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RUTA PROVINCIAL N°1

TRAMO SAN SALVADOR DE JUJUY – PALPALA Y VINCULACIÓN RUTA PROVINCIAL N° 66

ESTUDIOS HIDROLÓGICOS E HIDRÁULICOS

INFORME DE AVANCE

I.- Ubicación General El objetivo general del presente trabajo es realizar un estudio hidrológico de base para el análisis hidráulico del sistema de drenaje transversal de la R.P. Nº 1, entre las localidades de San Salvador de Jujuy y Palpalá, a los efectos de poder diseñar un sistema de drenajes menores y mayores, que garanticen la evacuación de los excesos hídricos de la zona de caminos. En la Figura 1 se muestra un croquis de ubicación del área de estudio en un mapa de la Provincia de Jujuy y un detalle de la zona de estudio que incluye el tramo de ruta a proyectar. Puede observarse claramente que se trata de una zona periurbana, habida cuenta de que buena parte de la traza de la ruta cuenta con una importante urbanización, especialmente ubicada aguas arriba de la traza.

En virtud de la localización de la traza es importante destacar algunos aspecto que pueden condicionar sensiblemente el sistema de drenaje de la ruta provincial N° 8, ya que la proximidad a los sectores urbanos impone ciertas condiciones de escurrimiento que no responden necesariamente al drenaje natural de las cuencas rurales que aportan agua a la zona de camino. Otro condición de borde de gran relevancia es la Ruta Provincial N° 66, la cual posee su traza al sudoeste de la aquí estudiada, y a una distancia máxima menor a los dos (2) Kms. En efecto, habida cuenta que la pendiente general de la zona es NW-SE, para drenar sus aguas en el Río Grande y en consecuencia la RP N° 66, se comporta como una barrera que permite al paso del agua hacia la RP N° 1 solo en puntos de descarga específicos que corresponde a los drenajes menores (alcantarillas) y mayores, ubicadas sobre la Ruta 66.

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Figura 1. Ubicación Zona de Estudio

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Como puede apreciarse en la figura 1, existe una fuerte presión urbana sobre la Ruta N° 66 y ello influye en forma directa sobre la RP N° 1, habida cuenta que se deben modificar los drenajes naturales a los efectos de poder conformar un sistema de alcantarillado urbano que permita evitar las inundaciones en los barrios de la zona. II.- Determinación de las cuencas rurales de aporte a la zona de camino Independientemente de las modificaciones del drenaje natural, producto de la urbanización se pueden observar al menos dos cuencas urbanas que en forma directa o no, drenan sus aguas hacia la zona de camino de la RP N° 1, por lo cual resulta necesario efectuar un estudio hidrológico de las mismas a los efectos de establecer cual seria el caudal de aporte de estas para los periodos de recurrencia establecidos (25 y 50 años). El análisis efectuado en base a la cartografía disponible se puede observar que los A° Comedero y el Blanquito, drenan sus aguas hacia la ruta Provincial N° 1. En el Plano 1 se muestra las cuencas de aporte en base a las curvas de nivel de la zona de aportes, definiéndose en función de estas de las mismas sus características fisiográficas, finalmente en la tabla 1 indican sus características físicas de cada una de estas

Nombre Area [Km2]

Long. Cauce [Km]

Cota Max [msnm]

Cota Min [msnm]

Pendiente [m/m]

Río Blanco 10.2 11.01 1700 1150 0.05A° Comedero 3.82 6.21 1550 1175 0.06

Características Físicas Cuencas de Aporte

. Tabla1

III.- Estudios Hidrológicos La distribución espacial de la precipitación en zonas montañosas es altamente compleja y su estimación debería considerar la amplia variedad de factores que intervienen en el fenómeno. Las variables topográficas y climáticas más significativas que intervienen en las precipitaciones extremas son: elevación, exposición, pendiente, ubicación de barreras y dirección predominante de las masas de aire con mayor advección de humedad. Desafortunadamente no siempre se cuenta con toda la información hidrometeorológica necesaria para poder tener en cuenta todos estos factores. Sin embargo y a los efectos de poder al menos considerar estos aspectos es conveniente emplear información de campo proveniente de los sitios más próximos a lugar donde se desea efectuar el estudio. En tal sentido y luego de una revisión de los antecedentes existentes en la zona, se pudo determinar que existen una serie de estudios pluviométricos destinados a confeccionar curvas Intensidad Duración Frecuencia (I-D-F) en el marco de los estudios para el plan maestro de desagües pluviales de la localidad de Palpala.

