el sitio de cruce. Si el baden se coloca “sobre alzado”, es decir, por encima de la cota de fondo del cauce, éste se agradará hacia aguas arriba hasta igualar la cota de ambas en muy corto tiempo, mientras que aguas abajo permanecerá una escalón que se puede incrementar con el paso de crecientes, dependiendo de las obras de protección contra la erosión que se construyan. En este caso, si el régimen es subcrítico el control es la altura crítica sobre la estructura la cual se constituye en el valor de diseño y si es supercrítico está situado aguas arriba y la profundidad normal es la altura de agua de diseño.




Para el caso del régimen sub-crítico, se recomienda consultar la información presentada en “Recomendaciones Provisionales para el Diseño y Construcción de Sistemas de Drenajes de Carreteras” de la Dirección General de Reglamentos y Sistemas, Secretaría de Estado de Obras Públicas y Comunicaciones de la República Dominicana (1987). Cuando el régimen es supercrítico, se debe determinar la profundidad del cauce natural aguas arriba ya agradado. En esta condición la pendiente de fondo de cálculo es 2/3 de la pendiente original pivoteada sobre el extremo aguas arriba del baden.

X.6.2 Protección contra erosión Los criterios y métodos para el control de erosión aguas abajo de los badenes, están debidamente tratados en la publicación “Recomendaciones Provisionales para el Diseño y Construcción de Sistemas de Drenajes de Carreteras” de la SEOPC, República Dominicana (1987), mencionado previamente.

X.7 DRENAJE SUPERFICIAL

Las aguas pluviales extendidas sobre los canales de circulación de una carretera, son causa de frecuentes accidentes, así como del deterioro de las bases y sub-base de la calzada. Estas obras son las llamadas cunetas y zanjas o canales. El diseño de estas obras también está detalladamente descrito en “Recomendaciones Provisionales para el Diseño y Construcción de Sistemas de Drenajes de Carreteras” de la Dirección General de Reglamentos y Sistemas, SEOPC de la República Dominicana y por lo tanto se recomienda el uso de la información allí presentada para el diseño del drenaje superficial de carreteras. Vale la pena destacar los siguientes detalles relacionados con la construcción de este tipo de obras, los cuales probablemente son más importantes que la precisión en el cálculo de sus dimensiones.

• En la Figura X-47, se presenta la comparación de cunetas de coronación construidas sin y con revestimiento. La experiencia en su comportamiento ha demostrado que cuando no se revisten, más bien tienen un efecto negativo en la estabilización de taludes, al favorecer la infiltración de aguas. Esta condición se torna más crítica cuando los suelos son particularmente susceptibles a la erosión.

• La foto de la Figura X-48 señala que no basta que la cuneta sea recubierta para asegurar que no sedimentará el material sólido que debe transportar, sino que además deben tener la pendiente apropiada y siempre requerirán mantenimiento por la presencia de grandes objetos.

• La construcción de cunetas debe iniciarse en su extremo aguas abajo, especialmente si esta labor se hace en temporada de lluvia, para que no ocurra lo mostrado en la Figura X-49.

• Hay que destacar asimismo que cuando se construyan cunetas con juntas, éstas deben ser selladas tan pronto como sea posible y no esperar a que esté terminado el pavimento para su impermeabilización. La Figura X-50 muestra la infiltración de aguas a través de juntas de cunetas de concreto y el colapso de las mismas por erosión del terreno de apoyo.




Figura X-47. Cuneta de coronación de un talud sin revestimiento, favoreciendo la infiltración de aguas, y cuneta de coronación debida-mente revestida.




Figura X-48. Obstrucciones en cunetas lo cual facilita el desborde de aguas con el consecuente efecto erosivo en nuevos sitios de descarga.




Figura X-49. Efecto de erosión motivada a la construcción de cuneta desde aguas arriba hacia aguas abajo. En el tramo terminado el agua alcanza altas velocidades, y al fluir hacia el tramo en proceso de construcción, aún no revestido, desarrolla erosión lateral y de fondo.




X.7.1 Recomendaciones generales Las siguientes recomendaciones Generales y lo referente a canales, han sido tomadas del Manual de Drenaje Vial (Fonseca, 1967), por considerar que complementan adecuadamente lo expuesto en las “Recomendaciones Provisionales para el Diseño y Construcción de Sistemas de Drenajes de Carreteras” de la SEOPC de República Dominicana.

X.7.1.1 Frecuencia de diseño La frecuencia de la lluvia se indica en la tabla de la Figura X-3, citada al inicio del presente Capítulo.

