Texto Curso de Puertos

Definiciones y Conceptos Básicos de

la Ingeniería Marítima y Portuaria

Autores: Ricardo Figueroa F, Ingeniero Civil U. de Santiago. Débora Riquelme V, Ingeniero Civil U. de Chile. Claudio San Martín R, Ingeniero Civil U. de Santiago

Definiciones y Conceptos Básicos de la Ingeniería Marítima y Portuaria

Índice

1. Objetivo ...................................................................................................................................... 1

2. Introducción............................................................................................................................... 1

3. Normativa Utilizada ................................................................................................................... 2

4. Hidráulica Marítima ................................................................................................................... 4

4.1. Generación del Oleaje ....................................................................................................... 4

4.2. Tipos de Oleaje .................................................................................................................. 5

4.3. Oleaje Regular ................................................................................................................... 5

4.4. Teoría Lineal del Oleaje..................................................................................................... 6

4.4.1. Celeridad, Largo y Periodo de la Ola. ....................................................................... 7

4.4.2. Desnivelación Instantánea. ....................................................................................... 9

4.4.3. Velocidad y Aceleración Local ................................................................................ 10

4.4.4. Fuerza del Oleaje en Elementos Cilíndricos. .......................................................... 12

4.5. Oleaje Irregular. ............................................................................................................... 15

4.5.1. Análisis Estadístico. ................................................................................................ 17

4.5.2. Análisis Espectral. ................................................................................................... 24

4.6. Corrientes......................................................................................................................... 31

4.6.1. Corrientes Oceánicas.............................................................................................. 31

4.6.2. Corrientes Mareales. ............................................................................................... 31

4.6.3. Corrientes Impulsadas por el Viento. ...................................................................... 31

4.6.4. Corrientes Cercanas a la Costa. ............................................................................. 31

4.6.5. Fuerzas Debido a las Corrientes sobre Estructuras y Elementos Sumergidos. ..... 32

4.7. Mareas. ............................................................................................................................ 34

4.7.1. Mareas Astronómicas.............................................................................................. 34

4.7.2. Mareas Meteorológicas. .......................................................................................... 38

4.8. Air Gap Approach. ........................................................................................................... 40

4.8.1. Cargas del Oleaje.................................................................................................... 41


4.8.2. Predicción de las Fuerzas. ...................................................................................... 41

4.9. Propagación del Oleaje.................................................................................................... 44

4.9.1. Refracción y Asomeramiento (Shoaling)................................................................. 47

4.9.2. Difracción. ............................................................................................................... 51

4.9.3. Reflexión. ................................................................................................................ 53

4.9.4. Rotura del Oleaje. ................................................................................................... 55

5. Tipos de Obras Marítimas. ..................................................................................................... 62

6. Diseño de Obras de Abrigo. ................................................................................................... 67

6.1. Tipos de Diques ............................................................................................................... 67

6.1.1. Diques en Talud ...................................................................................................... 68

6.1.2. Diques Verticales .................................................................................................... 68

6.1.3. Diques de Tipología Especial.................................................................................. 71

6.2. Respuesta Estructural e Hidráulica de un Dique de Abrigo ............................................ 72

6.3. Dique en Talud................................................................................................................. 74

6.3.1. Elementos de un Dique en Talud............................................................................ 74

6.3.2. Parámetros Utilizados en el Diseño. ....................................................................... 75

6.4. Modos de Falla................................................................................................................. 79

6.5. Respuesta Hidráulica de un Dique en Talud. .................................................................. 81

6.5.1. Remonte y Descenso de la Masa de Agua Sobre el Talud. ................................... 81

6.5.2. Rebases Sobre la Coronación de un Dique en Talud............................................. 85

6.5.3. Transmisión del Oleaje en un Dique en Talud. ....................................................... 90

6.5.4. Reflexión en un Dique en Talud (Flujo de Energía). ............................................... 92

6.6. Respuesta Estructural de un Dique en Talud. ................................................................. 93

6.6.1. Berma de Apoyo del Manto de Protección.............................................................. 94

6.6.2. Manto de Protección. Fórmulas de Predicción Determinista. ................................. 95

6.6.3. Integridad Estructural del Manto de Escollera. ....................................................... 99

6.6.4. Manto de Protección con Bloques de Hormigón..................................................... 99

6.6.5. Morro del Dique en Talud...................................................................................... 100


6.6.6. Anchura de Coronación, de Berma, Espesores de Capa y Ángulos de Taludes. 100

6.6.7. Pesos de los Mantos Secundario. Condiciones de Filtro...................................... 102

6.7. Fuerzas del Oleaje sobre Espaldones........................................................................... 102

6.7.1. Fuerzas Actuantes Sobre el Espaldón.................................................................. 103

6.7.2. Parámetros de Diseño de un Espaldón. ............................................................... 104

6.7.3. Modos de Fallo del Espaldón. ............................................................................... 105

6.7.4. Método de Cálculo de Espaldones. ...................................................................... 106

6.7.5. Criterio de Estabilidad. .......................................................................................... 109

7. Diseño de Obras Costeras. .................................................................................................. 110

7.1. Determinación de la Altura de la Ola de Diseño............................................................ 110

6.7.6. Determinación de la Altura de la Ola al Pie de la Obra según Goda.................... 110

7.2. Determinación de las dimensiones de los elementos de protección............................. 112

7.3. Determinación del los factores de reducción del caudal de sobrepaso. ....................... 113

7.4. Determinación del caudal de sobrepaso. ...................................................................... 115

7.5. Determinación del nivel de riesgo del caudal de sobrepaso. ........................................ 116

8. Diseño de Obras de Amarre, Atraque y Fondeo. ............................................................... 117

8.1. Fuerza Debido al Atraque de la Nave............................................................................ 117

8.1.1. Fuerza de Atraque................................................................................................. 117

8.1.2. Energía de Atraque ............................................................................................... 118

8.2. Fuerza Sobre la Nave Amarrada. .................................................................................. 121

8.2.1. Fuerza del Viento Sobre la Nave. ......................................................................... 122

8.2.2. Fuerza de las Corrientes Sobre la Nave. .............................................................. 124

8.2.3. Fuerza del Oleaje Sobre la Nave. ......................................................................... 126

8.3. Mooring Dolphin (Poste de Amarre). ............................................................................. 131

8.3.1. Descripción............................................................................................................ 131

8.3.2. Materiales. ............................................................................................................. 132

8.3.3. Pilotes Inclinados. ................................................................................................. 133

8.3.4. Estados de Carga Sobre la Estructura.................................................................. 133


8.3.5. Combinaciones de Carga...................................................................................... 133

8.3.6. Pilotes.................................................................................................................... 133

8.3.7. Tipos de Fundación............................................................................................... 134

8.3.8. Longitud de Empotramiento Virtual del pilote ....................................................... 135

8.3.9. Diseño de Pilotes. ................................................................................................. 136

8.3.10. Diseño de Hormigón.............................................................................................. 138

8.3.11. Otros Diseños........................................................................................................ 139

8.4. Berthing Dolphin (Poste de Atraque). ............................................................................ 139

8.4.1. Defensas. .............................................................................................................. 139

8.5. Boyas de Amarre. .......................................................................................................... 142

8.5.1. Ancla de Fondeo. .................................................................................................. 143

8.5.2. Muerto y Cadena del Muerto................................................................................. 143

8.5.3. Cadena a Tierra. ................................................................................................... 145

8.5.4. Cadena Principal (Orinque)................................................................................... 146

8.5.5. Cuerpo Flotante..................................................................................................... 146

8.6. Muelles........................................................................................................................... 147

8.6.1. Muelles de Bloques. .............................................................................................. 147

8.6.2. Muelles Pilotados. ................................................................................................. 149

8.6.3. Rampas para Barcazas......................................................................................... 150

8.6.4. Muelles Discontinuos. ........................................................................................... 152

8.7. Pontones Flotantes. ....................................................................................................... 152

8.7.1. Estabilidad del Pontón........................................................................................... 154

8.7.2. Diseño de las Partes Individuales del Pontón....................................................... 156

8.7.3. Diseño del Sistema de Fondeo. ............................................................................ 157

8.8. Muros de Bloques .......................................................................................................... 159

8.8.1. Cargas de Peso Propio. ........................................................................................ 160

8.8.2. Cargas Hidrostáticas debido al Agua Residual en Marea Baja. ........................... 160

8.8.3. Cargas debido al Empuje Activo Estático del Suelo. ............................................ 161


8.8.4. Cargas debido al Empuje Activo Sísmico del Suelo. ............................................ 162

8.8.5. Cargas Sísmicas de los Bloques. ......................................................................... 163

8.8.6. Cargas Hidrodinámicas del Agua Residual........................................................... 163

8.8.7. Cargas de Empuje debido a la Sobrecarga. ......................................................... 164

8.8.8. Cargas Lineales y Puntuales. ............................................................................... 165

8.9. Tablestacas.................................................................................................................... 167

8.9.1. Cargas debido al Empuje Pasivo Estático del Suelo. ........................................... 168

8.9.2. Cargas debido al Empuje Pasivo Sísmico del Suelo. ........................................... 169

8.10. Cajones de Hormigón. ................................................................................................... 170

8.10.1. Anchura o Manga del Cajón.................................................................................. 171

8.10.2. Longitud o Eslora del Cajón. ................................................................................. 171

8.10.3. Altura del Cajón..................................................................................................... 171

8.10.4. Clasificación de las Acciones................................................................................ 172

8.10.5. Acciones a Considerar en el Proyecto de Cajones Portuarios de Hormigón Estructural – Hipótesis de Carga............................................................................................. 172

9. Explanadas y Malecones. ..................................................................................................... 178

9.1. Uso Comercial................................................................................................................ 178

9.2. Zonas de Operación. ..................................................................................................... 178

9.3. Zonas de Almacenamiento. ........................................................................................... 179

9.3.1. Almacenamiento de Graneles Líquidos. ............................................................... 179

9.3.2. Almacenamiento de Graneles Sólidos. ................................................................. 179

9.3.3. Almacenamiento de Mercancía General............................................................... 179

9.3.4. Almacenamiento de Contenedores....................................................................... 180

9.3.5. Estacionamiento de Semirremolques. .................................................................. 180

9.4. Estudio de Cargas. ........................................................................................................ 180

9.4.1. Cargas de Estacionamiento o Almacenamiento. .................................................. 181

9.4.2. Cargas de Almacenamiento de Graneles Sólidos. ............................................... 181

9.4.3. Cargas de Almacenamiento de Mercancía General. ............................................ 182


9.4.4. Cargas en Zonas de Almacenamiento de Contenedores. .................................... 182

9.4.5. Cargas de Estacionamiento de Semirremolques (Roll-Trailers)........................... 184

9.4.6. Cargas de los Equipos e Instalaciones de Manipulación de Mercancías............. 184

10. Dragado. ................................................................................................................................. 186

10.1. Condicionantes. ............................................................................................................. 186

10.1.1. Emplazamiento...................................................................................................... 186

10.1.2. Características del Terreno. .................................................................................. 186

10.1.3. Homogeneidad del Terreno. ................................................................................. 187

10.1.4. Calados. ................................................................................................................ 187

10.1.5. Geometría de la Zona a Dragar. ........................................................................... 187

10.1.6. Distancia de Vertido. ............................................................................................. 187

10.1.7. Característica de los Lugares de Vertido. ............................................................. 187

10.1.8. Tránsito Marítimo. ................................................................................................. 188

10.1.9. Arqueológicos........................................................................................................ 188

10.1.10. Disponibilidad de Equipos................................................................................. 188

10.2. Equipos de Dragado. ..................................................................................................... 188

10.2.1. Dragas de Cuchara. .............................................................................................. 188

10.2.2. Dragas de Pala...................................................................................................... 190

10.2.3. Dragas de Rosario. ............................................................................................... 192

10.2.4. Dragas de Succión Estacionaria. .......................................................................... 192

10.2.5. Dragas de Succión en Marcha.............................................................................. 194

10.3. Equipos Auxiliares. ........................................................................................................ 199

10.3.1. Gánguiles. ............................................................................................................. 199

10.3.2. Embarcaciones Multiuso. ...................................................................................... 199

10.4. Control de Calidad. ........................................................................................................ 200

10.4.1. Geometría del Dragado......................................................................................... 200

10.4.2. Vertidos. ................................................................................................................ 200

10.5. Recomendaciones Generales........................................................................................ 201


10.4.3. Obtención de Permisos. ........................................................................................ 201

11. Fundaciones Para Pilotes..................................................................................................... 202

11.1. Capacidad de Soporte. .................................................................................................. 202

11.2. Resistencia de Fuste y Punta en Suelos Cohesivos. .................................................... 204

11.3. Resistencia de Fuste y Punta en Suelos No Cohesivos................................................ 204

11.4. Capacidad de Carga de un Pilote en un Suelo Estratificado......................................... 205

12. Fórmulas Dinámicas para el Hincado. ................................................................................ 207

12.1. Fórmula Fundamental. ................................................................................................... 208

12.2. Fórmula de la “Engineering News Record” (1888). ....................................................... 209

12.3. Fórmula del Hincado con Martillo Diesel. ...................................................................... 209

12.4. Consideraciones Para el Diseño de los Pilotes. ............................................................ 210

13. Características y Propiedades de las Naves. ..................................................................... 211

13.1. Definiciones Básicas. ..................................................................................................... 214

14. Planificación Portuaria. ........................................................................................................ 216

14.1. Determinación de Profundidades de Agua de las Áreas de Navegación y Flotación. .. 216

14.1.1. Criterios Generales. .............................................................................................. 216

14.1.2. Calado Estático de los Buques. ............................................................................ 217

14.1.3. Cambios en la Densidad del Agua........................................................................ 218

14.1.4. Sobrecalado por Distribución de Cargas. ............................................................. 219

14.1.5. Trimado Dinámico. ................................................................................................ 219

14.1.6. Movimientos del Buque Producidos por el Oleaje. ............................................... 220

14.1.7. Escoras de Buques por la Acción del Viento. ....................................................... 220

14.1.8. Escoras de Buques por la Acción de la Corriente. ............................................... 221

14.1.9. Resonancias por fenómenos de Ondas Largas.................................................... 222

14.1.10. Margen para Imprecisiones de la Batimetría. ................................................... 222

14.1.11. Depósito de Sedimentos Entre Dos Campañas de Dragado. .......................... 223

14.1.12. Tolerancia de Ejecución del Dragado............................................................... 223

14.1.13. Niveles de Coronación de Muelles según Criterios de Explotación. ................ 224


14.2. Determinación de la Configuración y Dimensiones en Planta de las Áreas de Navegación y Flotación.................................................................................................. 224

14.2.1. Vías de Navegación. ............................................................................................. 225

14.2.2. Anchura de las Vías de Navegación. .................................................................... 227

14.2.3. Áreas de Maniobra. ............................................................................................... 228

14.2.4. Dimensionamiento de la Zona de Arrancada de Buques. .................................... 229

14.2.5. Balizamiento de las Áreas de Maniobras.............................................................. 229

14.2.6. Balizamiento de las Áreas de Maniobras.............................................................. 230

14.2.7. Amarraderos y Campos de Boyas. ....................................................................... 231

14.2.8. Dársenas y Muelles............................................................................................... 232

15. Bibliografía............................................................................................................................. 234


1

1. Objetivo

El presente texto tiene por objetivo entregar una herramienta de estudio y ejecución para el diseño de obras portuarias y marítimas desde el punto de vista de la Ingeniería Civil, tanto para los estudiantes que se interesan por esta área como para los profesionales que se inician en el diseño de este tipo de obras.

2. Introducción Chile es un país que se extiende a los largo de más de 4.200 km. en una estrecha franja de tierra comprendida entre la Cordillera de Los Andes y la costa suroriental del Océano Pacífico. Esta condición de virtual aislamiento ha resaltado el hecho de que su principal frontera la constituya el mar territorial. Sin duda alguna, su población y el desarrollo social y económico del país se h avisto influenciado por esta singularidad geográfica y por ende, el Océano Pacífico ha constituido un pilar fundamental en el progreso del país a lo largo de su historia.