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En ese trabajo se obtuvieron las curvas I-D-F en base a datos pluviométricos diarios proveniente de tres estaciones próximas a las zona como lo son: Alisos Arriba, Alisos Abajo y Río Blanco, con series de 35 (1960-95), 25 (1964-94) y 18 (1960-87) años de registros de lluvias diarias. Sobre estas series se efectuaron los análisis estadísticos para poder obtener los valores máximos probables para diferentes recurrencias de las lluvias máximas diarias. Una vez asumida la ley de mejor ajuste, que en este caso fue la tipo GEV, se adoptaron como valores máximos diarios la media de las tres estaciones, para cada una de las recurrencias. Adoptados estos valores, se procedió a realizar la desagregación temporal de los datos de lluvias de 24 horas, para cada periodo de retorno, a través de los coeficientes desarrollados en el Instituto de Pesquisas Hidráulicos – U. F. Río Grande do Sul – Porto Alegre Brasil, obteniéndose los siguientes valores para cada intervalo de tiempo y cada recurrencia.

CURVAS IDF

INTENSIDADES (mm/hs) Δt horas min 5 años 10 años 15 años 20 años 25 años 30 años 50 años 0,250 15 94,74 114,28 124,97 135,65 144,88 158,21 165,12 0,500 30 69,38 83,70 91,52 99,35 106,11 115,87 120,93 0,750 45 55,74 67,24 73,53 79,82 85,25 93,09 97,16 1,000 60 47,03 56,74 62,04 67,35 71,93 78,55 81,98 1,250 75 40,92 49,36 53,98 58,59 62,58 68,33 71,32 1,500 90 36,32 43,82 47,91 52,01 55,55 60,66 63,31 1,750 105 32,79 39,55 43,25 46,95 50,14 54,75 57,14 2,000 120 29,97 36,15 39,53 42,91 45,83 50,04 52,23 2,500 150 25,66 30,96 33,85 36,75 39,25 42,86 44,73 3,000 180 22,53 27,18 29,73 32,27 34,46 37,63 39,28 3,500 210 20,14 24,30 26,57 28,84 30,80 33,64 35,11 4,000 240 18,26 22,03 24,09 26,15 27,93 30,50 31,83 4,500 270 16,75 20,21 22,10 23,99 25,62 27,98 29,20 5,000 300 15,48 18,67 20,42 22,16 23,67 25,85 26,98 5,500 330 14,41 17,39 19,01 20,64 22,04 24,07 25,12 6,000 360 13,49 16,27 17,80 19,32 20,63 22,53 23,51

Tabla 2.

Finalmente y a los efectos de poder emplear estas curvas en modelos hidrológicos que permitan estimar el caudal generado en las cuencas de aporte, se realizo un ajuste analítico de los valores puntuales obtenidos para cada recurrencia, a un conjunto de funciones continuas que responden a la expresión general tipo Talbot, es decir:

0

0c

0 r

aIb t

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Los valores de los parámetros de muestran en la Tabla 2

25 50

A 86.07 108.65B 0.261 0.261

C 0.775 0.775

Parámetros Ecuacion Talbot

ParametrosPeriodo de Retorno TR

Tabla 3.- Parametros curva I-D-F Ec. Talbot

Sin embargo, a los efectos de facilitar los cálculos, resulta conveniente ajustar el conjunto de curvas IDF a una única relación funcional. En ese sentido, una relación del tipo Sherman resulta adecuada. La misma se escribe como sigue:

dR

cr

a TIb t

donde ahora a, b, c y d son los parámetros de esta nueva relación general. Teniendo en cuenta los valores de la tabla anterior, se hizo un nuevo análisis de regresión no lineal múltiple (aplicando el algoritmo de Levenberg-Marquardt para la estimación de parámetros, encontrándose los valores siguientes:

a = 35.633 b = 0.261

c = 0.775 d = 0.285

para TR expresado en años, tr en horas y la intensidad I en mm/h. La representación gráfica de estas relaciones se muestra en la figura 2, en la que también se indica la relación resultante del ajuste:

605

0

20

40

60

80

100

120

140

160

180

200

0 0.5 1 1.5 2 2.5 3 3.5 4 4.5 5 5.5 6

Inte

nsid

ad [m

m/h

]

Duración [hs]

Curva I-D-F Palpala

TR=5

TR=10

TR=25

TR=50

Figura 2.- .- Relaciones I-D-F ajustadas a un modelo tipo Sherman, para la ciudad de Palpala