X.7.1.2 Tiempo mínimo de concentración Se considerará como tiempo de concentración, el requerido para que el agua llegue desde el punto más distante del área drenada hasta el punto de consideración. Se recomienda usar los siguientes tiempos mínimos de concentración:

• Brocales, cunetas y sumideros que drenan áreas pavimentadas, menores de 2 Has, tc = 5 minutos.

Figura X-50. Infiltración de agua a través de juntas no selladas oportunamente, originando erosión y colapso de cunetas de concreto.




• Brocales, cunetas y sumideros que drenan áreas pavimentadas mayores de 2 Has. y áreas mixtas (pavimentadas y con vegetación), Tc = 10 minutos.

X.7.1.3 Pendientes transversales o bombeo El bombeo consiste en proporcionar a la plataforma del camino, en las tangentes del trazado horizontal, una pendiente transversal del centro del camino hacia los hombrillos, y su función es la de dar salida expedita al agua que cae sobre la plataforma y evitar en lo posible su infiltración. En las curvas horizontales se proporciona al camino una sobre-elevación del hombrillo exterior con respecto al interior, con el fin de contrarrestar la fuerza centrífuga. Dicha sobre-elevación sirve también para dar salida al agua que cae en estas partes del camino, hacia el hombrillo interior (Olivera, sf). En los caminos rurales, cuya plataforma está revestida, el bombeo debe ser de 4% como máximo, pero con el fin de evitar erosión en los terraplenes en media ladera y en la superficie de rodamiento, cuando la pendiente longitudinal sea fuerte, se podrá proporcionar a la rasante una pendiente transversal continua, hacia el lado del corte, hasta del 5%, con el objeto de desalojar rápidamente el agua hacia la cuneta; la sobre-elevación máxima será del 10%.

X.7.1.4 Dimensiones y pendientes mínimas en cunetas Por razones de mantenimiento se recomienda como cuneta mínima un canal triangular, isósceles, de 0.60 m. de ancho y de 0.20 m. de profundidad.

X.7.1.5 Pendiente mínima En cunetas no revestidas: 0.3% En cunetas revestidas: 0.2%

X.7.1.6 Diámetros mínimos Tuberías principales o tuberías laterales de más de 100 m. de longitud, diámetro mínimo = 18”(0.46 m.) Tuberías laterales, diámetro mínimo = 15”(0.38 m.)

X.7.1.7 Velocidades mínimas y máximas La velocidad mínima recomendable en drenes es de 0.90 m/s. cuando funcionan a sección plena. Velocidades Máximas:

• Cunetas no revestidas (Véase tabla de la Figura X-51).

• Cunetas revestidas con cobertura vegetal: 1.5 m/s.

• Cuneta encachada o rocosa: 3.5 m/s.

• En tubos recolectores: 5 m/s (máxima recomendable).




Y

BOMBEO

Sx

B

BOMBEO

AREA TRIBUTARIA 8600 M2Q= 92,32

SUMIDERO

X.7.1.8 Vías con isla central Aunque no es el caso frecuente de camino vecina es oportuno mencionar len las vías que tengan una isla central elevada la cual intercepta el flujo de las aguas en las zonas peraltadas, debe evitarse, especialmente en terraplenes, colocar sumideros que sean drenados por tubos recolectores, pues cualquier asentamiento que se produzca puede dañar la tubería. En consecuencia, la calzada deberá ser drenada a través de ventanas colocadas en la isla central, en forma continua, con el fin de evitar que las aguas se concentren causando molestias al tránsito.

X.7.1.9 Coeficiente de rugosidad “n” de la Fórmula de Manning Los valores recomendados para el coeficiente de rugosidad en cunetas revestidas en concreto, varía según la profundidad. Hasta 0.30 m de profundidad n = 0.016, en caso de encachado es practica usual utilizar n = 0.021.

X.7.1.10 Procedimiento de cálculo de drenaje longitudinal

TIPO DE SUELO VELOCIDAD EN m/s Arena fina arcillosa o limo arcilloso 0.75 Limo o arcilla arenosa (arena < 50%) 0.90 Arcilla compacta 1.10 Grava, arena y limo 1.50 Grava, piedras medias 1.80 Figura X-51.Velocidades máximas recomendables en canales no revestidos. (Manual M-019. SEOPC, 1987).

Ejemplo No. 3 ( López et al, 1997).