Por otra parte, Chile es un país inmensamente rico en cuanto a recursos naturales, pero tiene muy poca capacidad para procesarlos y comercializarlos como bienes manufacturados. Esta condición sumada al acelerado crecimiento del sector exportador hace que el desarrollo de la infraestructura portuaria necesite de una gran capacidad y que a la vez sea de vital importancia para el comercio. Es en este punto, en el desarrollo de la infraestructura portuaria, donde la ingeniería nacional entra en juego y se transforma en un actor principal. A lo largo de la vida profesional de un Ingeniero Civil, es muy probable que de una u otra manera se tenga la oportunidad de estar vinculado a algún proyecto de esta área, ya sea en el campo del diseño o la construcción. Es por todo lo anteriormente expuesto que se debe estar preparado y conocer las características que definen obras civiles tan variadas como un pequeño muelle para la pesca artesanal o aquellas obras de gran envergadura como un puerto mayor de carga, en las que los Ingenieros Civiles deberán participar con un nivel de conocimiento apropiado que permita tratar el problema con un alto grado de certeza. Otra arista del problema es que en Chile es, en general, un país carente de normativas apropiadas para temas un tanto específicos. En particular, no existe una normativa nacional que regule el diseño de las obras marítimas. Ante esta situación se hace necesario mirar hacia el exterior y conocer en detalle la normativa internacional referente al tema, para así adaptarlas a las necesidades de nuestras costas. En resumen, a través de este documento trataremos de entregar las directrices para el diseño a través del correcto uso de las normativas nacionales e internaciones para la ejecución del diseño Hidráulico y Estructural de los proyectos de Obras Marítimas y Portuarias.


2

3. Normativa Utilizada

Para el desarrollo de este tipo de proyectos, comúnmente se utilizan las siguientes normativas, referencias e instituciones relacionadas:

• Coastal Engineering Manual (CEM), del US Army Corps of Engineers. • Shore Protection Manual (SPM), del US Army Corps of Engineers. • British Standards (BS), del British Standards Institute. • American Association of State Highway and Transportation Officials (AASHTO). • American Concrete Institute (ACI). • American Institute of Steel Construction (AISC). • Association of Iron and Steel Engineers (AISE). • American Petroleum Institute (API). • American Society of Civil Engineers (ASCE). • American Welding Society (AWS). • Construction Industry Research and Information Association (CIRIA). • International Building Code (IBC). • Manual de Carreteras (MC), de la Dirección de Vialidad del Ministerio de Obras

Públicas de Chile. • Instituto Nacional de Normalización (INN-NCh). • Technical Standards and Commentaries for Port and Harbour Facilities in Japan

(OCDI), del Overseas Coastal Area Development Institute of Japan • Recomendaciones de Obras Marítimas (ROM), de la Dirección General de Puertos

del Ministerio de Obras Públicas y Transporte de España. • Servicio Hidrográfico y Oceanográfico de la Armada de Chile (SHOA) • Uniform Building Code (UBC) • Unified Facilities Criteria (UFC), del US Army Corps of Engineers. • The Overtopping Manual (OTM), del Archive for Research and Technology on the

North Sea and Baltic Coast. • Naval Facilities Engineering Command (NAVFAC), del US Army Corps of

Engineers. • Norsok Standards (NORSOK), del Norwegian Technology Standards Institution. • Permanent International Association of Navigation Congresses (PIANC).


3

Al desglosar las referencias anteriormente mencionadas según sus alcances y campo de aplicación, se obtiene la siguiente clasificación:

Referencia Estructuras Hid.

Marítima Navegación Construcción Diques CEM X X X X SPM X X X X BS X X X X X AASHTO X X ACI X X AISC X X AISE X X API X X ASCE X X AWS X X CIRIA X X IBC X X MC X X NCH X X OCDI X X X X X ROM X X X X X UBC X X UFC X X OTM X X NAVFAC X X NORSOK X X PIANC X

Tabla 3.1. Clasificación temática de la Normativa Utilizada en este documento.


4

4. Hidráulica Marítima

4.1. Generación del Oleaje El oleaje es el fenómeno más importante a considerar en el diseño de estructuras en la costa y costas afuera. Cada marino ha reportado que, cuando el viento está soplando, existe una gran cantidad de largas y pequeñas olas que se propagan en muchas direcciones. Tales olas son llamadas “olas de cresta corta” ya que no tienen una larga cresta. En contraste a estas olas, tenemos las “olas de cresta larga”, por ejemplo, largas y bajas olas moviéndose en una dirección. Aunque se hacen grandes esfuerzos por estudias las olas de cresta corta y sus efectos sobre las estructuras, las olas de cresta larga hoy dominan el diseño de las estructuras. Al soplar el viento sobre el océano, existe una transferencia de energía y momento a su capa superficial. Las fluctuaciones del viento provocan fluctuaciones en la tensión normal (presión) y tangencial a la superficie del mar, generando ondas capilares que evolucionan hasta formar el oleaje. Las ondas capilares, con longitudes de onda de pocos centímetros, tienen un papel esencial en la formación del oleaje por viento, pero una vez generado éste, tienen un papel despreciable en su evolución. Una particularidad de estas ondas es que adicionalmente a la fuerza gravitatoria, la tensión superficial actúa en ellas como una fuerza que trata de establecer el equilibrio. Por lo tanto, cuando hablamos de olas, nos referimos a ondas generadas por el viento en la superficie del mar con periodos entre 0,2 y 30 segundos y estas comienzan después de soplar el viento durante horas a lo largo de un área de la superficie del océano del orden de kilómetros (fetch). En esta fase de crecimiento, existe una diferencia de presión normal en la cara anterior y la cara posterior de la ola, y ésta crece por arrastre. El crecimiento continúa hasta llegar a una fase de equilibrio en la que la absorción de momento es igual a la pérdida producida por la rotura de la ola. En el proceso intervienen tensiones tangenciales de arrastre por el viento, formación de ondas capilares, roturas de las crestas, variaciones en el peralte de las olas (relación entre la altura y la longitud de onda) y otros fenómenos cuyo papel no es del todo conocido. El oleaje en formación (oleaje tipo sea) es irregular y de periodo corto con longitudes de onda que generalmente no sobrepasan los 100 metros y los periodos se mantienen por debajo de los 8 segundos. Luego, aparecen olas más regulares de periodo largo cuya energía proviene de las olas anteriores. Estas se desplazan más rápido que el viento que las generó y por tanto abandonan la zona de generación. En esta fase el oleaje es muy regular (oleaje tipo swell), sus crestas son largas y se desplaza conservando prácticamente intacta su energía durante largas distancias (hasta miles de kilómetros). La longitud de onda aumenta con la distancia y la altura de las olas disminuye. Las longitudes de onda pueden alcanzar varios centenares de metros y los periodos pueden alcanzar los 25 segundos.


5

A medida que el oleaje se aleja de la zona de generación experimenta una modificación en su distribución de periodos, desde un espectro de frecuencias altas (olas cortas) a uno de frecuencias menores (olas largas). Este fenómeno se debe a la transferencia no lineal de frecuencias y posee una alta complejidad y no se reproduce en la teoría lineal del oleaje. Otras teorías más elaboradas lo describen con distintos grados de exactitud dependiendo de la complejidad matemática.

4.2. Tipos de Oleaje

a) Oleaje Tipo Sea: Es un oleaje que se forma y desarrolla en una superficie líquida bajo la acción directa y continua del viento, generándose olas elementales de altura, periodo, fase y dirección de propagación aleatoria e independiente, cuya interferencia da lugar a un aspecto caótico de la superficie líquida. El oleaje tipo Sea presenta generalmente ondas muy peraltadas con periodos y longitudes de onda pequeños, aunque en una amplia gama de frecuencias.

b) Oleaje Tipo Swell: Es un oleaje que abandona la zona de generación y se propaga a través de superficies marítimas sin estar sometido a la acción significativa del viento, y por lo tanto atenuándose progresivamente hasta su completa extinción. El oleaje tipo Swell presenta olas menos peraltadas que el oleaje tipo Sea, con periodos y longitudes de onda grandes en una gama estrecha de frecuencias. Da lugar, en general, a un aspecto ordenado y regular de la superficie líquida.

4.3. Oleaje Regular Las teorías de oleaje son una aproximación de la realidad. Estas pueden describir algunos fenómenos bajo ciertas condiciones que satisfacen los supuestos hechos en su derivación. Sin embargo, no sirven para describir otros fenómenos que no cumplan con esos supuestos. Al momento de adoptar una teoría, se debe tener especial cuidado para asegurar de que el fenómeno que nos interesa estudiar sea descrito razonablemente bien por la teoría adoptada. Una ola progresiva puede ser representada por las variables x (espacial) y t (temporal) o por la combinación de ambas (fase), definida como θ=kx-ωt, donde k y ω corresponden al número de onda y a la frecuencia angular respectivamente. El valor θ varía entre 0 y 2π. Una onda simple y periódica propagándose de forma permanente sobre una superficie horizontal, debe ser completamente caracterizada por la altura de la ola (H), el largo de la ola (L) y la profundidad del agua (d).


6

Figura 4.3.1. Descripción de los parámetros utilizados en la teoría lineal del oleaje.

Como se muestra en la figura anterior, el punto más alto de la ola corresponde a la cresta y el más bajo al valle. Para olas lineales o de baja amplitud, la altura de la cresta sobre el nivel medio del mar (SWL) y la distancia desde el SWL hasta el valle inferior, corresponden a la amplitud a. Por lo tanto, la amplitud corresponde a la mitad de la altura de la ola (a=H/2). El intervalo de tiempo existente en el paso entre dos crestas o valles sucesivos en un punto determinado corresponde al periodo de la ola (T). El largo de la ola es la distancia horizontal entre dos puntos idénticos de dos crestas o valles de olas sucesivas. Otros parámetros de la ola son la frecuencia angular (ω=2π/T), el número de onda (k=2π/L), la celeridad de la ola o velocidad de fase (C=L/T=ω/k), pendiente de la ola (ε=H/L), profundidad relativa (d/L) y la altura relativa de la ola (H/L). Estos son los parámetros más comunes utilizados en el diseño de obras costeras.

4.4. Teoría Lineal del Oleaje. La teoría de oleaje más elemental es la teoría de baja amplitud o Teoría Lineal del Oleaje. Esta teoría, desarrollada por Airy (1845), es fácil de aplicar y entrega una razonable aproximación de las características de la ola para muchos de los parámetros de la ola. Los supuestos hechos en el desarrollo de la teoría lineal son:

• El fluido es homogéneo e incompresible, por lo tanto, su densidad es constante. • La tensión superficial puede ser despreciada. • El efecto Coriolis debido a la rotación de la tierra puede ser despreciado. • La presión en la superficie libre es uniforme y constante. • El fluido es ideal y no viscoso.


7

• No debe considerarse que la ola interactúa con otros movimientos del agua. El flujo no es rotacional debido a que las partículas no rotan (solo las fuerzas normales son importantes y las fuerzas de corte son despreciables).

• El fondo es horizontal, impermeable, fijo, lo cual implica que la velocidad vertical en el fondo es cero.

• La amplitud de la ola es pequeña y la forma de la ola no varía en el tiempo y en el espacio.

• Las olas son planas (en dos dimensiones).

4.4.1. Celeridad, Largo y Periodo de la Ola. La velocidad a la cual se propaga la ola se denomina Velocidad de Fase o Celeridad de la Ola (C). Debido a que la distancia recorrida por una ola durante un periodo de la ola es igual a un Largo de la Ola (L), la celeridad de la ola puede ser relacionada con el periodo y la longitud de la siguiente forma:

T

LC =

Para la situación donde se presenta más de una ola, la ola de mayor periodo puede viajar más rápido. Esta dispersión es asumida en la siguiente expresión:

=

L

dgTC

π

π

2tanh

2

Por lo tanto, el largo de la ola puede determinarse de la siguiente forma:

)tanh(2

tanh2

2

kdgT

L

dgTL

ω

π

π=

=

Las olas pueden ser clasificadas dependiendo de la razón d/L de la siguiente forma:

d/L>0,5:

• Ola de aguas profundas. • La ola no siente ni se perturba con el fondo del mar. • La onda se dispersa. • Las partículas siguen una trayectoria circular.


8

Figura 4.4.1. Descripción del movimiento de las partículas en el olaje de aguas

profundas.

d/L<0,04:

• Ola de aguas someras. • La ola siente y se perturba con el fondo del mar. • La onda no es dispersiva. • La celeridad se independiza del periodo. • Mayor transporte de sedimentos. • Las partículas siguen una trayectoria elíptica achatada.


9

Figura 4.4.2. Descripción del movimiento de las partículas en el olaje de aguas someras.

Tabla 4.4.3. Clasificación del oleaje según su profundidad relativa.

4.4.2. Desnivelación Instantánea. La ecuación que describe la superficie libre como una superficie como una función del tiempo y de la distancia horizontal para una ola sinusoidal simple es:

)cos(22

cos2

)cos( θππ

ωη ⋅=

⋅−

⋅=−⋅= a

T

t

L

xHtkxa

Donde η es la elevación de la superficie del agua con respecto al nivel del mar. Esta expresión representa una onda periódica, sinusoidal y progresiva viajando en la dirección x positiva. Para una ola que se mueve en la dirección x negativa, el signo menos que antecede a la expresión 2πt/T se debe reemplazar por un signo más.


10

4.4.3. Velocidad y Aceleración Local En el estudio de las fuerzas del oleaje, las aceleraciones y velocidades locales de los fluidos para varios valores de z y t pueden ser determinadas durante el paso de una ola. La componente horizontal u y vertical w de la aceleración local del fluido pueden ser obtenidas por las siguientes expresiones:

[ ])cos(

)/2cosh(

/)(2cosh

2θ

π

π⋅

+⋅⋅=

Ld

Ldz

L

gTHu

[ ]

)sin()/2cosh(

/)(2sinh

2θ

π

π⋅

+⋅⋅=

Ld

Ldz

L

gTHw

Por otra parte, la aceleración local del fluido puede ser obtenida a través de las siguientes ecuaciones:

[ ]t

u

Ld

Ldz

L

Hgx

∂

∂=⋅

+⋅

⋅= )sin(

)/2cosh(

/)(2coshθ

π

ππα

[ ]

t

w

Ld

Ldz

L

Hgz

∂

∂=⋅

+⋅

⋅−= )cos(

)/2cosh(

/)(2sinhθ

π

ππα

Figura 4.4.4. Descripción del movimiento de las partículas en el olaje.


11

Figura 4.4.5. Listado de fórmulas de la TLO.


12

4.4.4. Fuerza del Oleaje en Elementos Cilíndricos. Frecuentemente se utilizan pilotes para soportar estructuras costeras y de costas afuera por lo que la interacción entre los pilotes y el oleaje cobra gran importancia. El problema básico es cómo predecir las fuerzas en los pilotes debido al flujo de agua. Debido a que los flujos inducidos por el oleaje con complejos incluso en la ausencia de estructuras, la solución del complejo problema de las fuerzas de la ola sobre los pilotes depende de coeficientes empíricos para apoyar la formulación teórica del problema. Las variables importantes en la determinación de las fuerzas sobre pilotes circulares sujetos a la acción del oleaje se muestran en la figura que se presenta a continuación:

Figura 4.4.6. Descripción del movimiento de las fuerzas debido a la acción del olaje. Las variables que describen las olas no rompientes y monocromáticas son la altura de la ola H, la profundidad del agua d, el periodo de la ola T y el largo de la ola L. las velocidades y aceleraciones de las partículas en los flujos inducidos por el oleaje son causas directas de las fuerzas.

Dada una orientación de un pilote en el flujo, la fuerza total de la ola actuando sobre el pilote puede ser expresada como una función de los parámetros adimensionales anteriormente descritos. La variación de la fuerza a lo largo del pilote depende del mecanismo a través del cual las velocidades y aceleraciones de las partículas generan las fuerzas. Dos coeficientes adimensionales, un Coeficiente de Inercia (o de masa) CM y un Coeficiente de Arrastre CD, son usados para establecer la relación de la fuerza del oleaje con el pilote. Estos coeficientes son determinados a través de mediciones experimentales de la fuerza, velocidad y aceleración o mediante la medición de la fuerza y los perfiles de la superficie del agua, con aceleraciones y velocidades inferidas de una teoría de oleaje apropiada.


13

Morison (1950) sugiere que la fuerza horizontal por unidad de longitud de un pilote cilíndrico vertical sujeto a la acción del oleaje es similar al mecanismo por el cual las fuerzas de los fluidos sobre un cuerpo se producen en un flujo unidireccional, y esta fuerza se puede describir a través de la siguiente formulación:

uuDCdt

duDCfff DmDi ⋅⋅⋅+⋅⋅=+= ρ

πρ

2

1

4

2

Donde: fi: Fuerza de inercia por unidad de longitud del pilote. fD: Fuerza de arrastre por unidad de longitud del pilote. ρ: Densidad másica del agua. D: Diámetro del pilote u: Velocidad horizontal de la partícula en el eje del pilote. CD: Coeficiente de la fuerza hidrodinámica de arrastre. CM: Coeficiente de de la fuerza hidrodinámica de inercia.

:dt

du Aceleración horizontal de la partícula en el eje del pilote.