IV.- Determinación de Caudales de Diseño Una vez adoptada una curva IDF, se debe determinar los caudales de escorrentia producidos en las cuencas de aporte. Naturalmente que ello implica determinar cuales son las cuencas que aportan a la zona de caminos y una vez conocidas estas determinar sus características físicas y aplicar algún modelo de hidrograma unitario sintético a los efectos de establecer el caudal máximo para los periodos de retorno considerados en las obras de desagua vial. En consecuencia adoptando los parámetros físicos de las cuencas indicadas en la Tabla 2, se debe determinar los tiempos de concentración de cada una de ellas a los efectos de poder determinar los hietogramas de proyecto. Para estimar estos tiempos de concentración, existe una variada gama de ecuaciones empíricas que permiten conocer los mismos en base a la fisiografía de las cuencas. En este caso particular se estiman dichos tiempos a partir de la ecuaciones de Kirpich ya que esta ajusta razonablemente bien para cuencas de superficies menores a los 80 Kms2.

Ec. de Kirpich

0.77

c 0.385

Lt 0.0078S

donde:

tc : Tiempo de concentración, en minutos

L : Longitud del cauce principal desde el punto de desagüe hasta la divisoria, en Km

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S : Pendiente media de la cuenca, en m/m

La tabla 4 muestra los Tiempos de Concentración para cada cuenca

Nombre Area [Km2]

Long. Cauce [Km]

Cota Max [msnm]

Cota Min [msnm]

Pendiente [m/m]

TC [min]

Río Blanco 10.2 11.01 1700 1150 0.05 79.8A° Comedero 3.82 6.21 1550 1175 0.06 48

Tiempos de Concentración Cuencas de Aporte

Tabla 4.- Tiempos de Concentración

IV.1.- Determinación de las Lluvias de Diseño Conocido los Tiempos de concentración se determinan las tormentas de proyecto, cuyas duraciones totales deberán ser iguales a las de los tiempos de concertación de cada una de las cuencas e aporte. Para la estimación de los caudales totales, se recurre al empleo de un modelo de hidrograma unitario sintético como el propuesto por el SCS. El mismo plantea que par determinar la lluvia efectiva se aplica el método de “Soil Conservation Service” que es utilizado para la separación de la lluvia total y la efectiva. Este propone la adopción de un parámetro adimensional CN de tal forma que cumpla que 0 < CN < 100, correspondiendo 0 a infiltración total y 100 a suelo totalmente impermeable. Su valor depende para este método del uso de la tierra de la región en estudio y de la condición de humedad antecedente. Se utilizó para la definición del CN las tablas propuestas en la bibliografía “Hidrología Aplicada” de Ven Te Chow. Por la cercanía a la zona de monte el grupo hidrológico del suelo se encuentra comprendido entre el Grupo A (Arena profunda, suelos profundos depositados por el viento, limos agregados) y el Grupo B (Suelos poco profundos depositados por el viento, marga arenosa). Las condiciones antecedentes de humedad ubican a la región en la condición AMC II correspondiente a condiciones de humedad normales. En base a lo anterior se adopta CN = 65 En lo que respecta a lel periodo de recurrencia a emplear, se estima que por la categoría de la ruta, es que se adopta un periodo de retorno de 25 años para drenaje menor y 50 para los drenajes mayores. IV.3.- Modelación Hidrológica

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Para la determinación de los caudales se empelo el modelo HEC-HMS del cuerpo de ingeniero de los Estados Unidos, adoptando como ya se indico el método del SCS para la determinación de las perdidas y de igual manera el hidrograma del SCS para la estimación de los caudales. En base a ello, los parámetros físicos establecidos precedentemente y las lluvias derivadas desde las curvas I-D-F adoptadas, los resultados de obtenidos para cada una de las cuencas se indican en las tablas 5 a 8 y las figuras 3 a 6

Tabla 5.- caudales Máximos Para TR = 25 Años A° Comedero

Tabla 6.- caudales Máximos Para TR = 50 Años A° Comedero

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Tabla 7.- Caudales Máximos Para TR = 25 Años A° Blanquito

Tabla 7.- Caudales Máximos Para TR = 50 Años A° Blanquito

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Figura 3.- Hidrograma de crecida para TR = 25 Años A° Comedero

Figura 4.- Hidrograma de crecida para TR = 50 Años A° Comedero

Figura 6.- Hidrograma de crecida para TR = 25 Años A° Blanquito

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Figura 5.- Hidrograma de crecida para TR = 50 Años A° Blanquito