Q = 0,00175 X NZ

X Y 3/8X So 2/1 “ Z =

Sx1

N = coeficiente de rugosidad. S = pendiente transversal de la vía (bombeo). So = pendiente longitudinal de la vía. Datos: Y= 5 cms. So = 3% Sx = 2% n = 0,012

Q = 0,00175 x 012,0

02,0/1 x 5 3/8 x 0,03 2/1

Q = 92.32 litros/seg Una vez alcanzada la capacidad del camino, se deben colocar sumideros ó imbornales.

Aplicando el método racional se calcula el área que produce el caudal igual a la capacidad del camino.

Q= C x I x A A =IC

Q×

= 9,152x7,0

32,92 = 0,86 Ha

8600 m2 es el área inundada de la calzada, para el valor de “Q”. Valores “C” é “I” (Figuras X-5 y X-8). Sumideros: existen sumideros de ventana y de rejas. -Ventana: para calles con pendiente menor 4%. -Reja: para calles con pendientes mayor al 4%. El colector de aguas de lluvia se colocará a un lado de la calzada (opuesto al que lleva la tubería del acueducto). Deberá verificarse la posición del colector de aguas negras.




X.8 DISEÑO DE CANALES

X.8.1 Generalidades Cuando por razones de cota no es posible colocar colectores, el drenaje puede ejecutarse mediante canales o zanjas laterales de drenaje, además de las cunetas. Estos canales también deberán ser contemplados dentro del derecho de vía de la carretera y pueden estar revestidos de concreto, o sin revestir (paredes de terreno natural). La sección puede ser triangular, rectangular o trapezoidal. El diseño de estos canales consiste en determinar secciones adecuadas que no presenten problemas de construcción o de mantenimiento, con alineamientos que no causen el derrame de agua y posibles problemas legales y también en especificar el tipo de recubrimiento necesario para proteger los canales de la erosión. En este sentido puede consultarse la tabla de la Figura X-51, mencionada previamente, y las recomendaciones indicadas en el aparte X.7.1.7. Las zanjas laterales de drenaje requieren especial cuidado cuando desaguan aguas arribas de un puente, porque en los desbordes del río pueden aumentar considerablemente la socavación en el estribo y en las pilas próximas a las zonas de confluencia. En este sentido es necesario construir espigones normales al eje de la carretera, o conservar la vegetación existente y reponer la removida al pie del terraplén y en las zonas adyacentes, con el fin de disminuir la velocidad de retorno de las aguas desbordadas.

X.8.2 Procedimiento para el diseño

X.8.2.1 Planos Todos los canales de drenaje deberán indicarse en planos topográficos que incluyan la ubicación de la calzada y la situación de los cortes y rellenos; además deberán indicar el derecho de vía y las áreas contribuyentes a los canales, señalando los puntos donde se supone que se concentrarán los gastos

X.8.2.2 Pendientes La pendiente aproximada del canal puede obtenerse de los planos topográficos y generalmente vendrá dada por la pendiente de la carretera. Es importante evitar la sedimentación en los canales, para lo cual se recomienda utilizar pendientes mayores de 0.002 y velocidades mayores de 0.90 m/seg. Por la misma razón, las velocidades deberán aumentar en dirección aguas abajo, o al menos, mantener las constantes. Cuando en los canales o cunetas existen cambios de pendiente, es necesario tomar las precauciones del caso, especialmente para régimen supercrítico o de velocidades altas. En estos casos siempre es conveniente consultar la opinión de expertos en la materia.

X.8.2.3 Alineamientos Los cambios de alineamiento en los canales deben ser tan suaves como lo permitan la calzada, el derecho de vía y el terreno. No es prudente hacer cambios de alineamientos en canales y cunetas cuando existe régimen supercrítico. En los casos donde sea necesario, debe aumentarse prudentemente el borde libre.




X.8.2.4 Gasto de proyecto Para estimar el gasto de proyecto puede utilizarse la Fórmula Racional. Las lluvias pueden determinarse según frecuencias de cinco, diez o quince años, de acuerdo con la importancia de la vía, la situación el canal y las facilidades de conservación y mantenimiento.

X.8.2.5 Sección del canal La sección de los canales de drenajes se establecerá de acuerdo con la ubicación, de los mismos respecto a la calzada. En el caso de canales que estuvieran próximos a la calzada es necesario evitar en lo posible los daños a los vehículos que puedan caer al canal. Por lo tanto, la pendiente del lado próximo a la vía debe ser menos de 4 H: IV para carreteras. En los casos en que no sea posible utilizar secciones con esta pendiente, deberán colocarse defensas apropiadas. Los canales de drenaje que no presentan peligros para los vehículos pueden tener cualquier sección de acuerdo al gasto y a la pendiente de diseño; sin embargo, los canales anchos y poco profundos son más fáciles de mantener.