Tabla 4.4.7. Valores típicos para el coeficiente de inercia tomados del “Technical

Standards and Commentaries for Port and Harbour Facilities in Japan”.


14

Tabla 4.4.8. Valores típicos para el coeficiente de arrastre tomados del “Technical

Standards and Commentaries for Port and Harbour Facilities in Japan”.

La fuerza de inercia fi se obtiene del análisis de la fuerza sobre un cuerpo en un flujo acelerado de un fluido idean no viscoso. La fuerza de arrastre fD es la fuerza ejercida sobre un cilindro en un flujo constante de un fluido real viscoso. La fuerza de arrastre es proporcional a u

2 y actúa en la dirección de la velocidad u. Para conservar el correcto signo de la dirección, u2 es escrito como u·|u|. Expandiendo las expresiones anteriormente descritas cuando x=0, obtenemos lo siguiente:

⋅=

T

tH πη

2cos

2

[ ]

⋅⋅

+⋅⋅=

T

t

Ld

Ldz

L

gTHu

π

π

π 2cos

)/2cosh(

/)(2cosh

2

[ ]

⋅−⋅

+⋅=

∂

∂=

T

t

Ld

Ldz

L

Hg

t

u

dt

du π

π

ππ 2sin

)/2cosh(

/)(2cosh


15

[ ]

⋅−⋅

+⋅⋅⋅=

T

t

Ld

Ldz

LH

DgCf Mi

π

π

ππρρ

2sin

)/2cosh(

/)(2cosh

4

2

[ ]

⋅⋅

⋅⋅

+⋅⋅⋅=

T

t

T

t

Ld

Ldz

L

gTHDgCf DD

ππ

π

πρ

2cos

2cos

)/2cosh(

/)(2cosh

42

12

2

22

4.5. Oleaje Irregular.

Las observaciones visuales y mediciones de oleaje en la entrada de una bahía generalmente indican que la superficie del mar está compuesta por olas de diferentes alturas y periodos que se desplazan en diferentes direcciones. El término Oleaje Irregular es usado para caracterizar los estados naturales del mar en el cual las características del oleaje se espera que sean variables estadísticamente en contraste a las olas monocromáticas, donde las propiedades son consideradas como constantes. Las olas monocromáticas son generadas en laboratorios, pero difícilmente se encuentran en la naturaleza. La superficie del mar está influida por la combinación de muchos componentes del oleaje. Estos componentes individuales son generados por el viento en diferentes regiones del océano y son propagados hasta el punto de observación. Se pueden identificar olas individuales, las que tienen una significativa variabilidad de sus alturas y periodos ola a ola. En consecuencia, la definición de la altura, periodo y duración de la ola debe hacerse de forma estadística y simplemente indican las características generales de la condición de oleaje.

Figura 4.5.1. Descripción del oleaje irregular y sus parámetros.


16

Figura 4.5.2. Registro típico del oleaje irregular.

Figura 4.5.3. Parámetros del oleaje irregular.

Figura 4.5.4. Valores de las alturas máximas y mínimas del oleaje irregular.


17

4.5.1. Análisis Estadístico.

4.5.1.1. Escalas Temporales. Al conocer las características individuales del oleaje en un punto determinado y como estas evolucionan, se pueden construir modelos y sistemas de predicción del oleaje. Las características estadísticas de la superficie del mar varían con escalas temporales y espaciales de horas y kilómetros. Para efectos de ingeniería, se definen tres escalas que se abordan a través de:

• Análisis a corto plazo. • Análisis a medio plazo. • Análisis a largo plazo o análisis extremo.

a) Análisis a Corto Plazo.

Un registro de oleaje consiste en una sucesión de posiciones de la superficie libre tomadas en un mismo punto. Esto es una cantidad enorme de información, la cual debe ser procesada para poder trabajar con ella. Para efectos prácticos se define el concepto de estado de mar (de a lo sumo 3 horas). Se mide durante 10 a 20 minutos, a objeto de ahorrar memoria y prolongar la permanencia del instrumento en el agua. El objetivo es la obtención de un conjunto de parámetros característicos del estado del oleaje en un momento dado.

b) Análisis a Medio Plazo. Se analizan regímenes medios cuyo objetivo es estudiar la evolución del conjunto de parámetros en el tiempo. Caracteriza el comportamiento del parámetro en un año medio y se utiliza para verificar la operatividad de la estructura. Este análisis es importante para evaluar las condiciones funcionales de los elementos naturales o que conforman la costa o de las infraestructuras creadas por el hombre. En este caso se necesita haber medido alturas significativas durante 5 años o más como mínimo, lo que permite establecer variaciones horarias, diarias, mensuales, estacionales, anuales y cíclicas a largo plazo.

c) Análisis a Largo Plazo (Clima Extremo). El análisis a largo plazo busca determinar los valores esperables de los parámetros en los próximos 50 o 100 años, para evaluar condiciones extremas en los elementos costeros así como para el estudio de la estabilidad de las infraestructuras. La extrapolación de las tendencias a partir de los modelos estadísticos permite obtener cuál es la incertidumbre de la predicción y acortarla mediante bandas de confianza. Evidentemente, las bandas de confianza se estrechan si el año objetivo está cercano.


18

Figura 4.5.5. Funciones de distribución de probabilidad para los análisis a corto y largo

plazo del oleaje irregular.

4.5.1.2. Análisis a Corto Plazo. El análisis a corto plazo se centra en el análisis de las características del oleaje dentro de un estado de mar, el cual se define como el intervalo de tiempo durante el cual es posible asumir que las propiedades estadísticas del oleaje son estacionarias. Además, las propiedades estadísticas de un estado de mar se obtienen a partir de una muestra representativa del mismo. El análisis estadístico define distintas propiedades a partir del registro de posición de la superficie libre. Éstas son tratadas como variables aleatorias, para las cuales se definen distribuciones teóricas de probabilidad, las cuales a su vez podrán ser definidas en función de un número reducido de parámetros estadísticos muestrales. El oleaje puede considerarse formado por dos tipos de variaciones:

• Variaciones de periodo corto: La variación es muy rápida, del orden de segundos, durante la cual el proceso se considera estacionario.

• Variaciones de periodo largo: La variación es lenta, del orden de horas, y en ella

evoluciona el estado de mar. No hay variación de estado. En la práctica y con el objeto de obtener muestras estadísticamente representativas, cuando se registran variaciones de la superficie libre, se debe fijar un periodo de medición que sea, por un lado, lo suficientemente corto para poder admitir la hipótesis de estacionaridad y, por otro, lo suficientemente largo para que al analizar la muestra se tenga un número representativo de olas para su tratamiento. Dicho periodo se suele fijar en el intervalo de 10 a 20 minutos por cada hora o más. Los parámetros estadísticos


19

obtenidos de la muestra se extienden a toda la hora del intervalo, con lo que se admite que la duración del estado de mar es de esa hora o más. Para la determinación de las alturas y periodos se pueden utilizar los siguientes métodos:

• Método de las crestas: Se define una ola individual como el conjunto de los registros comprendidos entre dos crestas consecutivas.

Figura 4.5.6. Descripción del método de las crestas para la determinación de la altura de

las olas.

• Método de los cruces ascendentes por cero: Se define a una ola individual como el conjunto de los registros comprendidos entre dos pasos consecutivos ascendentes por el nivel medio.

Figura 4.5.7. Descripción del método de los cruces ascendentes por cero para la

determinación de la altura de las olas.

Para el análisis de corto plazo, es necesario definir los siguientes parámetros estadísticos:

Altura Máxima: )max(max iHH =


20

Altura Media: ∑=

=n

i

im Hn

H1

1

Altura 1/10: ∑=

=10/

1

10/1

10 n

i

iHn

H

Altura Media Cuadrática: ∑=

=n

i

irms Hn

H1

21

Altura Significativa: ∑=

==3/

1

3/1

3 n

i

is Hn

HH

Periodo Máximo: )max(max iTT =

Periodo Medio: ∑=

=n

i

im Tn

T1

1

Periodo Significativo: ∑=

==3/

1

3/1

3 n

i

is Tn

TT

En ciertas condiciones, las variables asociadas al oleaje siguen una probabilidad conocida, la cual queda definida en función de algunos de los parámetros estadísticos definidos. Puede demostrarse que la desnivelación instantánea, η(t) presenta una distribución normal, que puede adoptar valores negativos. Para el oleaje tipo swell, las alturas de ola en un estado de mar siguen una distribución de Rayleigh que no puede adoptar valores negativos. La distribución de Rayleigh presenta las siguientes limitaciones:

• No tiene en cuenta la limitación por fondo, por lo tanto, no es aplicable en zonas donde hay olas que rompen.

• No representa correctamente la distribución de alturas de ola cuando el oleaje es altamente no lineal (cerca de la zona de rompientes) ni cuando el oleaje es local.

• Sobrepredice el valor de la altura máxima del estado de mar. • Existen otras formulaciones que corrigen la distribución de Rayleigh para tener en

cuenta la limitación por fondo (Glukhovskiy 1966). La función densidad de probabilidad de Rayleigh está dada por:

−

⋅=2

4

2)(

x

exxf

ππ

Mientras la función de distribución de probabilidad está dada por:

=)(xF Prob

−

−=<2

41x

exX

π


21

4.5.1.3. Análisis a Medio Plazo. El análisis a medio plazo busca caracterizar el comportamiento del parámetro en un año medio. Se utiliza para verificar la operatividad de la estructura. Parten de una serie temporal de estados de mar. Un primer paso es verificar la calidad de los datos, es decir, la posible existencia de datos anómalos, datos faltantes y la posibilidad de generar los datos faltantes. En segundo lugar se trabajan los datos construyendo histogramas o tablas de incidencia escalares y direccionales, rosas de oleaje, histogramas de altura de ola anuales y estacionales. Se pueden ajustar funciones de distribución (en general a la altura de ola). La estadística sobre la cual se basa el análisis del clima medio, corresponde a series de tiempo de parámetros de resumen correspondientes a todos los estados de mar (de 1 a 3 horas) registrados en un lugar específico. A partir de las series de tiempo de parámetros de resúmenes pueden construir gráficos de series de tiempo (por ejemplo, grafico de altura significativa v/s periodo). El análisis a medio plazo permite evaluar el porcentaje de operatividad de las infraestructuras portuarias, como asimismo la orientación y ubicación de los sitios apropiados para la instalación de las mismas. Estas variables influyen directamente en tres de las operaciones más importantes de los puertos:

• Atraque de las embarcaciones. • Operaciones de carga y descarga. • Permanencia de los buques en los muelles.

Las condiciones límites que se establezcan para los aspectos anteriormente mencionados, dependen de otros factores además del propio barco:

• Remolcadores disponibles. • Sistemas de defensa de los muelles. • Características de los equipos de carga y descarga. • Diseño de las estructuras. • Disponibilidad de medios de remolque para el zarpe en condiciones extremas.

Las distribuciones de probabilidad que pueden usarse en este tipo de análisis son:

Exponencial: ( )

−−

−=<== A

Bx

x exXPxFF 1)(

Weibull: ( )k

A

Bx

x exXPxFF

−−

−=<== 1)(

Gumbel: ( )

−−

−=<==A

Bx

e

x exXPxFF )(


22

Frechet: ( )k

A

x

x exXPxFF

−

=<== )(

Log-normal: ( )

−Φ=<==

A

BxxXPxFF x

)ln()(

Donde:

X: Altura característica de la ola, la cual puede ser la altura significativa Hs ó la altura un décimo H1/10 ó la altura máxima Hmax, dependiendo de los datos extremos que se tengan.

x: Altura en estudio. F: Probabilidad de no excedencia de x (frecuencia acumulada). A, B, k: Parámetros a determinar. Φ: Función estándar de la distribución normal.

4.5.1.4. Análisis a Largo Plazo. El éxito en el diseño de una obra, cualquiera sea ésta, radica en la adecuada modelación de los agentes externos a los que estará sometida. El objetivo es erradicar en lo posible las incertidumbres inherentes a la modelación de los fenómenos naturales; cuanto mayor grado de incertidumbre se tenga en los datos que servirán para el diseño, menor será el riesgo de obtener obras sobrestimadas, que absorben más recursos de los necesarios, u obras subestimadas, que pueden fallar en cualquier momento. La descripción estadística del oleaje extremo trata de reproducir el clima o comportamiento del fenómenos en las condiciones de mayor intensidad o dominante. El régimen extremal corresponde a la función de distribución de los valores extremos de una determinada variable que expresa la probabilidad de que cierto valor no sea superado, o minorado, en un periodo de tiempo prefijado. El estudio de un fenómeno en sus condiciones extremas requiere de métodos específicamente diseñados para este fin, puesto que la estadística ordinaria se centra en los valores medios y la dispersión respecto de estos últimos. Los métodos utilizados en el análisis extremal de oleaje se clasifican en el método de la distribución inicial o muestra total y el método de los valores extremos. En general, y sólo cuando la estadística es lo suficientemente largo, se prefieren métodos de valores peaks. Entre estos figura el método de valores sobre un umbral (POT, peak over threshold) o el método de los máximos anuales.


23

Un parámetro de mucha importancia en este tipo de análisis es el Periodo de Retorno. La importancia del periodo de retorno en la ingeniería, radica en que muchos criterios de diseño están basados en este concepto, es decir, se debe diseñar una obra para resistir una media de N años (normalmente 25, 50, 100 0 500 años). Para definir el periodo de retorno se deben definir los siguientes parámetros: X: Altura significativa de ola, la cual es una variable aleatoria. x: Altura de ola a analizar. F(x): Función de distribución (de no excedencia) acumulada de X, F(x)=Prob(X≤x). t: Número de años de observación de X. n: Número de observaciones en un periodo de t años. λ: Densidad de la muestra, λ=n/t.

Figura 4.5.8. Función de distribución acumulada de X.

La figura anterior muestra la distribución acumulada de la función de X. La probabilidad de no excedencia de x es F(x), o la probabilidad de excedencia de x es (1-F(x)). Si el total de observaciones es n, el número de observaciones donde X>x es:

k=n·(1-F(x))=t ·λ·(1-F(x))

El periodo de retorno T de x es definido como:

))(1(

1

xFT

−⋅=

λ

Basándose en el hecho de que el valor de x será excedido una vez cada T años, la probabilidad de excedencia de x en un año es 1/T. Por lo tanto, la probabilidad de no excedencia de x en L años es:

L

TxXob

−=≤

11)(Pr


24

4.5.2. Análisis Espectral. En el periodo de 1950 a 1960, Rice (1944-1945) trabajó en el proceso de señales la que fue extendida a las olas del océano (Kinsman 1965; Phillips 1977). En principio, el tiempo-historia de la elevación de la superficie fue reconocida similarmente a un ruido de un registro. Asumiendo que se trata de una muestra discreta de un proceso continuo, los principios del análisis de Fourier pueden ser usados para describir este registro. El poder de la representación de Fourier es tal que dada una serie de tiempo de mediciones instantáneas de una superficie tridimensional, se puede obtener una completa representación matemática de la superficie y de su historia. Desafortunadamente, esto es demasiada información. Para comprender la variación temporal del campo, es necesario tener una representación cada 2 segundos por al menos una hora. El resultado es cercano a 1,8 billones de puntos de muestra a los cuales se les debe aplicar la transformación de Fourier. Aunque esto es computacionalmente factible, dicha medición no se puede realizar mediante una rutina base y no está claro cómo la información puede ser condensada para ser utilizada de forma práctica en la ingeniería. Sin embargo, la utilidad del enfoque del análisis espectral es que usa un enfoque de dimensiones reducidas, lo que genera un método útil y poderoso. Si consideramos un registro en un punto determinado, la elevación de la superficie tendría, aproximada mente, la siguiente forma:

Figura 4.5.9. Serie de tiempo de la elevación de la superficie de un oleaje regular y su

espectro.


25

Figura 4.5.10. Serie de tiempo de la elevación de la superficie de un oleaje irregular y su

espectro. El procedimiento del análisis espectral es ver el registro como la variación de la superficie desde la media y reconocer esta variación que consiste en varias periodicidades. En contraste al procedimiento ola a ola, donde se busca definir las olas individuales, el análisis espectral busca describir la distribución de la varianza con respecto a la frecuencia de la señal. Por convención, la distribución de la varianza con la frecuencia se escribe como E(f) ó S(f) con el supuesto de que la función es continua en el dominio de la frecuencia. La razón de este supuesto es que todas las observaciones son tomadas discretamente en el tiempo, y por lo tanto, el análisis debe producir estimaciones de frecuencias discretas que luego son estadísticamente suavizadas para estimar un continuo. Aunque E(f) es en realidad una medida de la varianza, es a menudo llamado el unidimensional o espectro de energía de la frecuencia, ya que (asumiendo la teoría lineal del oleaje) la energía del campo del oleaje puede ser estimado multiplicando E(f) por ρg. La principal desventaja del análisis espectral, es que la información de las olas individuales se pierde. Si se analiza un registro específico es posible retener la información acerca de las fases del registro (derivada del análisis), el cual permite la reconstrucción de las olas. Sin embargo, este procedimiento no es rutinario.