IV.4.- Cuencas Menores Además de estos dos cursos principales, a la zona de camino aportan pequeñas cuencas cuyas divisorias se ecnuetran claramente definidas, alguna de las cuales captan las aguas de la zona urbana derivándola hacia la Ruta Provincial N° 1. EL plano adjunto, muestra la definición y configuración de cada una de estas cuencas. Asi mismo la tabla 8 muestra las características físicas de cada una de ellas. La delimitación de estas cuencas fue realizada en base a curvas de nivel tipo obtenidas mediantes imágenes de radar tipo SRTM, las cuales permiten no solo establecer las divisorias de las aguas, sono también las características topográficas de las mismas. Como se puede observar en el plano, las dimensiones de las cuencas decrecen de NO-SE, ya que la cuenca del A° Palpala, se posee una forma elongada en esa dirección, en forma cuasi paralela a la traza de la Ruta N°1. En base a los parámetros fisiográficos indicados en la tabla 8, y aplicando la ecuación de Kirpich, se determinaron los tiempos de concenración de cada una de estas unidades hidrogáficas, cuyos resultados se muestran en la tabla 9.

NombreArea [Has]

Long. Cauce [m]

Cota Max [msnm]

Cota Min [msnm]

Pendiente [m/m]

1 30.30 1710 1128 1057 0.042 41.47 1045 1079 1042 0.043 15.77 710 1054 1040 0.024 50.89 1610 1070 1023 0.035 120 1750 1065 1010 0.03

5.1 25.00 1037 1033 1013 0.026 11.51 730 1055 1004 0.077 16.47 640 1050 1002 0.088 12.24 610 1035 1001 0.069 5 460 1028 1005 0.05

10 8.9 610 1022 997 0.0411 5.5 320 1006 992 0.04

Caracteísticas Físicas Cuencas de Aporte Drenaje Menor

Tabla 8.-

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Nombre Area [Has]

Long. Cauce [m]

Cota Max [msnm]

Cota Min [msnm]

Pendiente [m/m]

Tc [min]

1 30.30 1710 1128 1057 0.04 132 41.47 1045 1079 1042 0.04 14.13 15.77 710 1054 1040 0.02 134 50.89 1610 1070 1023 0.03 225 120 1750 1065 1010 0.03 23

5.1 25.00 1037 1033 1013 0.02 146 11.51 730 1055 1004 0.07 97 16.47 640 1050 1002 0.08 88 12.24 610 1035 1001 0.06 89 5 460 1028 1005 0.05 7

10 8.9 610 1022 997 0.04 911 5.5 320 1006 992 0.04 6

Tiempos de Concentración Cuencas de Aporte Drenaje Menor

Tabla 9.-

En base a estos valores, y las curvas I-D-F, indicadas en el apartado III, se procedió a estimar los caudales producidos por cada una de estas cuencas. Para ello se empleo el modelo de pérdidas y de transformación lluvia-caudal del Servicio de Conservación de Suelos de los Estados Unidos (SCS), adoptando CN variables entre 68 y 78, según sea la cuenca analizada. La tabla 10 muestra los resultados obtenidos para cada una de ellas.

Nombre Area [Has]

Long. Cauce [m]

Cota Max [msnm]

Cota Min [msnm]

Pendiente [m/m]

Tc [min]

Caudal [m3/s]TR=10

Caudal [m3/s]TR=25

1 30.30 1710 1128 1057 0.04 13 0.72 1.272 41.47 1045 1079 1042 0.04 14.1 1.03 1.723 15.77 710 1054 1040 0.02 13 0.43 0.724 50.89 1610 1070 1023 0.03 22 1.35 2.045 120.00 1750 1065 1010 0.03 23 3.12 4.72

5.1 25.00 1037 1033 1013 0.02 14 0.67 1.076 11.51 730 1055 1004 0.07 9 0.34 0.527 16.47 640 1050 1002 0.08 8 0.25 0.458 12.24 610 1035 1001 0.06 8 0.3 0.449 5.00 460 1028 1005 0.05 7 0.08 0.210 8.90 610 1022 997 0.04 9 0.13 0.3211 5.50 320 1006 992 0.04 6 0.11 0.26