P

0,80 2,00

0,80

10,80

A= Area de un trapecio

S= °/oo

n= 0,12

1

Ejemplo No. 4. Diseño de un canal. (López et al, 1997). Determinar la capacidad de conducción de un canal trapecial revestido en concreto (n = 0.012), de 2.00 m de base, 0.80 m de altura, taludes 1:1 y pendiente de 0.2%.

A = [(2 + 3,60) / 2] x 0,80= 2,24 m2 P = (0,8 2 +0,8 2 ) 2/1 + 2 + (0,8 2 +0,8 2 ) 2/1 = 1,13 + 2 + 1,13= 4,26 m. R = A / P= 2,24 ÷ 4,26= 0,53 m. Q = (1 / 0.012) x 2,24 x 0,53 3/2 x 0,02 2/1 = 5,44 m3/seg.

Se calcula mediante la ecuación de Manning: Q = AR 3/2 S 2/1

n1

n = coeficiente de rugosidad A = área transversal de la sección mojada R = radio hidráulico P = perímetro mojado S = pendiente longitudinal del terreno




X.8.2.6 Capacidad del cauce En general, la capacidad necesaria se estima para varios tramos, limitados por puntos que bien pueden ser cambios bruscos de la pendiente, o los puntos de entrada del gasto concentrado, tal como sucede en un canal que recibe cunetas y torrenteras. Una vez determinada la capacidad necesaria para cada tramo, las características de los canales de drenaje de sección trapecial pueden determinarse aplicando la conocida fórmula de Manning (Ec. X-47). Es importante resaltar que la capacidad de los canales es mayor si se aumenta la pendiente, el ancho del fondo y la profundidad, o si se disminuye la resistencia de las paredes y del fondo haciendo el recubrimiento más liso. El borde libre en un canal puede variar desde un mínimo de 0.10 m, hasta valores que se determinan considerando la importancia del canal, la posibilidad de sedimentación, la facilidad de conservación y las olas producidas por las perturbaciones si el régimen es supercrítico.

X.8.2.7 Protección del cauce Si la velocidad media del diseño excede la máxima permitida para el tipo de suelo (Véase tabla de la Figura X-51), el canal deberá protegerse contra la erosión, recubriéndolo con el material adecuado, de acuerdo a los sistemas de construcción y mantenimiento. Se pueden utilizar diferentes tipos de recubrimiento, por ejemplo, hierba en pendientes suaves, y concreto para pendientes muy fuertes, recordando que la capacidad y por lo tanto las dimensiones de un canal, varían según el recubrimiento. Algunas veces el concreto puede utilizarse para aumentar la velocidad y evitar la sedimentación. Los canales de concreto que se construyen en pendientes fuertes deben ser anclados mediante dentellones. En suelos saturados los canales con recubrimiento rígidos pueden flotar o romperse cuando están vacíos, a causa de la presión del agua. La fuerza hacia arriba es resistida por el peso del recubrimiento; si éste no es suficiente, se aumenta el espesor, siempre y cuando resulte más económico que otras soluciones tales como subdrenajes tubulares.

X.8.2.8 Confluencias Cuando haya que unir dos o más cauces, deben evitarse las perturbaciones producidas al unirse las corrientes, proyectando las confluencias con el menor ángulo posible. En los casos en que no sea posible hacer la confluencia con ángulos de 20º, la corriente menor debe descargar a un nivel superior al fondo de la corriente mayor.

X.8.2.9 Estructuras de drenaje colocadas en los canales Los diferentes tipos de alcantarillas que se colocan en los canales laterales de drenajes con el fin de permitir el paso de vehículos, deben ser diseñados conjuntamente con el canal. En ningún momento estas estructuras deben ocasionar reducción en capacidad o crear problemas adicionales de sedimentación y erosión.




X.9 ASPECTOS AMBIENTALES

Hay que tener siempre presente que las carreteras pueden contribuir a cambios en el flujo y en la calidad del agua superficial y profunda, lo que puede originar, en algunos casos, el incremento de inundaciones, erosión, aumento de sedimentos en el agua, o el secado de niveles naturales de agua. Estos cambios a su vez, tienen efectos significativos en la vegetación natural y en la fauna, así como en las actividades humanas. Los impactos en los sistemas de agua se pueden extender mucho más allá de la inmediata vecindad de la carretera, y problemas aparentemente menores, pueden algunas veces originar graves consecuencias. En general los impactos que un proyecto vial puede causar al agua natural del ambiente, son los siguientes (World Bank, 1994):

X.9.1 Modificación del flujo de agua superficial Las carreteras modifican el flujo natural de aguas superficiales al concentrar flujos en ciertos puntos, en muchos casos, aumentando la velocidad del flujo tal como puede observarse en el esquema de la Figura X-52. La pavimentación de una carretera también reduce la permeabilidad del suelo, incrementando la escorrentía.