26

La superficie no debe ser considerada como olas individuales sino como una superficie tridimensional, la cual representa un desplazamiento periódico de la media y de la varianza en el tiempo y en el espacio. La representación más simple es considerar E(f,θ), la cual representa como la varianza es distribuida en la frecuencia f y en la dirección θ.

Figura 4.5.11. Esquema de un espectro bidimesional de oleaje.

E(f,θ) es llamado espectro bidimensional o espectro direccional de energía ya que puede multiplicarse por ρg y obtener la energía de la ola. La ventaja de esta representación es que entrega información acerca de la dirección en la cual la energía de la ola se está moviendo.

Figura 4.5.12. Espectro direccional y su espectro de frecuencia y dirección.


27

Para las bajas frecuencias, los valores de E(f) informan sobre los cambios lentos del proceso (periodos largos), mientras que las altas frecuencias corresponden a periodos cortos y los valores de E(f) indicarán los cambios rápidos de η(t).

4.5.2.1. Descripción del Análisis Espectral del Oleaje. A diferencia del análisis ola a ola, el método del análisis espectral determina la distribución de la energía del oleaje y el promedio estadístico para cada frecuencia de ola mediante la conversión de las series de tiempo del registro de oleaje en un espectro de oleaje. Esto es, esencialmente, una transformación del dominio del tiempo al dominio de la frecuencia y se ejecuta, convenientemente, utilizando una herramienta matemática conocida como la técnica de la Transformada Rápida de Fourier (Cooley and Turkey 1965). La densidad espectral de energía del oleaje E(f) ó simplemente el espectro de oleaje, puede ser obtenido directamente desde una serie de tiempo continua de la superficie η(t) con la ayuda del análisis de Fourier. Usando el análisis de Fourier, el perfil del oleaje en el tiempo puede escribirse como una suma infinita de sinusoides de amplitud An, frecuencia ωn, y fase relativa εn:

( )( ) ( )∑∑∞

=

∞

=

⋅⋅⋅+⋅⋅⋅=−⋅⋅=0

)sin()cos(cos)(n

nn

on

nnn tnbtnatAt ωωεωη

Los coeficientes an y bn pueden ser determinados explícitamente por las propiedades de ortogonalidad de la función circular. Por inducción, una estimación del espectro continuo de energía de η(t) puede ser obtenido por:

⋅∆⋅⋅= ∑

=

∆⋅⋅⋅N

on

tnfn

r

etnT

fE)(2

)(1

)(πη

Donde Tr es el largo del registro y ∆t es el intervalo de la toma de datos. Si se considera un perfil de oleaje de una amplitud y frecuencia simple dada por una función sinusoidal, tenemos lo siguiente:

)sin()( tat ωη ⋅=

Por lo tanto, la varianza de una ola de periodo 2π puede ser escrita como:

∫∫∞

∞−

∞

=⋅== dffEdffEa

)()(22

2

0

22σ


28

Con esto, podemos obtener el momento de orden j:

∫∞

=0

)( dffEfmi

i

4.5.2.2. Momento de Orden Cero. La varianza de un señal aleatoria de media cero puede considerarse constituida por las contribuciones de todas las frecuencias posibles. Para una señal aleatoria se obtiene lo siguiente:

∫∑∞∞

=

===0

0

1

22

)(2

mdffEa

n

n

ησ

Donde m0 es el momento de orden cero del espectro. Físicamente, m0 representa el área bajo la curva de E(f). El área bajo la densidad espectral representa la varianza de una señal aleatoria si se utiliza un espectro de uno o dos lados.

Figura 4.5.13. Definición de un espectro de uno y dos lados.

Por lo tanto, se puede definir la altura significativa espectral de la siguiente forma:

00 48,3 mmH s ⋅≈⋅=


29

Figura 4.5.14. Densidad de energía y su relación con la frecuencia.

4.5.2.3. Modelos Espectrales Paramétricos. En general, el espectro de la superficie del mar no permite una forma matemática específica. Sin embargo, bajo ciertas condiciones de viento el espectro posee una forma específica. Una serie de expresiones empíricas se han encontrado que pueden ser aptas como espectro de la elevación de la superficie del mar. Éstos son llamados Modelos Espectrales Paramétricos, y son una útil herramienta para la ingeniería. Un modelo comúnmente usado en el hindcasting y forecasting es el espectro de parámetro simple de Pierson_Moskowitz PM (Pierson and Moskowitz 1964). Una extensión del espectro PM es el espectro JONSWAP (Hasselman et al. 1973, 1976). Este espectro posee 5 parámetros, aunque 3 de estos generalmente se mantienen constantes.


30

Figura 4.5.15. Comparación del espectro de PM y JONSWAP.

Otras formas espectrales de dos parámetros comúnmente usadas, son esencialmente derivadas de los espectros PM y JONSWAP. Un espectro de oleaje de 6 parámetros fue desarrollado por Ochi y Hubble (1976). La utilidad de este espectro es que tiene la capacidad de describir varios peaks en el espectro de energía en un oleaje sea mezclado con oleaje swell.

Figura 4.5.16. Esquema del espectro de Ochi y Hubble.


31

4.6. Corrientes.

4.6.1. Corrientes Oceánicas. Las corrientes oceánicas son el fenómeno que envuelve la circulación del agua de mar alrededor del océano. Éstas son el resultado de la combinación de las siguientes corrientes:

• Corrientes de densidad, las cuales se basan en las diferencias locales de la densidad del agua.

• Corrientes originadas e impulsadas por el viendo. • Gradientes de corrientes acompañadas por desnivelaciones en la presión

atmosférica. • Corrientes compensatorias (corrientes emergentes y/o corrientes sumergidas).

Las corrientes oceánicas mantienen casi constante la dirección y fuerza durante prolongados periodos de tiempo.

4.6.2. Corrientes Mareales. La naturaleza y la resistencia de las corrientes mareales varían con las condiciones geográficas del área del mar en cuestión y los movimientos de los cuerpos celestes. Con el fin de analizar los componentes armónicos de las corrientes mareales, es necesario llevar a cabo una observación continua por al menos 25 horas o deseablemente por 15 días. En particular, si la topografía del lugar cambiará considerablemente (si se ejecutará una extensa área de explanada ganada al mar, por ejemplo), es deseable examinar los cambios resultantes en las corrientes mareales en la fase de diseño. Las corrientes mareales son el flujo de agua de mar en la dirección horizontal que acompaña la variación del nivel de la marea.

4.6.3. Corrientes Impulsadas por el Viento. Cuando el viento sopla sobre la superficie del mar, la fricción en el borde entre el aire y la superficie del mar produce un esfuerzo de corte que provoca un flujo inducido en la superficie del mar. A medida que este flujo se desarrolla, el torbellino viscoso de la superficie del mar genera que las capas inferiores comiencen a empujar a las capas superiores. Si la velocidad y dirección del viento permanecen constantes por un prolongado periodo de tiempo, eventualmente se alcanza un estado constante de las corrientes.

4.6.4. Corrientes Cercanas a la Costa. En la zona de rompiente, existen corrientes especiales llamadas corrientes cercanas a la costa inducidas por el oleaje. Ya que las corrientes son inducidas en la zona de


32

rompiente, éstas transportan el sedimento en suspensión y provocan cambios topográficos en las playas. En general, los parámetros utilizados en el diseño de las estructuras marítimas y portuarias son la velocidad y dirección de la corriente. Para estimar la fuerza de la corriente se debe calcular una fuerza de arrastre y una fuerza de levante, dependiendo del tipo de estructura en cuestión y su estructuración. Las fuerzas debido a la corriente actúan sobre elementos de suportación de las estructuras proporcionalmente al cuadrado de la velocidad del flujo.

4.6.5. Fuerzas Debido a las Corrientes sobre Estructuras y Elementos Sumergidos.

4.6.5.1. Fuerza de Arrastre. La fuerza de arrastre se calcula mediante la siguiente fórmula:

2

02

1UACF DD ⋅⋅⋅⋅= ρ

Donde: FD: Fuerza de arrastre actuante sobre el elemento en la dirección de la corriente (kN) Cd: Coeficiente de arrastre. ρ0: Densidad del agua (t/m3). A: Área proyectada del objeto en la dirección de la corriente (m2). U: Velocidad del flujo (m/s).

4.6.5.2. Fuerza de Levante. La fuerza de levante se calcula mediante la siguiente fórmula:

2

02

1UACF LLL ⋅⋅⋅⋅= ρ

Donde: FL: Fuerza de levante actuante sobre el elemento en dirección perpendicular a la

corriente (kN). CL: Coeficiente de levante. AL: Área proyectada del objeto en la dirección perpendicular a la corriente (m2).

4.6.5.3. Coeficiente de Arrastre. El arrastre al que se somete un elemento sumergido debido a las corrientes se expresa como la suma de la superficie resistente a la fricción y la resistencia de forma debido a la diferencia de presión alrededor del elemento. El coeficiente de arrastre varía de acuerdo a la forma del elemento, a la rugosidad, a la dirección de la corriente y al número de Reynolds.


33

Cuando el número de Reynolds es mayor a 1.000, se pueden utilizar los valores de la tabla anterior como valores estándar para el coeficiente de arrastre. Cabe destacar que para los elementos cilíndricos o esféricos con una superficie suave, existe un fenómeno por el cual el valor del coeficiente de arrastre cae abruptamente cuando el número de Reynolds se encuentra alrededor de 100.000. Sin embargo, para elementos cilíndricos con una superficie rugosa, al caída del coeficiente de arrastre no es muy alta y se mantiene en un valor constante que depende de la rugosidad relativa.

4.6.5.4. Coeficiente de Levante. Como el coeficiente de arrastre, el coeficiente de levante también varía con la forma del objeto, la dirección de la corriente y el número de Reynolds. Para elementos cilíndricos y de superficie suave, se recomienda tomar el valor de 1,0 para este coeficiente.

4.6.5.5. Fuerza de la Corriente sobre Rompeolas. Como la fuerza de la corriente actúa sobre estos elementos sumergidos, Iwasaki midió las presiones generadas en estos elementos obteniendo valores de 0,94 para el coeficiente de arrastre y de 0,48 para el coeficiente de levante. Tanimoto realizó mediciones similares, obteniendo valores de1,0 a 1,5 para el coeficiente de arrastre y 0,5 a 0,8 para el coeficiente de levante. Para la acción de estas fuerzas, se han realizado modelaciones experimentales con las que se llegó a la siguiente expresión para el cálculo de la masa de los elementos de protección de las escolleras sometidas a fuerzas de la corriente:

( ) 3363

6

))sin()(cos(148 θθ

πρ

−⋅−⋅⋅=

r

r

Syg

UM

Donde: M: Masa mínima de los elementos de protección (t). ρr: Densidad de los elementos de protección (t/m3). U: Velocidad de la corriente (m/s). g: Aceleración de la Gravedad (m/s

2). y: Constante de Isbach (1,2 para elementos embebidos y 0,86 para elementos

expuestos). Sr: Gravedad específica de los elementos de protección relativas al agua. θ: Ángulo de la pendiente de la dirección axial del fondo del sitio (°).


34

4.7. Mareas.

4.7.1. Mareas Astronómicas. Las mareas astronómicas son observables como el periódico ascenso y descenso de la superficie de los importantes cuerpos de agua de a tierra. Las mareas se producen en respuesta a la atracción gravitacional de la luna, del sol y de otros cuerpos celestes (en menor medida). Debido a su relativa cercanía a la tierra, la luna produce fuertes efectos sobre las mareas. La altura de la marea, o la distancia vertical entre la máxima y la mínima elevación consecutiva de la superficie, es una función de la posición relativa de la luna y del sol con respecto a la tierra y varía según la posición de éstos. Generalmente, el ciclo de marea dominante se produce con el paso de la luna sobre el meridiano fijo. Esto ocurre en promedio a los 50 minutos del día siguiente. Este paso de la luna produce aproximadamente dos mareas por cada día solar (mareas llamadas Semidiurnas), con un máximo en la elevación de la superficie cada 12 horas y 25 minutos. Sin embargo, diferencias en la relación de la luna y el sol en conjunción con las condiciones locales puede dar como resultado que las mareas tengan sólo un ciclo por día. Este régimen es denominado Marea Diurna. Por otra parte, las Mareas Mixtas poseen características de las mareas Diurnas y Semidiurnas. Las mareas en la costa chilena se caracterizan por presentar un régimen semidiurno mixto, es decir, ocurren dos pleamares y dos bajamares, sin embargo, las pleamares sucesivas no tienen la misma altura.

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4

1 3 5 7 9 11 13 15 17 19 21 23 25 27 29 31

Enero 1999

altu

ra (

m)

Valparaiso

Figura 4.7.1. Registro de mareas en la Bahía de Valparaíso.


35

4.7.1.1. Fuerzas que Producen las Mareas. La Ley de Gravitación Universal fue publicada por Newton en 1686. La ley de gravitación de Newton establece que toda partícula de materia en el universo atrae a otra partícula de materia con una fuerza directamente proporcional al producto de las masas de las partículas e inversamente proporcional al cuadrado de la distancia entre las partículas. Cuantitativamente, la ley de gravitación entre dos cuerpos con masas m1 y m2 respectivamente y separadas a una distancia r, puede escribirse de la siguiente forma:

2

21

r

mmfFg

⋅⋅=

Donde Fg es la fuerza gravitacional encada partícula y f es la constante universal con un valor de 6,67·10

-8 cm3/(gm·seg

2). La fuerza gravitacional de la tierra sobre una partícula de

masa m1, se puede determinar mediante la ecuación anterior. Si Fg=m1·g en la superficie de la tierra y m2 es igual a la masa de la tierra, E, por sustitución, la constante universal puede ser escrita en términos del radio de la tierra y de la aceleración de gravedad, g:

E

agf

2

⋅=

Si M y S son las masas de la luna y el sol respectivamente, rm y rs son las distancias desde el centro de la tierra O hasta el centro de la luna y el sol. Sean rmx y rsx son las distancias de un punto X(x,y,z) localizado en la superficie de la tierra al centro de la luna y del sol respectivamente. El potencial de atracción por unidad de masa para la luna y el sol puede ser escrito de la siguiente forma:

sx

S

mx

Mr

fSV

r

fMV == ,

Figura 4.7.2. Esquema las fuerzas actuantes.


36

Como se muestra en la figura anterior, la fuerza de atracción en el centro de la tierra (fuerza centrípeta) bo es balanceada con la fuerza centrífuga - bo (de la misma magnitud, pero en sentido contrario). Ya que cualquier punto de la tierra experimenta la misma fuerza centrífuga que en el punto O, la fuerza resultante en cualquier punto X será igual a bx-bo. Esta diferencia de fuerzas resultante es la que genera las mareas y que causa las deformaciones en los océanos con la finalidad de equilibrar la suma de las fuerzas externas. Por lo tanto, la diferencia entre el potencia de marea en el punto O y en el punto X, será la fuerza potencial responsable de las mareas.

4.7.1.2. Variaciones en el rango de Mareas.

a) Efectos de las Fases de la Luna: Las fuerzas de atracción de la tierra, la luna y el sol sobre el océano, manejan las posiciones de las altas mareas en la superficie de la tierra. Las mareas altas se producen por dos apilamientos (movimiento horizontal de agua): uno directamente hacia la luna y otro en dirección contraria. Por otra parte, las mareas bajas se producen en la región media entre ambos bulbos. Cuando la luna y el sol están en línea recta entre ellos, coinciden en el alineamiento de sus fuerzas gravitatorias sobre la tierra. Luego, se producen las mareas más altas y más bajas (mayores rangos de marea), los cuales ocurren cada 14 ó 15 días durante las fases de luna llena (oposición) y luna nueva (conjunción). Las mareas reciben del nombre de Sicigias. Cuando la atracción gravitatoria de la luna y el sol se encuentran en un ángulo de 90° entre ellas, se producen las menores variaciones diarias del rango de marea, es decir, la diferencia entre la pleamar y la bajamar sucesiva es muy pequeña. Estas mareas se conocen con el nombre de Mareas de Cuadratura y se producen durante las fases de cuarto creciente y cuarto menguante de la luna, con una periodicidad de 14 a 15 días.