Caudales Máximos Cuencas de Aporte Drenaje Menor

Tabla 10.-

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V.- Diseño de Obras de Arte Con el objeto de eliminar los caudales producidos por las cuencas de aporrte, resultra nacesario diseñar un esquema de obras de evacuación que permitan evacuar los excesos de aguas pluviales de la zona de camino, sin causar fenomenos de inundación, tanto a la propia calzada, como así también a la infraestructura existente en las proximidades de la zona de estudio. En tal sentido y se plantea el siguiente esquema de evacuación de crecidas. a).- Evacuación entre progresiva 0+000 a 1+159,45

Habida cuenta de los escasos espacios existente entre ambas calzadas y entre esta y la via del Ferrocarril Belgrano, es que se plantea la construcción de un canal colector sobre la banquina sur de la traza. El canal deberá contar con una capacidad máxima que permita la evacuación de los caudales generados por la cuenca denominada 1. A los efectos del calculo se consideran peridos de retorno de 10 y 25 años respectivamente. Este canal tendra su descarga sobre el A° Comedero, donde se proyecta la colocación de una alcantarillas transversal en la 1+159,45. El canal deberá tener la capacidad suficiente para evacuar el caudal generado en la cuenca 1 (ver tabla 10). Las tablas 11 y 12, muestran los resultados alcanzados para la cerificación del canal para los dos escenarios considerados.

Q [m 3/s] 0.8 n (Manning) 0.014 Talud H/V 0Ancho SoleraPendiente [m/m] 1.00 1.20 1.50 1.80 2.00

0.008 0.357 0.304 0.253 0.221 0.2040.01 0.329 0.281 0.235 0.205 0.1900.012 0.309 0.264 0.221 0.193 0.1790.014 0.292 0.250 0.210 0.184 0.171

b

Ancho de Solera de Prog. 0,00 - 1+159 (A° Comedero)

Tabla 11. Verificacion del canal para un TR=10 años

Q [m3/s] 1.3 n (Manning) 0.014 Talud H/V 0Ancho SoleraPendiente [m/m] 1.00 1.20 1.50 1.80 2.00

0.008 0.510 0.428 0.352 0.304 0.2800.01 0.469 0.395 0.326 0.282 0.2600.012 0.438 0.370 0.306 0.265 0.2450.014 0.414 0.350 0.291 0.252 0.233

b

Ancho de Solera de Prog. 0,00 - 1+159 (A° Comedero)

Tabla 12.- Verificacion del canal para un TR=25 años

Según estos resultados se proponen canales rectangulares de hormigon armado de un (1) metro de ancho por cero setenta (0,70) metros o de (1) metro de ancho por cero ochenta (0,80) metros, para cada uno de los periodos de retorno seleccionado.

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En lo que respecta a la alcantarilla dedeberá tener la capacidad para evacuar los cadales provenientes de el propio A° Comedero mas lo aportado por el canal que drena la cuenca 1. Según lo indicado en la tabla 5 y 6 el caudal máximo para un periodo de retorno de 50 años es de 24 m3/s que sumado a lo aportado por la cuenca 1 es de 25,3 m3/s . Este caudal puede ser evacuado por la alcantarilla existente de 3,6 x 3,0 mts. En caso de de ser necesario cambiar esta alcantarilla por encontrarse deteriorada las mismas podrían ser reemplazadas por alcantarillas tipo Z2915 de dos vanos de dos (2) mts de altura por tres (3) mts de ancho. La tabla 13 muestra los resultados de la verificación hidráulica para la alcantarilla tipo Z 2915 de 2 x 3.

Q = 5,00 Q = 10,00 Q = 15,00 Q = 20,00 Q = 25,00U/S Head Elevation (m) 1193,649 1194,324 1194,891 1195,396 1195,993TW Head Elevation (m) 1192,907 1193,272 1193,579 1193,855 1194,108Freeboard (m) 0,851 0,176 -0,391 -0,896 -1,493Head Loss (m) 0,742 1,052 1,312 1,542 1,885Velocity @ U/S End (m/s) 2,538 3,197 3,660 4,028 4,339Velocity @ D/S End (m/s) 3,383 4,071 4,530 4,887 5,183Normal Depth (m) 0,443 0,707 0,938 1,153 1,358Critical Depth (m) 0,657 1,043 1,366 1,655 1,920

Caudales [m3/s]Parámetros Hidráulicos

Tabla 13

b).- Evacuación entre progresiva Prog 1+159,45-2+554 Como en el caso anterior se propone la construcción de un canal colector por la banquina sur para evacuar los caudales producidos por las cuencas 2 y 3. La tabla 14 muestra los caudales maximos a evacuar por el canal para los dos escenarios analizados.