Para evitar este tipo de impacto, es necesario que se ejecuten estudios hidrológicos e hidráulicos de todos los cauces que se concentran en el sitio de cruce. El diseño de las obras hidráulicas debe tratar de no alterar la dinámica natural de los cauces. En tal sentido se deben analizar parámetros tales como velocidad del agua, capacidad de arrastre de sedimentos, tamaño del arrastre, ancho y alto de la inundación. Estos análisis permitirán diseñar, si son necesarias, obras de disipación de energía tales como enrocados, disipadores de impacto, disipadores de resalto y umbrales. Estas obras requerirían mantenimiento estacional para restituirlos a su condición de diseño. Es

FLUJO NATURAL DE

AGUA

VIA REPRESANDO EL AGUA

LIMITE DE LA CUENCA Figura X-52. Modificación de

una cuenca, concentrando el flujo en un solo punto (World Bank, 1994).




conveniente destacar además que tales obras deben tener caminos de accesos adecuados para facilitar las labores de inspección y mantenimiento.

X.9.2 Modificación del flujo de aguas subterráneas El drenaje y la excavación en obras viales puede bajar el nivel freático o mesa de agua en áreas circundantes, mientras que los terraplenes y algunas estructuras pueden dar lugar a un aumento en el nivel freático debido a una restricción del flujo. Véase Figuras X-53 (a) y (b).

Este tipo de impacto puede evitarse en primer lugar, realizando estudios geotécnicos orientados a establecer la presencia y profundidad del nivel freático y su variación en las diferentes estaciones del año. Igualmente, será imprescindible analizar las consecuencias del abatimiento de dicho nivel tanto en la vegetación como en el abastecimiento de agua en las cercanías del área. En caso de presencia del nivel freático, se debe evitar su obstaculización con los terraplenes, descartando la excavación hasta dichos niveles para fundar los mismos. Si la excavación es de todas formas necesaria, en los primeros metros del terraplén, en la zona de variación del nivel freático, se debe colocar material permeable, debidamente gradado, que permita el flujo subterráneo natural.

MESA DE AGUA

ANTES DESPUES

(a)

ANTES DESPUES

MESA DE AGUA

(b)

Figura X-53. (a) Un terraplén originando una caída en el nivel de la mesa de agua. (b) Un corte que disminuye el nivel de la mesa de agua (World Bank, 1994).




X.9.3 Impactos en la calidad del agua Entre los impactos que tienen efecto negativo en la calidad del agua se pueden mencionar la sedimentación la cual produce cambios importantes en la actividad biológica de cursos de agua y en sus márgenes, y el derrame de químicos o contaminantes. La mayor parte de los problemas de contaminación del agua surgen en carrreteras de alto tráfico, y en el proyecto también deberían considerarse los siguientes aspectos:

• Cercanía a un punto de toma de agua potable

• Intervención de límites de áreas de alto valor biológico

• Cercanía a un río con flujo mínimo o bajo

• Atravesar suelos con muy poca energía filtrante como el caso de calizas y dolomitas cársticas. Por el contrario arenas y areniscas tienen propiedades filtrantes y no permiten el paso de partículas en suspensión. Las arcilllas también limitan los efectos contaminantes.

La Figura X-54 muestra un esquema de cómo la construcción de una carretera puede impedir el drenaje natural de las aguas y producir contaminación en su entorno, que al extenderse en el subsuelo puede contaminar un pozo de agua.

El tipo de impacto mostrado en el esquema de la Figura X-54 se puede mitigar colocando cunetas revestidas al pie del terraplén y llevarlas a sitios donde se puedan tratar mediante procesos de separación de grasas y aceites. Finalmente, hay que mencionar que cuando las carreteras son bien diseñadas también pueden mejorar el ambiente circundante, almacenando agua para beneficios naturales y humanos, reduciendo la probabilidad de inundaciones, y drenando aguas estancadas perjudiciales para la salud.

DRENAJE

MESA DE AGUA

FLUJO CONTA-MINADO

POZO CON BOMBEO

Figura X-54. Contaminación del agua cerca de sitios sensibles, debido a la re-construcción de una carre-tera. (Modificada de World Bank, 1994).

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