Figura 4.7.3. Esquema de las posiciones de la luna y el sol con respecto a la tierra.


37

b) Efectos del la Posición de la Luna y el Sol.

Todos los astros que orbitan lo hacen en una curva elíptica, esto implica un cambio en las distancias y una variación en la velocidad de traslación. La luna, al orbitar alrededor de la tierra lo hace también sobre una elipse, por ello habrá momentos en que estará más cerca que en otros. Cuando la luna está en su punto más cercano a la tierra, está en perigeo y cuando se encuentra en el punto más lejano está en apogeo.

Figura 4.7.4. Esquema de las posiciones de la luna con respecto a la tierra.

Cada 4,5 años se combinan un sicigia de oposición y la posición de la luna en perigeo que sumando ambos efectos provocan mareas muy altas. A su vez, la tierra orbita alrededor del sol en un movimiento que se prolonga por 365 días, 5 horas, 48 minutos y 45,8 segundos. Por lo tanto, cuando la tierra se encuentra más cerca del sol se dice que está en el Perihelio. Por otra parte, cuando la tierra se encuentra más lejos del sol, se dice que se encuentra en el Afelio.

Figura 4.7.5. Esquema de las posiciones de la tierra con respecto al sol.

Por lo tanto, las mareas máximas serán aquellas que combinen sicigias equinocciales de perigeo.


38

c) Efectos de la Inclinación del Eje de la Tierra. El eje de rotación de ala tierra posee una inclinación de de unos 23,44° con respecto a la eclíptica (plano que contiene la órbita de la tierra y el sol). Además, el plano de la órbita de la luna está inclinado unos 5,145° con respecto a la eclíptica. Esto significa que el sol ocupa posiciones que van desde los 23,44° al norte del plano ecuatorial hasta los 23,44° al sur del mismo plano. La luna puede ocupar posiciones desde los 28,6° hasta los -28,6°. La consecuencia de esto es que los ejes mayores de los elipsoides que se han utilizado, raramente coinciden con el plano del ecuador terrestre.

Figura 4.7.5. Esquema de inclinación del eje de la tierra.

En la figura anterior, el punto A está en pleamar. Cuando se produzca la próxima pleamar, 12 horas, 25 minutos y 10 segundos más tarde, el mismo punto se encontrará en B. esta pleamar será menor que la precedente y que la posterior. Esta alternancia entre pleamares grandes y pequeñas hace pensar en la suma de dos periodicidades: una diurna y otra semidiurna. Se habla entonces de ondas de marea diurna y semidiurna, tanto lunar como solar. Esto se corresponde con un modelo matemático y no con la realidad física. Nótese que el punto “u” y las localizaciones situadas más al norte, sólo ven una pleamar por día. Cuando deberían estar en la pequeña pleamar., están aún en el mismo lado del a elipsoide. Una situación similar se produce en el hemisferio sur. Matemáticamente, la amplitud de la onda semidiurna es demasiado pequeña para que pueda crear máximos o mínimos adicionales. Las mareas son máximas cuando las pleamares son iguales. Esto sólo ocurre cuando el eje mayor de los elipsoides es paralelo al plano ecuatorial. Es decir, cuando el sol se encuentra en el plano ecuatorial. Esto ocurre durante los equinoccios. Las mareas de equinoccio son las mayores del año.

4.7.2. Mareas Meteorológicas. La marea meteorológica engloba los cambios de nivel en las áreas costeras como consecuencia de variaciones de presión y el viento.

La presión atmosférica por lo general varia entre 990 y 1040 hectopascales. Una variación de 1 hectopascal provoca una variación de 1 cm. del nivel del mar; así las variación de la marea barométrica es del orden de 50 cm.


39

El viento que sopla sobre una superficie de agua tiene una componente horizontal que arrastra el agua en la misma dirección. Esta corriente se ve detenida al llegar a la costa y se produce una sobreelevación del nivel del mar. Los parámetros a considerar en el análisis de las mareas meteorológicas incluyen la tormenta y su duración.

4.7.2.1. Set-Up del Viento. Cuando u fuerte viento se mantiene soplando por un tiempo prolongado, el agua de la superficie es arrastrada por el viento. Si el viento sopla en la zona de la costa, el agua se acumula en la zona litoral dando como resultado un aumento en el nivel del mar. Si el ángulo entre la dirección del viento y la línea perpendicular a la costa es α, el aumento del nivel del mar en la línea de la costa (en cm.) está dado por:

( )2

0 )cos(αη ⋅⋅= Uh

Fk

Donde: F: Largo del fetch (km.). U: Velocidad constante del viento (m/s). h: Profundidad media el agua (m). El término k es un coeficiente que varía dependiendo de las características de la bahía.

4.7.2.2. Aumento estático del Nivel del Mar Generado por Bajas en la Presión Atmosférica.

Si la presión atmosférica cae lentamente un ∆P (hPa), el nivel del agua en el área donde la presión atmosférica ha decaído relativamente a otras áreas donde la presión atmosférica no ha descendido, el aumento del nivel del mar ζ (cm.) está dado por la siguiente expresión:

P∆⋅= 99.0ζ Donde: ∆P: Diferencia de presión (hPa). ζ : Aumento del nivel del mar (cm.)


40

4.8. Air Gap Approach. Las actividades de los países costeros dependen de muelles de atraque de los buques para la carga y descarga de mercancías. Tradicionalmente, estas estructuras fueron construidas en lugares protegidos o en lugares protegidos por rompeolas lo que significaba tener olas relativamente pequeñas. En los últimos años ha aumentado la demanda por el desarrollo de terminales industriales de un solo uso (especialmente por Gas Natural Licuado, GNL y Gas de petróleo Líquido, GPL), los cuales requieren de aguas profundas y atracaderos protegidos para los grandes buques, pero no necesariamente necesitan de abrigo para las cepas del muelle que sostienen las líneas de tuberías. Estos terminales se requieren a menudo en lugares alejados donde no existe protección contra el oleaje y donde no existen ni existirán rompeolas debido a su elevado costo de construcción. Por lo tanto, en muchos casos los muelles son construidos en lugares expuestos y sin rompeolas.

Figura 4.8.1. Muelle típico en base a pilotes para soportar líneas de tuberías de carga y

descarga.

Figura 4.8.2. Acción del oleaje en la parte inferior del tablero y sobre los pilotes.


41

Otros ejemplos de muelles expuestos son los pequeños muelles de las costas abiertas en las regiones tropicales que sirven a las pequeñas comunidades pesqueras, servicios de conectividad y accesos de emergencia a localidades remotas. Para la mayor parte de su vida de diseño, las condiciones ambientales pueden ser normales, sin embargo, ocasionalmente pueden ser golpeados por huracanes y ciclones, poniendo el muelle bajo importantes cargas hidráulicas.

4.8.1. Cargas del Oleaje. Es de especial preocupación en estos lugares el riesgo de aparición de importantes fuerzas de oleaje sobre la superestructura del muelle y poder conocer la posible magnitud de dichas fuerzas. Además de ser importante para el diseño de los elementos de la estructura, estas cargas deben ser consideradas al evaluar el potencial daño a los equipos situados sobre el muelle. También existen riesgos ambientales derivados de los posibles daños a los muelles, especialmente a los que transportan hidrocarburos u otros elementos peligrosos. Las recomendaciones existentes sobre estas cargas derivan principalmente de la industria offshore. En este ámbito, un enfoque denominado “air gap approach” es generalmente adoptado en este tipo de plataformas. Siguiendo este enfoque, la máxima elevación de la cresta de la ola que se predice para la condición de diseño y el nivel de la cubierta es situada con una cierta tolerancia o por encima del “air gap” para asegurar la que la ocurrencia de fuerzas de oleaje sobre la superestructura no afecte la cubierta. El “air gap approach” es a menudo adoptado en el diseño de muelles, sin embargo, el diseño de estructuras en este ambiente está restringido por otras restricciones que impiden la adopción de este método. Estas restricciones pueden ser el francobordo del buque atracado, la necesidad de carga/descarga y la amplitud de marea, y todos los cuales determinan el nivel de la cubierta para asegurar una operación eficiente. Además, puede haber consideraciones tales como los costos de los materiales, dimensiones de los elementos y la metodología de construcción. En estos casos puede haber un riesgo de las cargas del oleaje sobre la estructura. Los métodos disponibles para el diseñador acerca de la predicción de estas fuerzas son limitados, complejos de aplicar y las orientaciones para su uso práctico no están disponibles.

4.8.2. Predicción de las Fuerzas. Una forma empírica para la predicción de la fuerza del oleaje sobre la superestructura es la siguiente:

( )b

s

l

qs

H

c

a

F

F

−=

max

*

η


42

Donde: Fqs: Fuerza cuasi-estática de interés (Fvqs+, Fvqs-, Fhqs+, Fhqs-). F*: Fuerza básica de la ola, ya sea F*v ó F*h. cl: Distancia entre el nivel inferior de la cubierta y el nivel medio del mar. ηmax: Máxima elevación de la cresta de la ola (referida el nivel medio del mar). a, b: Coeficientes. A su vez:

∫ ∫ ⋅⋅≅⋅=w lb b

lwV pbbdApF 22

*

( )∫ ∫ ⋅−⋅=⋅=

w lb c

lwhydh

pcbdApF

max

2

2max

*

η

η para ηmax≤ cl + bh

( )∫ ∫

++

⋅⋅=⋅=

w

hl

lb

bc

c

hwhydh

ppbbdApF

2

21* para ηmax> cl + bh

Donde: ( )[ ] gcbp lh ρη ⋅+−= max1 [ ] gcp l ρη ⋅−= max2

p1, p2: Presiones en el nivel superior e inferior del elemento. bw: ancho del elemento (perpendicular al ataque de la ola) bh: Ancho del elemento. bl: Largo del elemento (en la dirección del ataque de la ola) cl: Distancia entre el nivel inferior de la cubierta y el nivel medio del mar. ηmax: Máxima elevación de la cresta de la ola (referida el nivel medio del mar).

Figura 4.8.3. Esquema de la acción de las fuerzas horizontales y verticales.


43

Para las fuerzas verticales se tienen los siguientes coeficientes:

Tabla 4.8.4. Coeficientes para la determinación de las fuerzas verticales.

Mientras que para las fuerzas horizontales se tienen los siguientes coeficientes:

Tabla 4.8.5. Coeficientes para la determinación de las fuerzas horizontales.

Por otra parte, el análisis de las fuerzas Fqs se debe a lo siguiente:

• Fuerza vertical ascendente, Fvqs+: Causada por el golpe en la parte inferior de la losa o de la viga.

• Fuerza vertical descendente, Fvqs-: Causada por la inundación de la losa o de la viga, la cual puede permanecer luego de que a ola pasa pro debajo de la estructura.

• Fuerza horizontal hacia tierra, Fhqs+: Causada por el golpe de la ola en la parte frontal de la viga.

• Fuerza horizontal hacia tierra, Fhqs-: Causada por el golpe de la ola en la parte posterior de la viga, generalmente se produce cuando la ola queda atrapada en la subestructura de la losa.


44

4.9. Propagación del Oleaje. El oleaje al acercarse a la costa pasando de aguas profundas a aguas someras, experimenta algunos fenómenos que van variando sus características. Estos fenómenos son:

• Asomeramiento (Shoaling) • Refracción. • Difracción. • Rotura. • Reflexión.

La deformación de las ondas se traduce en cambios en su dirección, altura y periodo y magnitudes derivadas. Las deformaciones son altamente dependientes del periodo (T) y dirección en aguas profundas. Los principales procesos de transformación del oleaje son:

• En Aguas Profundas: La generación del oleaje resulta por la tensión tangencial del viento sobre la

superficie libre del mar. Conforme el oleaje se desarrolla, su altura y periodo aumentan en forma proporcional a la velocidad del viento y su duración. El oleaje característico de las zonas de generación se conoce como “Sea”. La variación en la amplitud y distribución espectral y frecuencial del oleaje durante su generación depende principalmente de tres parámetros:

La fuerza o velocidad del viento. Su duración, que es el intervalo de tiempo en el que puede

considerarse constante. El fetch, definido como la distancia en la que el viento es

principalmente unidireccional.

La dispersión del oleaje en profundidades indefinidas se debe a que las ondas largas viajan más rápido que el oleaje de periodo corto. La dispersión del oleaje tiene como resultado el estiramiento del espectro del oleaje y da lugar a oleaje desarrollado conocido como “swell”.

• En Aguas Intermedias: El asomeramiento se debe a que conforme la profundidad decrece, la

longitud de onda se acorta. Esto resulta en la concentración de energía en menores distancias y, por lo tanto, en un aumento de la altura del oleaje, así como un aumento de la asimetría del mismo.

Conforme la profundidad disminuye, el carácter no lineal de la propagación del movimiento ondulatorio aumenta. La interacción no lineal entre componentes próximas da lugar a la generación de grupos de olas que modulan la longitud de onda del oleaje de corto periodo incidente, dando lugar a variaciones locales del nivel medio.


45

La refracción del oleaje resulta en el alineamiento de los frentes de onda con los veriles, por lo tanto, se produce un decrecimiento en el ángulo de incidencia del oleaje.

La difracción se produce como consecuencia de la cesión de energía en dirección normal a la propagación del oleaje como resultado de la interacción del mismo con un obstáculo finito cuyo radio de curvatura sea de orden igual o menor que la longitud.

Cambio brusco en la batimetría, la presencia de una corriente, de un

obstáculo o de una discontinuidad hidrodinámica (rotura), el oleaje incidente puede experimentar reflexión total o parcial dando lugar a ondas estacionarias o parcialmente estacionarias.

• En Aguas Someras:

La rotura se produce cuando las velocidades horizontales de las partículas de agua son mayores que la celeridad de la onda. Pueden distinguirse distintos tipos de rotura en función del número de Iribarren: en descrestamiento (spilling), voluta (plunging), colapso (collapsing) y oscilación (surging).

La interacción del oleaje incidente con la línea de rotura y la oscilación del punto del punto de rotura, puede dar lugar a la generación de ondas infragravitatorias atrapadas y/o libres, como por ejemplo, ondas de borde, ondas largas, cuya presencia es especialmente significativa durante eventos climáticos extremos.

El máximo nivel alcanzado por el oleaje en una playa es normalmente

mayor que el nivel medio. Este desplazamiento vertical se conoce como run-up y consiste en una componente estacionaria (setup) y una componente oscilatoria (swash).


46

Figura 4.9.1. Tipos de rotura del oleaje.

Figura 4.9.2. Propagación del oleaje en el puerto de San Antonio.


47

4.9.1. Refracción y Asomeramiento (Shoaling). Con el fin de comprender la refracción y asomeramiento del oleaje, consideraremos el caso de una ola constante y monocromática propagándose por una región la cual tiene una línea de costa recta con veriles equidistantes y paralelos a la costa. Además, no se considera la presencia de corrientes.

Figura 4.9.3. Esquema de Propagación del oleaje con veriles paralelos y equidistantes.

Si la cresta de la ola inicialmente tiene un ángulo de aproximación a la costa distinto a 0°, parte de la ola (punto A) estará en aguas más profundas que el resto de la ola (punto B). Como la profundidad en el punto A (hA) es menor que la del punto B (hB), la velocidad de la ola en A será menor que la del punto B. Esto es:

BBAA Chkg

hkg

C =⋅<⋅= )tanh()tanh(ωω

El diferencial de velocidad a lo largo de la cresta de la ola genera que ésta comience a girar para quedar de forma paralela a la costa. El problema de la propagación comienza cuando se quiere trazar la dirección de aproximación de la ola hacia la costa y la altura con laque se propaga de aguas profundas a aguas someras.

4.9.1.1. Rayos de Oleaje. El problema de la propagación del oleaje generalmente puede ser visualizado a través de la construcción de rayos de oleaje. Si se toma un punto en la cresta de la ola y se dibuja una línea perpendicular a éste, la trayectoria trazada por la ortogonal que muestra como se propaga la cresta de la ola hacia la costa se denomina rayo de la ola. Por lo tanto, un


48

grupo de rayos de ola marcan la dirección de propagación de la cresta de la ola. Para una batimetría simple, un grupo de rayos pueden ser trazados a mano para mostrar la transformación de la ola, sin embargo es un procedimiento tedioso. El análisis de la refracción y del asomeramiento generalmente busca especificar la altura de la ola y su dirección a lo largo del rayo.

Figura 4.9.4. Esquemas ideales los rayos de oleaje.