Nombre Caudal [m3/s]

TR=10Caudal [m3/s]

TR=25

Cuenca 2 1.03 1.72Cuenca 3 0.43 0.72

Total 1.46 2.44 Tabla 14

.

Las tablas 15 y 16, muestran las diferentes alternativas de canal calculados, asumiendo los valores marcados en color gris, para cada uno de los escenarios considerados.

614


0.008 0.568 0.474 0.388 0.334 0.3080.01 0.522 0.437 0.360 0.310 0.2860.012 0.487 0.410 0.338 0.292 0.2690.014 0.460 0.388 0.320 0.277 0.256

b

Ancho de Solera de Prog. 1+159 - 2+554 (R. Blanco)

Tabla 15.- TR= 10 años


0.008 0.846 0.694 0.558 0.474 0.4340.01 0.774 0.638 0.515 0.439 0.4020.012 0.721 0.596 0.482 0.412 0.3780.014 0.678 0.562 0.457 0.391 0.359

b

Ancho de Solera de Prog. 1+159 - 2+554 (R. Blanco)


En base a estos valores se adoptan canales rectangulares de 1 m de ancho de solera por 0.8 mts de altura y de 1.2 m de ancho, por 1 m de altura, para cada uno de los escenarios considerados. En este punto el canal vierte sus aguas al Río Blanco, que drena sus caudales a través del puente propuesto para el caudal de diseño oportunamente indicado. c).- Evacuación entre progresiva Prog 2+800-4+050 En este sector se efectua una división de los caudales, a los efectos de evitar el ingreso de caudales importantes a la zona de caminos. En efecto, con el fin de minimizar los ingresos a la zona de caminos, se evacua buena parte de los caudales por la avenida San Juan y solo por un canal en la zona de caminos una pequeña area localizada entre la Av. San Juan y la traza de la Ruta Provincial N°1. En consecuencia se propone la contrucción de dos canales entre las progresivas indicadas mas arriba, por un lado la que se encuentra sobre la banquina sur de la Ruta Provincial N°1, el que deberá evacuar el caudal correspondiente a la cuenca denominada 5.1, y un segundo canal ubicado sobre la Av. San Juan, el que deberá evacuar los caudales de las cuencas 4 y 5. Para el primer caso se trata de caudales menores, esto es de 0.67 o 1,07 m3/s, según se adopte 10 o 25 años de periodo de retorno. La evacuación de estos caudales pueden ser facilmente efectuados por canales rectangulares de 1 m de ancho por 0.6 mts de profunididad para caudales

615

correspondiente a 10 años de recurrencia o de igual geometría pero de 1 m de ancho por 0.75 mts de profunididad, cuando se considere periodos de retorno de 25 años. Por su parte, la porción a evacuar por la Av. San Juan, correspondiente a las cuencas 4 y 5,deberán contar con canales de mayores dimensiones habida cuenta de los caudales generados en estas cuencas. En efecto, como se puede ver en la tabla 17 los caudales son:


TR=10Caudal [m3/s]

TR=25

Cuenca 4 1.35 2.04Cuenca 5 3.12 4.72

Total 4.47 6.76 Tabla 17

Para poder evacuar estos caudales se realizo un análisis de alternativas a cerca de los canales mas convenientes, cuyo resultado se muestran en las tablas 18 y 19.


0.008 1.375 1.102 0.863 0.721 0.6540.01 1.251 1.008 0.793 0.664 0.6040.012 1.159 0.937 0.740 0.622 0.5670.014 1.088 0.882 0.699 0.589 0.537

b

Ancho de Solera de Canal s/Av. San Juan



0.008 1.965 1.551 1.191 0.980 0.8820.01 1.782 1.412 1.090 0.900 0.8130.012 1.646 1.309 1.015 0.841 0.7600.014 1.540 1.229 0.956 0.795 0.719

b

Ancho de Solera de Canal s/Av. San Juan


Según estos resultados, se proponen canales rectangulares de 1,5 mts de ancho de solera por 1 mts de altura total, o de 1.8 mts de ancho por 1.2 mts de altura total, según se considere periodos de retorno de 10 o 25 años respectivamante.

616

Una vez alcanzada la progresiva 4+050, tanto por el canal de la Av. San Juan como el de la Banquina sur de la Ruta, los mismos deberán ser evacuados de la zona de caminos, mediante el cruce de la ruta con una alcantarilla transversal, cuya capacidad de evacución sera la suma de los caudales evacuados por ambos canales. Si consideramos las situaciones para ambos escenarios se tendra los valores indicado en la tabla 20.


TR=10Caudal [m3/s]

TR=25

Cuenca 4 1.35 2.04Cuenca 5 3.12 4.72

Cuenca 5.1 0.67 1.07Total 5.14 7.83

Tabla 20

Para poder evacuar este caudal mediante una alcantarilla ubicada en la progresiva 4+066,71 Para evacuar estos caudales es necesario la construcción de una alcantarilla de un vano de 1,5 mts de altura por 2,5 mts de ancho, para una recurrencia de 10 años o de dos (2) vanos de 1,5 mts de altura por 2 mts de ancho, si se considera el caudal correspondiente a los 25 años. Las tablas 21 y 22 muestran los resultados de la verificación hidráulica de cada una de las alcantarillas antes indicadas.

Q = 4,00 Q = 5,00 Q = 6,00 Q = 7,00 Q = 8,00U/S Head Elevation (m) 1163,068 1163,248 1163,416 1163,574 1163,725TW Head Elevation (m) 1162,291 1162,377 1162,457 1162,533 1162,605Freeboard (m) 0,382 0,202 0,034 -0,124 -0,275Head Loss (m) 0,777 0,871 0,958 1,042 1,120Velocity @ U/S End (m/s) 2,503 2,697 2,866 3,017 3,154Velocity @ D/S End (m/s) 3,287 3,489 3,666 3,817 3,954Normal Depth (m) 0,440 0,511 0,579 0,644 0,707Critical Depth (m) 0,639 0,742 0,837 0,928 1,015

Parámetros HidráulicosCaudales [m3/s]

Tabla 21.- Alcantarilla de un vano de 1,5 x 2,5 para TR=10 años

617

Q = 4,00 Q = 5,00 Q = 6,00 Q = 7,00 Q = 8,00U/S Head Elevation (m) 1163,248 1163,456 1163,651 1163,835 1164,010TW Head Elevation (m) 1162,291 1162,377 1162,457 1162,533 1162,605Freeboard (m) 0,202 -0,006 -0,201 -0,385 -0,560Head Loss (m) 0,957 1,079 1,194 1,302 1,405Velocity @ U/S End (m/s) 2,697 2,905 3,087 3,250 3,398Velocity @ D/S End (m/s) 3,440 3,648 3,828 3,983 4,123Normal Depth (m) 0,528 0,618 0,703 0,786 0,867Critical Depth (m) 0,742 0,861 0,972 1,077 1,177


Tabla 22.- Alcantarilla de dos vanos de 1,5 x 2 para TR=25 años

d).- Evacuación entre progresiva Prog 4+050 – 4+800 Una vez atravezada la calzada sur de la Ruta 1, se evacua estos caudales mediante un canal construido entre ambas calzadas hasta la progresiva 4+800. El canal requerido para evacuar estos caudales son, según sea el escenario:


0.008 1.556 1.240 0.965 0.801 0.7250.01 1.414 1.132 0.885 0.738 0.6690.012 1.309 1.052 0.826 0.691 0.6270.014 1.227 0.989 0.779 0.653 0.594

Ancho de Solera Descarga Prog 4+050 - 4+800

b


Q [m3/s] 8 n (Manning) 0.014 Talud H/V 0Ancho SoleraPendiente [m/m] 1.00 1.20 1.50 1.80 2.00

0.008 2.270 1.780 1.356 1.109 0.9950.01 2.056 1.619 1.240 1.018 0.9160.012 1.897 1.499 1.153 0.950 0.8560.014 1.773 1.405 1.085 0.897 0.809

Ancho de Solera Descarga Prog 4+050 - 4+800

b


618

Según estos resultados, los canales necesarios serían de sección rectangular de 1,5 mts de ancho por 1,20 mts de altura total o de 1,80 x 1,30 si el periodo de retorno considerado fuera de 25 años. Cabe destacar que en estre tramo se adiciono los caudales generados por las cuencas 6 y 7. Precisamente en la progresiva 4+803, estos caudales son eliminado fuera de la zona de caminos a través de una alcantarilla. En este punto el caudal total sera de


TR=10Caudal [m3/s]

TR=25

Cuenca 4 1.35 2.04Cuenca 5 3.12 4.72Cuenca 5.1 0.67 1.07Cuenca 6 0.34 0.52Cuenca 7 0.25 0.45Total 5.73 8.8

Cualquiera sea el caudal considerado, la alcantarillas existente posee la capacidad necesaria para evacuar estos caudales. La tabla 25 muestra esta condición hidráulica de la alcantarilla.