La figura anterior muestra trazados de rayos de ola para distintas batimetrías típicas. Los contornos paralelos simples tienden a reducir la energía de las olas al llegar a la costa si se aproximan en un cierto ángulo distinto de cero. El asomeramiento tiende a concentrar


49

los rayos en la senda de la disminución de la profundidad y a liberar energía para los otros lados. Las fosas tienden a focalizar la energía hacia ambos lados y a reducir la energía por sobre la cima de la fosa. La cantidad de amplificación o reducción no dependerá sólo de la batimetría, sino también del ángulo inicial y del periodo de las olas.

4.9.1.2. Veriles Rectos y Paralelos. La ecuación para especificar cómo cambia el ángulo de la ola a lo largo del rayo está desarrollada, seguida por la ecuación para la altura de la ola. La derivación está hecha sólo para una superficie con veriles rectos y paralelos sin la presencia de corrientes. La componente x del sistema coordenado será ortogonal a la línea de costa, mientras la componente y será paralela a la línea de costa. El supuesto de los veriles paralelos a la costa implica que cualquier derivada en la dirección y es cero, debido a que dh/dy es cero. Para una onda monocromática, la función de la fase está dad por:

( ) ( )tkktyx ωθθ −⋅+⋅=Ω )sin()cos(,,

La expresión anterior puede ser utilizada para definir el vector del número de onda:

Ω∇=kr

y, por lo tanto: 0=×∇ kr

El valor cero se debe a que por definición kr

es el gradiente de un escalar y el rotor de un gradiente es cero. Por lo tanto, tenemos que:

( ) ( )0

)cos()sin(=

∂

⋅∂−

∂

⋅∂

y

k

x

k θθ

Debido a que el problema está definido para el caso en que se tienen veriles rectos y paralelos, las derivadas en la dirección y son cero. Al relacionar k y C (notar que k=2p/CT cuando el periodo es constante), tenemos lo siguiente:

0)sin(

=

Cdx

d θ ó =

C

)sin(θconstante

Si C0 es la celeridad de la ola en aguas profundas, sin(θ0)/C0 es conocido si el ángulo de la ola es conocido. Por lo tanto:

0

0 )sin()sin(

CC

θθ=

Esta expresión es válida a lo largo del rayo. Esta identidad es equivalente a la Ley de Snell en la óptica. La ecuación puede ser fácilmente resuelta tomando un punto en la cresta de la ola en aguas profundas y estimar gradualmente el cambio en la celeridad debido a los cambios en la profundidad. La dirección θ de la trayectoria de la ola es entonces la estimación del trazado del rayo. El tamaño de incremento debe ser seleccionado de tal forma que entregue una suave estimación del rayo. La variación de la altura de la ola a lo largo del rayo puede ser estimada considerando dos rayos con una pequeña separación entre ellos.


50

Figura 4.9.5. Variación de la altura de la ola a través del rayo.

En aguas profundas, el flujo de energía (ECn), que también es ECg, a través de la cresta a una distancia b0, puede ser estimada como (ECn)0b0. Considerando una posición a una corta distancia a lo largo del rayo, el flujo de energía es (ECn)1b1. Debido ag que los rayos son ortogonales a la cresta de la ola, no debe existir transferencia de energía a través de los rayos y se debe cumplir el principio de conservación. Esto es:

(ECn)0b0=(ECn)1b1

La altura y la energía de una onda monocromática están relacionadas mediante la siguiente expresión:

2

8

1gHE ρ=

Por lo tanto, la altura de la ola en el punto 1 está relacionada con la altura de la ola en aguas profundas por la siguiente expresión:

1

0

1

0

01b

b

C

CHH

g

g⋅=

Sin embargo, la ecuación anterior se suele escribir como:

rs KKHH ⋅⋅= 01


51

Donde Ks es llamado el coeficiente de asomeramiento y Kr el coeficiente de refracción. Par aun caso de veriles simples, rectos y paralelos, el valor de b1 se puede estimar a partir de b0.

4

1

2

1

2

02

1

1

02

1

1

0

)sin(1

)sin(1

)cos(

)cos(

−

−=

=

=

θ

θ

θ

θ

b

bK r

4.9.2. Difracción. Consideremos una ola de cresta larga que tiene una altura variable a lo largo de su cresta. Como esta ola está avanzando, existe una transferencia lateral de energía de la ola a lo largo de la cresta (perpendicular a la dirección de propagación de la ola). La transferencia de energía será desde los puntos con mayor altura a los puntos con menor altura. Este proceso es conocido como difracción. La refracción en las olas cercanas a la costa causa concentraciones de energía de la ola en los puntos donde la ola converge ortogonalmente. La difracción reducirá la concentración de energía inducida por la refracción debido a la transferencia de energía lejos de la zona de concentración. Consecuentemente, la difracción del oleaje puede terne un pequeño efecto sobre la altura resultante de las olas que se aproximan a la entrada de la bahía. La difracción tiene particularmente un efecto significativo sobre la condición del oleaje dentro de la bahía. Cuando las olas se propagan y pasan por el final del rompeolas, la difracción genera que las olas se extiendan a las zonas de sombra del lado interior del rompeolas. La orientación de la cresta de las olas y sus alturas son significativamente alteradas en la zona de sombra. Uno de los aspectos más importantes en el diseño y planificación de los puertos es el análisis de las condiciones de oleaje (altura y dirección) que inciden en la bahía o dársena. Estas olas han sufrido asomeramiento y refracción antes de entrar a la bahía, pero el efecto dominante dentro de una bahía es la difracción.

4.9.2.1. Paso del Oleaje por una Estructura Simple La siguiente figura muestra una ola de cresta larga y monocromática aproximándose a un rompeolas semi-infinito en una región donde la profundidad es constante (con esto se asume que no hay asomeramiento ni refracción).


52

Figura 4.9.6. Esquema de la difracción del oleaje.

Una parte de la ola golpeará el rompeolas y se provocará una disipación y una reflexión parcial. La porción que pasa la punta del rompeolas se difractará hasta la parte interior de éste. La ola difractada formará, principalmente, arcos circulares concéntricos y la altura de la ola ira decreciendo a lo largo de la cresta de cada ola. La ola reflejada podría también difractarse de una formando olas concéntricas que rodearán la punta del rompeolas hasta llegar a la parte interior del rompeolas. Estas olas generalmente son mucho más pequeñas que la ola incidente y son mucho más afectadas por la difracción cuando pasan a la parte interior del rompeolas, por lo tanto, generalmente tienen una altura más pequeña den la parte interior del rompeolas. El coeficiente de difracción se puede escribir de la siguiente forma:

i

d

H

HK ='

Donde Hd es la altura de la ola difractada en un punto al interior del rompeolas y Hi es la altura de la ola incidente en la punta del rompeolas. Si r es la distancia radial desde la punta del rompeolas al punto donde se está determinando K’ y β es el ángulo entre el rompeolas y el radio anteriormente mencionado, L el largo de la ola y θ define el ángulo de incidencia de la ola, se tiene que:

),,(' θβLrfK =

Por lo tanto, el problema del coeficiente de difracción se puede resolver a través de gráficos que toman en cuenta todas las variables anteriormente descritas. Estos gráficos aparecen en el Shore Protection Manual del año 1984.


53

4.9.2.2. Paso del Oleaje por un Espacio entre Estructuras.

Cuando el oleaje pasa a través de un espacio entre rompeolas, la difracción ocurre al interior de la zona de los rompeolas y a ambos lados de la abertura. Como las olas se siguen propagando al interior de la dársena, la zona afectada por la difracción crece hacia la línea central del espacio entre los rompeolas hasta antes de que las dos zonas de difracción comiencen a interactuar. Cuanto más grande sea la abertura, mas se interna el punto de interacción dentro de la dársena.

Figura 4.9.7. Esquema de la difracción del oleaje al asar por un espacio entre dos

estructuras.

Para las dársenas de condiciones típicas y con una separación entre rompeolas superiores a 5 longitudes de onda, Johnson (1962) sugirió que los patrones de difracción en cada lado de la abertura son independientes entre sí. Para separaciones pequeñas se puede usar un análisis en base a la geometría de la separación. Los gráficos para la solución de este tipo de problemas también se encuentran en el Shore Protection Manual del año 1984.

4.9.3. Reflexión. Si existe un cambio en la profundidad del agua y como la ola se va propagando, una porción de la energía de la ola será reflejada. Cuando una ola golpea una superficie vertical, impermeable y rígida, prácticamente toda la energía de la ola será reflejada por la superficie. Por otra parte, cuando una ola se propaga sobre un fondo con una pendiente muy suave, sólo una pequeña parte de la energía será reflejada. El grado de reflexión de la ola está definido por el coeficiente de reflexión Cr (Cr=Hr/Hi, donde Hr y Hi son las alturas de la ola reflejada e incidente, respectivamente). La energía de la ola que entra a una dársena eventualmente será disipada. Esta disipación ocurre principalmente en los bordes interiores de la dársena. Por lo tanto, es


54

necesario conocer los coeficientes de reflexión de los bordes interiores para poder definir completamente las condiciones de oleaje al interior de la dársena. Esto es también necesario debido a que una excesiva reflexión puede producir una agitación interior que interfiera con la normal operación de la dársena. El coeficiente de reflexión para una superficie plana y con pendiente dependerá del ángulo su pendiente, rugosidad de la superficie y de su porosidad. Éste también depende del parámetro H/L de la ola. Consecuentemente, para una pendiente, rugosidad y porosidad dada, la reflexión de la ola dependerá de un parámetro conocido como el Número de Iribarren.

o

i

L

H

)tan(βξ =

Donde β es el ángulo de la pendiente que forma con la horizontal y Lo es el largo de la ola en aguas profundas.

Figura 4.9.8. Esquema de la reflexión total y parcial.

En la figura (a) se muestra un perfil de la superficie del agua donde hay una ola que se refleja sobre una pared con un coeficiente de reflexión igual a 1. La amplitud de la superficie del agua está dada por:

⋅⋅

⋅⋅=

T

t

L

xH i

ππη

2cos

2cos


55

Donde L y T son el largo y el periodo de la ola incidente, x es la coordenada horizontal y t el tiempo transcurrido. La figura anterior también muestra la trayectoria de la partícula de agua en algunos puntos clave. En los nodos, el movimiento de la partícula de agua es horizontal y en los antinodos, el movimiento es vertical. En t=0, t=T/2 y t=T, toda la energía de la ola es potencial. En t=T/4 y t=3T/4, la superficie del agua es horizontal y toda la energía es cinética. Cuando el coeficiente de reflexión de la pared es menor a 1, la superficie del agua y la trayectoria de las partículas son como se muestran en la figura (b).Como el coeficiente de reflexión decrece hacia 0, el perfil de la superficie del agua y la trayectoria de las partículas van cambiando hacia la forma normal de una onda progresiva.

4.9.4. Rotura del Oleaje. Cuando el tren de ondas se propaga en profundidades decrecientes, el aumento del peralte y la disminución de la celeridad de la onda hacen que el perfil de la misma vaya cambiando. Cuando el peralte sobrepasa un determinado valor, la onda se hace inestable, y deja de mantener la forma. El frente de la onda adquiere más pendiente que la parte trasera y las velocidades en la parte superior de la cresta se aproximan a la celeridad de la onda. Cuando la velocidad de las partículas en la parte superior de la cresta supera la celeridad de la onda, las partículas escapan de la cresta, lanzándose hacia a delante, produciéndose la rotura de la onda. Este chorro de agua lanzado penetra nuevamente en la base de la onda, atrapando el aire en el túnel y provocando una gran turbulencia. Al cabo de una determinada distancia, denominada zona de rotura, el proceso de rotura se normaliza y la onda toma la forma de un resalto hidráulico móvil o bore, con un frente cuasi-vertical turbulento, rodillo o roller, y una parte trasera cuasi horizontal dominada por la turbulencia dejada por el paso del rodillo. Esta zona de rotura normalizada se denomina zona de rompientes. Si la profundidad continúa disminuyendo hacia la costa, esta zona de rotura normalizada se mantiene hasta la costa. En este caso, la altura disminuye gradualmente con la profundidad. Si la rotura se ha producido sobre una barra y posteriormente la profundidad aumenta de nuevo, el proceso de rotura puede detenerse, recomponiendo el movimiento oscilatorio. En ese caso se producirá una segunda rotura al disminuir de nuevo la profundidad en la propagación hacia la costa. Finalmente, no hay que olvidar que el oleaje real está compuesto por ondas de diferentes alturas y períodos. El punto de rotura en este caso oscilará transversalmente, dependiendo de las características de las diferentes olas. Las olas pequeñas pueden, eventualmente, cruzar las barras sin romper, mientras que las olas mayores romperán las barras exteriores.

4.9.4.1. Tipos de Rotura. El número de Iribarren o parámetro de rompientes está universalmente aceptado como controlador del tipo de rotura. Si b es la pendiente del fondo, el número de Iribarren viene dado por:

o

i

L

H

)tan(βξ =


56

La siguiente figura muestra varias secciones transversales de la zona de rompientes con varios valores de ξ.

Figura 4.9.9. Tipos de rotura según el número de Iribarren.

a) Oscilación (Surging).

Para números de Iribarren superiores a 3 (el periodo de las olas es grande y la pendiente de la playa es elevada), no se produce rotura. Las olas ascienden y descienden por el talud con un mínimo de aire atrapado asociado al avance de la lámina de agua y en al límite del descenso, donde se suele formar un resalto. El periodo de ascenso-descenso es menor que el período del oleaje y la reflexión es muy elevada.


57

b) Colapso (Colapsing).

A medida que el número de Iribarren disminuye, el frente de la ola se aproxima a la vertical. Cuando se aproxima a 3, la ola comienza a desmoronarse por su base y colapsa. El periodo ascenso-descenso coincide con el período del oleaje y el flujo sobre el talud alcanza valores máximos. Como el máximo descenso coincide con la llegada de la siguiente onda, el resalto turbulento que se produce en la base de la siguiente ola provoca su desmoronamiento, con una gran turbulencia en la base. La reflexión disminuye algo con respecto a la oscilación, debido a la pérdida de energía por turbulencia.

c) Voluta (Plunging).

Este tipo de rotura es muy frecuente en las playas y se produce en un rango de números de Iribarren comprendido entre 2,5 y 0,4. La ola que rompe lanza su cresta hacia adelante, rompiendo claramente en la base de la ola y encerrando una considerable cantidad de aire. El chorro que alcanza el agua penetra violentamente la superficie, levantando otra onda por delante de la original inyectando turbulencia hasta el fondo. El rodillo generado por el volteo introduce una fuerte rotación en el flujo y el aire atrapado escapa de la superficie de forma explosiva. El conjunto de estos fenómenos disipa una considerable cantidad de energía en los primeros momentos de la rotura. Posteriormente, la ola continúa rota formando un bore, hasta el ascenso-descenso por el talud de la playa, que es mucho menos que en el caso de colapso u oscilación. El número de ondas en la zona de rompientes oscila desde 1 en las cercanías del colapso hasta 3 ó 4 en las cercanías del descrestamiento. El coeficiente de reflexión es menor que en el caso del colapso.

d) Descrestamiento (Spilling).

Si el número de Iribarren sigue disminuyendo por debajo de 0,4, el chorro de la voluta se hace progresivamente más débil, por lo que comienza a afectar sólo a la parte superior de la onda, permaneciendo el resto prácticamente inalterado. La disipación de energía es muy gradual, pero dada la gran longitud del área de rompientes (más de 4 ondas simultáneas en la zona de rompientes), este tipo de rotura transforma eficientemente la energía del movimiento oscilatorio en movimientos medios (ascenso del nivel medio, corrientes y ondas largas). El ascenso-descenso por el talud de la playa es mínimo, pero las variaciones transversales del nivel medio son máximas, pues una buena parte de la cantidad de movimiento asociada al movimiento oscilatorio se emplea en modificar el nivel medio (y en el caso de incidencia oblicua, a crear las corrientes longitudinales). El coeficiente de reflexión es mínimo.

4.9.4.2. Criterios de Rotura. Un criterio de rotura en la relación límite entre los parámetros del oleaje y del fondo, que no puede ser superada sin que la ola rompa.

a) Criterios para el oleaje regular que no consideran la pendiente de la playa. Uno de los criterios de rotura más ampliamente empleado es el dado por Miche (1951). Esta formalización utiliza la teoría lineal, asumiendo que el ángulo de la superficie libre en


58

la cresta no puede supera un valor límite de 120°. El criterio se expresa mediante la siguiente expresión:

⋅⋅=

b

b

b

b

L

h

L

H π2tanh142,0

Otro criterio de rotura muy extendido por su simplicidad se obtiene asumiendo que la rotura del oleaje sobre playas de pendiente muy suave se puede asimilar a la rotura de una onda solitaria. El criterio de rotura para una onda solitaria dado por McCowan (1981) es:

78,0=b

b

h

H

b) Criterios de rotura para oleaje regular que consideran la pendiente de la playa. Goda (1970) recopiló y analizó datos obtenidos por otros investigadores. Su criterio de rotura se presenta de forma gráfica en la siguiente figura junto a los criterios de Sunamura (1983) y Ostendorf y Madsen (1979).