Q = 5,00 Q = 6,00 Q = 7,00 Q = 8,00 Q = 9,00U/S Head Elevation (m) 1153,748 1153,879 1154,004 1154,122 1154,236TW Head Elevation (m) 1153,195 1153,268 1153,336 1153,401 1153,463Freeboard (m) 0,882 0,751 0,626 0,508 0,394Head Loss (m) 0,552 0,612 0,668 0,721 0,773Velocity @ U/S End (m/s) 2,388 2,538 2,672 2,793 2,905Normal Depth (m) 0,387 0,436 0,482 0,526 0,569Critical Depth (m) 0,582 0,657 0,728 0,796 0,861


Tabla 25.- Alcantarilla de un vanos de 1,9 x 3,7

e).- Evacuación entre progresiva Prog 4+800 – 5+900 En este tramo será necesario contar con un canal cuya capacidad sea suficiente para evacuar los caudales de las cuencas 8, 9 y 10, cuyo caudal asciende a:


TR=10Caudal [m3/s]

TR=25

Cuenca 8 0.3 0.44Cuenca 9 0.08 0.2Cuenca 10 0.13 0.32

Total 0.51 0.96

619

Para evacuar estos caudales se evaluaron las alternativas de canales, obteniendose los resultados indicados en las tablas 26 y 27


0.008 0.291 0.249 0.209 0.183 0.1700.01 0.269 0.231 0.195 0.170 0.1580.012 0.252 0.217 0.183 0.161 0.1490.014 0.239 0.206 0.174 0.153 0.142

Ancho de Solera Descarga Prog 4+800 -5+900

b


Q [m3/s] 1 n (Manning) 0.014 Talud H/V 0Ancho SoleraPendiente [m/m] 1.00 1.20 1.50 1.80 2.00

0.008 0.419 0.355 0.294 0.255 0.2360.01 0.387 0.328 0.273 0.237 0.2200.012 0.362 0.308 0.257 0.224 0.2070.014 0.342 0.292 0.244 0.213 0.197

Ancho de Solera Descarga Prog 4+800 -5+900

b


Según estos cálculos los canales recomendados son de 1 m de ancho de solera por 0,6 mts de altura total, para un caudal de 10 años o de 1 m por 0,70 de altura total si se considera una recurrencia de 25 años.

Finalmente en la progresiva (5+900) se propone evacuar las aguas de la zona de camino, mediante la colocación de una alcantarilla transversal de tipo O41211 de 1 x 1 cuya verificacion se adjunta en la tabla 28

Q = 0,50 Q = 0,75 Q = 1,00 Q = 1,25 Q = 1,5U/S Head Elevation (m) 1141,195 1141,355 1141,498 1141,629 1141,71TW Head Elevation (m) 1140,849 1140,917 1140,976 1141,031 1141,083Freeboard (m) 0,485 0,325 0,182 0,051 -0.071Head Loss (m) 0,346 0,438 0,521 0,597 0.669Velocity @ U/S End (m/s) 1,699 1,945 2,140 2,306 2.450Velocity @ D/S End (m/s) 2,167 2,428 2,625 2,782 2.915Normal Depth (m) 0,225 0,298 0,366 0,431 0.494Critical Depth (m) 0,294 0,386 0,467 0,542 0.612


Tabla 28.- Alcantarilla de un vanos de 1 x 1

620

La tabla 29 muestra una sintesis de los canales requeridos para evacuar los caudales generados en cada cuenca, tanto para periodos de retorno de 10 como de 25 años

Q 10 [m3/s] Q 25 [m3/s] B10 H10 B25 H25

Prog 0-1+159,45 0.72 1.27 1.00 0.70 1.00 0.80Prog 1+159,45-2+554 1.46 2.44 1.00 0.80 1.20 1.00Prog 2+800-4+050 0.67 1.07 1.00 0.60 1.00 0.75Calle San Juan 4.47 6.76 1.50 1.00 1.80 1.20Prog 4+050-4+800 5.73 8.80 1.50 1.20 1.80 1.30Prog 4+600-5+900 1.10 1.93 1.00 0.60 1.00 0.70

CaudalSección

TR=10 TR=25TRAMO

Tabla 29. - Sintesis de canales de evacuación Ruta Porv. N°1

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