Figura 4.9.10. Gráfico para el criterio de rompiente de Goda.

Como se puede observar, el criterio de rotura de Goda permite altura de olas relativas a la profundidad mayores que el criterio de Ostendorf y Madsen. Por otr aparte, el criterio de rotura de Sunamura da valores bastante discrepantes. Una formulación que aproxima las curvas de Goda con un máximo de 10% de error viene dada por la siguiente expresión:


59

−⋅=

⋅+⋅

⋅−β

π

3

4tan151

5,1

117,0 o

b

L

h

o

b eL

H

El criterio de rotura de Ostendorf y Madsen incluye también la pendiente β de la playa, y se expresa por:

( )

⋅⋅⋅+⋅=

b

b

o

b

L

h

L

H πβ 2)tan(58,0tanh14,0 para tan(β)<0,1

⋅⋅=

b

b

o

b

L

h

L

H π6,2tanh14,0 para tan(β)>0,1

Donde la longitud de onda en el punto de rotura, Lb, se calcula a partir de la relación de dispersión de la teoría lineal, utilizando el periodo de la onda y la profundidad en la rotura. Mediante la combinación de las formulaciones para el asomeramiento y u criterio de rotura, es posible determinar las condiciones de altura de la ola, profundidad y situación del punto de rotura, conocidas las condiciones del oleaje en profundidades indefinidas y la pendiente de la playa.

c) Criterios de rotura de oleaje irregular.

Todos los casos de rotura de oleaje irregular indican que se produce con menores peraltes que el caso del oleaje regular. Investigaciones más detalladas basadas en observaciones de campo de Hotta et al. (1984), indican que las olas grandes rompen con menores peraltes y las pequeñas con mayores que los que predicen los criterios de rotura para oleaje regular. Goda (1975) sugirió la utilización de un coeficiente para su criterio de rotura variable entre 0,12 y 0,18 (0,17 en la ecuación de Goda anteriormente expuesta), y el tratamiento probabilístico de la rotura. Kamphuis (1991) propone un criterio de rotura para oleaje irregular que sigue la siguiente expresión:

( )bpbpbsb hKLeH ⋅⋅⋅⋅= tanh095,0

)tan(4 β

Donde, en este caso, la pendiente de la plya que se utiliza es la media en la zona de rompientes y los subíndices s, p y b se refieres a la altura de ola significante, período peak y rotura, respectivamente.

d) Criterios de rotura para fondos horizontales o cuasi-horizontales.

Existen numerosas evidencias experimentales de que en fondos horizontales la altura de ola compatible con el fondo es inferior a los valores límites expresados por las aproximaciones anteriores. El valor límite para fondo horizontal es (H/h)max=0,55. Nelson (1997) presenta abundante evidencia experimental, tanto de laboratorio como de campo, con el oleaje regular e irregular, de que el índice de rotura sobre fondos cuasi-horizontales tiene un límite superior que puede expresarse mediante la siguiente expresión:

))cot(012.0(

max

88,055,0 β⋅−⋅+=

e

h

H para 0 ≤ tan(β) ≤ 0,01


60

4.9.4.3. Dinámica de la Zona de Ascenso-Descenso (Run-Up y Run-Down). Se denomina zona de ascenso-descenso (swash zone) a la porción del perfil de playa que en unas condiciones determinadas de nivel medio del mar y oleaje, queda alternativamente inundada y seca por los movimientos de mar de largo o corto período asociados al oleaje. Esta definición de la zona de ascenso-descenso delimita las oscilaciones a las correspondientes a las ondas infragravitatorias (surf-beat), gravitatorias y subarmónicas que se producen alrededor del nivel del mar en movimiento, excluyendo las oscilaciones de muy largo periodo como la marea astronómica.

Figura 4.9.11. Esquema de la desnivelación del oleaje y su run-up.

Se denomina run-up a los ascensos máximos locales que se producen sobre el talud de la playa., medidos desde el nivel medio en reposo (extendido dicho nivel medio como el que existiría en el caso de no existir oscilaciones debidas al oleaje). En el caso de oleaje regular, el run-up será la suma del ascenso máximo del nivel medio (en la línea de la costa) y la amplitud de la oscilación debida al oleaje (onda corta). En el caso del oleaje irregular, la separación de cada uno de los efectos es prácticamente imposible, puesto que la oscilación del set-up debida a la modulación del oleaje en rotura (onda infragravitatoria) se mezcla con las oscilaciones correspondientes a la onda corta. En este caso, el run-up engloba ambas oscilaciones. La presencia de estas oscilaciones puede o no ser simultánea según el estado de cada playa. En las playas disipativas, la alta eficiencia del proceso de transferencia de energía desde las oscilaciones del oleaje a las infragravitatorias en la zona de rompientes, hace que en las proximidades de la línea de costa y en la zona de ascenso-descenso, la mayor parte de la energía observable corresponda a las frecuencias infragravitatorias, por lo que


61

la información del run-up que se obtenga corresponde prácticamente en su totalidad al surf-beat, que suele corresponder a una onda libre estacionarias. Por el contrario, en el caso de las playas reflejantes, la inexistencia de zona de rompientes hace que la energía infragravitatoria contenida en la zona de ascenso-descenso sea prácticamente nula, correspondiendo la mayor parte de la misma a las oscilaciones cuasi-estacionarias de la onda corta y a los subarmónicos correspondientes. Las playas con barras, suelen presentar características mixtas, por lo que en la zona de ascenso-descenso pueden estar presentes tanto las oscilaciones infragravitatorias del oleaje como las subarmónicas, dependiendo del estado de la playa y de las características del oleaje.


62

5. Tipos de Obras Marítimas.

Las obras marítimas se pueden clasificar en:

• Obras de abrigo. • Obras costeras. • Obras de amarre, atraque o fondeo. • Ductos y tuberías. • Estructuras offshore. • Explanadas y obras terrestres. • Dragados.

Las obras de abrigo son construcciones que permiten proteger el puerto frente el oleaje que lo pudiera afectar. Estas obras permiten un funcionamiento permanente y seguro de las maniobras de carga y descarga de las mercancías en los puertos. Ejemplos de estas obras son:

• Diques en talud. • Diques verticales. • Diques mixtos. • Diques especiales. • Diques de tablestacas. • Diques flotantes. • Diques de respuesta dinámica.

Figura 5.1. Ejemplo de dique vertical, Puerto de Valparaíso.


63

Las obras costeras son obras con propósitos variados, los cuales pueden ir desde la protección litoral hasta una playa artificial, pero todas serán ejecutas en la costa o muy cercana a ésta. Ejemplos de estas obras son:

• Defensas costeras. • Espigones. • Diques arrecife. • Playas artificiales.

Figura 5.2. Playa artificial Carboncillo, Antofagasta.

Las obras de amarre tienen por finalidad mantener la nave mientras se encuentra atracada en el sitio mediante las amarras que van desde la nave hasta la estructura en cuestión. Las obras de atraque son aquellas que permiten los trabajos de carga y descarga de las mercancías ó bien pueden ser estructuras aisladas que tengan sólo la finalidad de contener la embarcación en el momento del atraque y mientras se encentra amarrada. Por último, las obras de fondeo generalmente se utilizan para el amarre de las embarcaciones y estas son fondeadas mediante anclas y cadenas. Ejemplos de estas obras son.

• Muelles. • Pontones flotantes. • Rampas para terminales Ro-Ro. • Dolphins de atraque y de amarre. • Boyas y Monoboyas.


64

Figura 5.3. Fotografía de un buque atracado donde se pueden observar las plataformas de carga y las boyas de amarre.

Las obras marítimas que involucran ductos o tuberías generalmente se relacionan con la descarga de aguas servidas al mar y con los sistemas de refrigeración de las industrias que s encuentran cercanas a la costa (por ejemplo, centrales termoeléctricas). Ejemplos de estas obras son:

• Emisarios submarinos. • Sifones y descargas de aguas de refrigeración. • Tuberías submarinas.

Figura 5.4. Emisario submarino, Lebu.


65

Las estructuras offshore son principalmente plataformas que se instalan costas afuera y son utilizadas para la extracción de petróleo o para la acuicultura. Ejemplos de estas estructuras son:

• Plataformas flotantes. • Plataformas pilotadas. • Jaulas ara la acuicultura.

Figura 5.5. Plataforma petrolera trasportada por un buque a su punto de instalación.

Las explanadas y obras terrestres constituyen un elemento muy importante dentro de la infraestructura portuaria, ya que permiten el acceso al puerto, el acopio de contenedores y otros elementos y también permiten el emplazamiento de los servicios básicos con lo que debe contar un puerto.

Figura 5.6. Explanada del Puerto de Valparaíso.


66

Por último, las obras de dragado son ejecutadas con la finalidad de mantener o aumentar el calado (profundidad) del sitio de atraque. Estas obras son ejecutadas mediante naves especialmente acondicionadas o mediante el bombeo del material submarino hacia la superficie.

Figura 5.7. Nave tipo draga ejecutando el dragado.


67

6. Diseño de Obras de Abrigo. La función principal asignada a un dique es la de crear un área de agua abrigada, respecto al oleaje predominante, de manera que las actividades que se desarrollan al interior del puerto: fondeo, atraque, carga y descarga, pueden desarrollarse bajo condiciones de seguridad tanto para el barco (principales usuarios del puerto) como para las instalaciones que intervienen en la actividad portuaria. Los diques cumplen múltiples funciones: abrigo, estanqueidad, apoyo y sustentación. La eficacia de un dique como barrera puede ser total o parcial al paso de la energía, masa de agua o el material sólido. Esto implica que por su longitud pueden ser cortos o largos, rebasables e irrebasables, y por su sección, permeables e impermeables.

6.1. Tipos de Diques Existe una gran variedad de diques, según sea el modo en que éstos se enfrentan o responden a la acción del oleaje que incide sobre ellos. Sin embargo, se pueden agrupar en tres tipos:

• Diques de Talud. • Diques de Paramento Vertical. • Diques de Tipología Especial.

En cualquiera de los casos, el dique responderá a la acción del oleaje de dos formas: disipando una parte importante de la ola, al provocarse la rotura de ésta sobre la propia estructura, o bien reflejando parcial o totalmente el oleaje hacia el mar. En el primer caso se tiene a los llamados diques disipativos y en el segundo caso a los llamados diques reflejantes. La ecuación de la conservación de la energía del oleaje establece que la energía incidente sobre un dique se transforma en energía reflejada, transmitida y disipada. Si representamos la energía como la altura de ola al cuadrado, se tiene la siguiente relación:

2222DTRI HHHH ++=

Dividiendo esta expresión por la energía incidente, se tiene:

222

1

+

+

=

I

D

I

T

I

R

H

H

H

H

H

H

o bien: 2221 DTR CCC ++= Donde HI, HR, HT y HD, son alturas de ola incidente, reflejada, transmitida y disipada representativas y CR,T,D son los coeficientes de reflexión, de transmisión y disipación respectivamente.


68

Tanto el coeficiente de reflexión como el de transmisión se pueden evaluar por métodos analíticos, numéricos o experimentales, cualquiera que sea la tipología del dique. A partir de estos valores, se puede determinar el coeficiente de disipación, y la tasa de energía disipada. En el caso de un dique en talud predominará la disipación de energía junto con la transmisión (CR, CD altos y CT bajo), mientras que si lo que predomina es la reflexión, entonces el dique será reflejante o de paramento vertical.

6.1.1. Diques en Talud Un dique en talud consta básicamente de un terraplén de escolleras o elementos artificiales de hormigón. a) Piedra colocada aleatoriamente es el dique más básico b) Dique multicapa, desarrollado con un núcleo de escollera de cantera. Para

aumentar la estabilidad y disminuir la transmisión del oleaje, así como decrecer el coste del material.

c) La estabilidad de la capa de cubierta, también llamado manto principal o coraza, puede ser reforzada utilizando bloques de hormigón diseñados de distintas formas, mientras que la transmisión del oleaje se pude reducir utilizando una superestructura (espaldón) y puede funcionar como una carretera de acceso al propio dique.

d) Sólo por bloques de hormigón, diques que también a veces se construyen como dique exento para proporcionar protección a la costa.

e) Diques arrecifes o diques sumergidos para protección de la costa (playas) f) Diques Bermas utilizan el concepto básico de establecer un equilibrio entre la

pendiente del terraplén de escolleras y la acción del oleaje

6.1.2. Diques Verticales El concepto original es reflejar las olas, mientras que para el dique en talud es romperlas.

Considerando la variación en la altura de la banqueta de escollera (que sirve de cimentación a la superestructura vertical monolítica) se pueden clasificar en cuatro tipos. a) Dique Vertical Básico b) Dique Compuesto con Banqueta de Escollera:

b.1) Baja Banqueta: Los diques de baja banqueta no original la rotura de la ola sobre ésta. Son de uso más común.

b.2) Banqueta relativa Alta: Tiene la coronación por debajo de la bajamar. Ocasionalmente puede generar presiones impulsivas de la ola debido a la rotura. Para reducir la reflexión y las fuerzas de la ola en rotura sobre el muro vertical, se colocan bloques de hormigón enfrente de él. Esto se denomina dique horizontalmente compuesto.

b.3) Alta Banqueta: Tiene la coronación por encima de la bajamar. Puede originar la rotura de la ola sobre la banqueta. Son inestables a causa de las presiones impulsivas generadas por el oleaje y al fenómeno de socavación causada por la rotura de la ola.


69

Figura 6.2.1. Diques en Talud Figura 6.2.2. Diques Verticales

El dique horizontalmente compuesto es muy similar a un dique en talud con bloques de hormigón en el manto principal. La figura 6.2.3 muestra como su sección transversal varía con al altura de la banqueta, de modo que cuanto ésta aumenta el dique llega a ser muy similar al dique en talud. Un dique con un núcleo de piedras enfrente de la pared vertical es caso como un dique en talud. Sin embargo, éstos son diferentes, ya que los bloques de hormigón del dique en talud actúan como protección para la cimentación de escollera, mientras que los bloques de hormigón del dique horizontalmente compuesto funcionan para reducir la fuerza del oleaje y el tamaño de las olas reflejadas. Así pues, estos diques se pueden considerar una versión mejorada de los diques verticales convencionales.


70

Figura 6.2.3. Dique Vertical con Talud de Bloques

La figura 6.2.4 muestra varias clases de diques compuestos con diferentes secciones verticales: (a) Una pared vertical formada con bloques de mampostería fue unos de los diques

más populares. Se emplearon muchos métodos para conseguir una mayor trabazón entre los bloques de mampostería.

(b) Bloques Celulares se utilizaron para formar el muro recto del dique vertical. (c) La aparición del cajón hizo que estos diques compuestos fueran cada vez más

fiables y que actualmente sea el adoptado por todos los países a la hora de plantearse construir un dique vertical compuesto.

(d) Se han realiza mejoras al dique de cajones utilizando los cajones con pendiente en

la coronación. (e) Cajones de pared perforada que disminuyen las reflexiones y las fuerzas de

impacto (con olas rompiendo).


71

Figura 6.2.4. Diques Compuestos con diferentes secciones verticales.

6.1.3. Diques de Tipología Especial

En este punto se tratan aquellos diques que utilizan alguna característica especial. Por lo general, los diques de tipo especial son no gravitatorios, es decir, de poco peso, en comparación con los convencionales, tales como diques de pilotes, flotadores, neumáticos. Sus aplicaciones están limitadas a condiciones específicas.


72

Figura 6.2.5. Diques de Tipo Especial La figura 6.2.5 muestra algunos diques especiales: (a) Dique Muro de Pantalla se suele utilizar como un contradique para la protección de

pequeños puertos de embarcaciones deportivas. (b) Dique de pared vertical construido por pilotes continuos es a veces utilizado para

romper las olas relativamente pequeñas. (c) Dique de placa horizontal puede reflejar y romper olas. (d) Dique Flotante es muy útil como un dique en aguas profundas, pero su efecto es

limitado a olas relativamente cortas (período pequeño). (e) Dique Neumático rompe las olas debido a la generación de una corriente de agua

inducida por el flujo de burbujas de aire y es considerablemente efectiva para mejorar la calidad del agua próxima, aunque su eficacia está sólo garantizada para olas de longitud corta.

6.2. Respuesta Estructural e Hidráulica de un Dique de Abrigo En la estabilidad de un dique frente a la acción del oleaje, están involucrados diversos procesos. De una forma básica se presenta un esquema que se desarrolla a continuación:

a) Condiciones ambientales:

• Conducen a un número de parámetros que describen las condiciones límites o de contorno en o frente a la estructura.

• Estos parámetros no están afectados por la propia estructura y, el diseñador no tiene influencia sobre ellos.


73

b) Parámetros Hidráulicos: • Están relacionados con la descripción de la acción del oleaje sobre la estructura

(respuesta hidráulica). • Las principales respuestas hidráulicas son el remonte de la ola (wave run-up), el

descenso de la ola (wave run-down), la transmisión de la ola y la reflexión de la ola.

c) Parámetros Geotécnicos:

• Están relacionados con las características de los materiales tanto del talud y banqueta, según se tenga un dique en talud o vertical, respectivamente, como las del propio lecho marino.

• Están relacionados con las respuestas tales como licuefacción, exceso de las presiones intersticiales

d) Parámetros Estructurales:

• Los más importantes para un dique en talud son: la pendiente del talud de la estructura, el peso del elemento del manto principal y de las capas de filtro (escollera u hormigón), el peso unitario del elemento del manto y de los filtros, cohesión, porosidad, permeabilidad y sección transversal.

• Los más importantes para un dique vertical son: la altura y ancho del cajón (peso resistente/ml), altura de la banqueta de cimentación, pendiente del talud de la banqueta y anchura de berma de la banqueta, peso de la escollera de la banqueta y su densidad.

e) Cargas Externas e Internas – Movimiento del Agua.

• Estas cargas, si se considera un dique en talud, se podrán dividir en externas e internas.

• Las externas están asociadas con el movimiento del agua sobre el talud que está afectado, entre otras cosas, por la deformación del oleaje (rotura y no rotura), el remonte, descenso, transmisión y reflexión.

• El movimiento interno del agua describe la penetración o disipación del agua dentro del medio poroso, la variación de las presiones intersticiales y variaciones del nivel freático.

f) Esfuerzo – Resistencia Contra las Cargas.

• Denominada resistencia estructural. • Los parámetros estructurales son esenciales en la formulación de la resistencia de

la estructura. • La mayoría de ellos también influyen sobre las cargas. g) Respuesta del Dique.

• La comparación de la resistencia con las cargas conduce a una descripción de la respuesta de la estructura o elementos de estructura.

• Esta descripción es el llamado mecanismo de fallo. g.1) Respuesta Estructural Hidráulica.

• La respuesta estructural hidráulica en el caso de un dique en talud son: la estabilidad del manto principal, capas de filtro, coronación, talud posterior, berma de pie y espaldón.


74

• En el caso de un dique vertical, la respuesta estructural sería la estabilidad de la superestructura (cajón+espaldón) y la banqueta de escollera sobre la que se cimienta dicha superestructura.

g.2) Respuesta Geotécnica.

• Son el fallo por círculo de deslizamiento, asentamiento, licuefacción, erosión interna.

• Cuando se consideren los posibles modos de fallo en un dique deberán, también, ser investigados los relacionados con el fallo por la cimentación.

6.3. Dique en Talud

6.3.1. Elementos de un Dique en Talud.

Los elementos esenciales de un dique en talud (rompeolas), aunque en algunos no estén presente todos ellos, son:

• El manto principal, formado por bloques en varias capas de grana tamaño, naturales o artificiales, concertados o dispuestos aleatoriamente sobre el alud, destacando, por ejemplo, el acrócopodo, el ecópodo o el core-loc, diseñado para su empleo en monocapa; los dolos, tribares, tetrápodos, cubos, bloques, escolleras, entre otros, colocados en dos capas; o el material de cantera dispuesto en dos o más capas en la formación del manto principal resistente.

• El núcleo, formado por material todo uno de cantera, elemento abundante y barato

en la explotación masiva de la misma, con peso superior a 1 kg.

A) CONDICIONES AMBIENTALES

E) CARGAS EXTERNAS E INTERNAS - MOVIMIENTO DEL AGUA

B) PARÁMETROS HIDRÁULICOS

C) PARÁMETROS GEOTÉCNICOS

D) PARÁMETROS ESTRUCTURALES

F) ESFUERZO – RESISTENCIA CONTRA LAS CARGAS

G) RESPUESTA DEL DIQUE

G.1) RESPUESTA ESTRUCTURAL HIDRÁULICA G.1) RESPUESTA GEOTÉCNICA


75

• Entre el manto principal y el núcleo todo uno de cantera se disponen o intercalan varios filtros – primarios, secundarios, etc.- que impiden el lavado o pérdida de elementos entre los huecos de los sucesivos mantos.

• A nivel sumergido, la naturaleza del terreno (escasa capacidad portante) o la

profundidad de la lámina de agua (gran profundidad) pueden recomendar la disposición de banqueta de apoyo de manto con el consiguiente ahorro de la unidad de mayor coto y volumen del dique, o bermas de pie antisocavación, que permiten evitar el deslizamiento profundo de la capa resistente e incluso detectar la posible erosión con avería progresiva en la cimentación del macizo.

• A nivel emergido, generalmente con objeto de disminuir la sección del dique, y con

ello abaratar la inversión de la obra de defensa y abrigo, la coronación del dique viene ocupada por un monolito de hormigón, el espaldón, de múltiples formas, que permiten controlar la respuesta funcional hidráulica de la sección proyectada.

6.3.2. Parámetros Utilizados en el Diseño. Los parámetros estructurales se pueden dividir en cuatro categorías que están relacionadas con:

• El oleaje • Materiales (escollera y hormigón) • Sección transversal • La respuesta de la estructura.

6.3.2.1. Parámetros Relacionados con el Oleaje. Un parámetro que resulta de gran utilidad en el análisis de la acción de la ola sobre el talud es el denominado número de estabilidad H/∆D, que establece una relación entre los elementos del manto de protección y las condiciones del oleaje. La altura de ola H suele aplicarse la altura de ola significativa, Hs, definida como el promedio del tercio de alturas de olas más altas. Van der Meer define en 1988 los monomios de altura de ola y período adimensionales, antes de estudiar el comportamiento dinámico de los taludes hasta la obtención de su equilibrio. Las expresiones de Van der Meer son las siguientes: La densidad relativa se describe como:

1−=∆w

r

γ

γ

El parámetro D representa el lado del cubo equivalente relacionado con el peso promedio, si se trata de escollera, tenemos que:

31

5050

=

r

n

WD

γ


76

Donde: ∆: Coeficiente relativo de densidades. γ: Peso específico de la pieza del manto principal, t/m3. γw: Peso específico del agua de mar, t/m3. Dn50: Diámetro nominal medio de la pieza del manto, m g: Aceleración de la gravedad, m/s2. W50: Peso medio de las piezas o elementos del manto principal, t. E: Energía de atraque de la nave.

6.3.2.2. Parámetros Estructurales Relacionados con los Materiales (escollera u hormigón)

El parámetro más importante relacionado con el elemento del manto de protección, ya sea escollera u hormigón, es el lado equivalente (Dn50). En el caso de la escollera es importante la gradación de los tamaños. Una gradación convencional y sus aplicaciones se pueden ver en la siguiente tabla:

Gradación D85/D15 Aplicación (Convencional)

Estrecha (tamaño único) ≥ 1.5 Coraza, Berma, Submanto

Media 1.5 – 2.5 Subcapas, capas de filtro (berma, coraza)

Amplia (producción de cantera) 2.5 - 5 Material de Núcleo

Tabla 6.3.1. Diques de Tipo Especial

6.3.2.3. Parámetros Estructurales Relacionados con la Sección Transversal. Para describir la sección transversal de un dique en talud es necesario definir algunas variables, los cuales se esquematizan en la siguiente figura:

Figura 6.3.2. Parámetros de una sección transversal de un dique en talud.


77

Los parámetros estructurales son utilizados para determinar la geometría exacta de las diversas partes existentes en la sección transversal. Estos parámetros son suficientes para conseguir un diseño inequívoco y son listados a continuación:

• Profundidad de agua hs

• Profundidad de la cresta de la berma de pie por debajo del SWL ht

• Altura de la cresta de la berma de la coraza desde el fondo hc

• Francobordo relativo al nivel de agua en reposo (SWL) Rc

• Francobordo de la coronación de la coraza relativa al SWL Ac

• Diferencia entre la coronación del espaldón y la cresta de la coraza Fb

• Francobordo de la base del espaldón hp

• Anchura del espaldón B

• Anchura de la berma de coronación bs

• Anchura de la berma de pie bi

• Espesores del mando, submanto y filtros ta, tu, tt,

• Ángulo de la pendiente del dique del lado de mar α

• Ángulo de talud manto posterior β

Otro parámetro importante para la respuesta estructural como hidráulica, es la permeabilidad. La permeabilidad alta implica alta transmisión y, como consecuencia, bajo remonte y descenso de la ola. Por otro lado, una baja permeabilidad, reduce la transmisión, pero incrementa los niveles del remonte y el descenso. No se puede dar una medida de la permeabilidad exacta de un dique en su conjunto, sino como un factor de permeabilidad teórico P que varía de 0.1 a 0.6. El factor de permeabilidad, según Van der Meer (1990), se muestra en la siguiente figura:

Figura 6.3.3. Factor de permeabilidad teórico para varias secciones transversales.

El límite superior de P denota una estructura homogénea que consta sólo de elementos del manto de protección, y el límite inferior corresponde a una capa de coraza o manto de protección con un espesor de dos elementos, una capa de filtro y un núcleo impermeable (arena o arcilla). El valor más común de la permeabilidad en un dique en talud es de 0.4, que consta de un manto o coraza, un filtro y un núcleo.


78

6.3.2.4. Parámetros Estructurales Relacionados con la Respuesta Estructural de un Dique.

El comportamiento del dique se puede describir mediante unos pocos parámetros. Las estructuras estables estáticamente se describen de acuerdo con el desarrollo de las averías o daño. El daño sobre un dique en talud, es decir el daño sobre el manto de protección se puede dar como un porcentaje de daño, que se define como el número de elementos del manto de protección desplazados, en un área determinada, dividido por el número total de elementos habidos en esa área determinada del talud del dique. Este método tiene el inconveniente de que si el mismo número de elementos es desplazado en un dique diferente, por ejemplo, con un ángulo de talud diferente, el grado de daño es el mismo, aunque por tener diferente número de unidades, el porcentaje ha cambiado. Luego no es una definición consistente.

250n

c

D

AS =

Donde Ac es el área erosionada alrededor del SWL, y Dn50 es el lado del cubo equivalente correspondiente al promedio de la curva en pesos. También S se puede describir como el número de cuadrados con el lado Dn50 que encajen en el área erosionada. Otra definición sería, el número de piedras cúbicas con un lado igual a Dn50 erosionado que se encuentran en una banda del talud de ancho Dn50. El nivel de daño S considera tanto el desplazamiento de los elementos como su asentamiento.

Cuando se utilizan bloques artificiales de hormigón, en lugar de escollera, el nivel de daño se puede medir como el número real de elementos movidos Nm dentro de una banda de ancho Dn50. Este número está constituido tanto por los elementos que mostraron un movimiento de cabeceo (rocking) durante el ataque de las olas Nr, como los que se desplazaron Nd es decir: La ventaja de usar el número de daño Nd es que esta medida da la misma área dañada para diferentes formas estructurales (más alta, más ancha), porque no existe relación con el ancho o alto de la estructura, mientras que sí sucedía al considerar como criterio el daño definido mediante el porcentaje. A pesar de las diferentes definiciones, S y Nd son comparables, porque Nd es de alrededor de dos veces el valor de S (Van der Meer, 1990).

Daño Nivel, S

Daño en la Estructura Daño Número, Nd

Porcentaje de daño (%)

< 2 Apenas sin daño < 0.5 0 – 5

2 - 3 Daño Severo Criterio de Diseño

2.0 5

> 8 - 12 Daño inaceptable Pérdida de la Función

> 4 20 – 30

Tabla 6.3.4. Correspondencia entre los distintos parámetros que definen el daño.


79

6.4. Modos de Falla. Lo primero que se debe conocer, al momento de diseñar un dique, son los diferentes modos en que el dique puede sufrir daños. Debido a la complejidad de un dique en talud y a las fuerzas que actúan sobre él, existen numerosos modos de fallo. Dependiendo de la construcción específica del dique, las condiciones del oleaje y el nivel de agua en reposo (SWL) pueden ocurrir diferentes modos de fallo. Los principales modos de fallos son:

• Pérdida de las unidades del manto principal y/o rotura de los mismos al ser desplazados o arrastrados por la acción de las olas. Los elementos pueden ser macizos, masivos, pesados, voluminosos, dispuestos aleatoriamente; esbeltos, distribuidos de forma compleja o en malla funcionando por fricción o trabazón; o perforados, también colocados de manera concertada, debiendo ser calculada su estabilidad mediante fórmulas empíricas y comprobaciones experimentales. Esta modalidad de fallo es generalmente gradual, progresiva en las piezas masivas, aumentando en rigidez en función de los tipos de unidades de trabazón hasta alcanzar un grado casi absoluto como en el ejemplo de los elementos monocapa tipo acrócopodo o core-loc.

• Pérdida de material de filtro o todo uno por el movimiento del agua en el interior

del macizo, por el flujo y reflujo que puede lavar los distintos elementos de las capas y extraerlos entre los huecos de las suprayacentes. Es un modo de fallo gradual.

• Estabilidad de banquetas y bermas, que refuerzan y sujetan el pie del talud, y

controlan los posibles efectos erosivos y de socavación progresiva, con niveles de daño admisible dentro de su riesgo de iniciación de avería. Es un modo de fallo gradual.

• Movimiento del espaldón, condicionado por la acción directa de la altura de ola máxima o los efectos del oleaje transmitido a través de los huecos del manto en el movimiento libre del fluido entre las capas. Es un modo de fallo instantáneo.

• Socavación del terreno natural en las proximidades del pie del dique, conectando

con la estabilidad de bermas y banquetas. Esta acción erosiva no solamente puede deberse al oleaje, sino a corrientes inducidas por la interacción del propio dique, siendo notables en los puntos singulares (quiebros y morros). Los fondos de material incoherente 8arenosos, fangos, limos, entre otros) pueden sufrir notables modificaciones durante los temporales, cambiando las condiciones de ataque de las olas sobre banquetas y manto, y aumentando con ella la acción sobre los mismos. Es un modo de fallo de naturaleza gradual.

• Asientos derivados del enorme volumen dispuesto sobre el lecho, condicionando

la cota de coronación y el efecto sobre la superestructura, el firme, la explanada o el espaldón. Es un modo de fallo gradual, pudiendo ser de las capas o del terreno.


80

• Estabilidad profunda-global del macizo granular a nivel de deslizamiento geotécnico del mismo. Debe considerarse como un modo de fallo de naturaleza instantánea.

• Pérdida o desplazamiento de unidades o elementos del material de protección

situado en el trasdós del dique, generalmente causado por problemas hidráulicos derivados de una escasa determinación de la cota de coronación y un caudal de rebase excesivo que arrastra las piezas del manto de protección en su zona interna. El modo de fallo es gradual y puede ser por erosión o deslizamiento.

Los modos de fallo descritos anteriormente corresponden al concepto de fallo estructural como estado límite último, pudiendo condicionarse otros estados funcionales, o de servicio, que incluso conducen al colapso de la instalación. Dado que este tipo de diques avisan de su avería, presentan una fase de estabilidad total muy prolongada antes de entrar en fases parciales de estabilidad o inestabilidad; o, lo que es lo mismo, presentan una situación de inicio de avería, daño moderado, inicio de destrucción y destrucción o colapso que permiten la reacción ante los agentes actuantes durante la vida de instalación. Por este motivo, es necesario la conservación o mantenimiento de este tipo de obra de abrigo. El clásico modo de fallo funcional es el rebase. Muchos diques se diseñan admitiendo un nivel de caudal de descarga de agua por encima del manto y espaldón determinado. Ello no implica que las condiciones de cálculo provoquen situaciones de inseguridad para peatones, vehículos y edificios, así como la posibilidad de daño estructural para los elementos fundamentales que integran la sección del dique (trasdós, explanada, pavimento, etc.). La siguiente figura permite observar los diferentes modos de fallo de este tipo de obra:

Figura 6.4.1. Modos de Fallo Clásicos de un dique en Talud.


81

6.5. Respuesta Hidráulica de un Dique en Talud. Cuando el oleaje incidente interacciona con la estructura en talud, se manifiestan las cinco principales respuesta, ya comentadas:

• Remonte (run-up) • Descenso (run-down) • Rebase • Transmisión • Reflexión

Estas respuesta pueden originar considerables daños a la estructura por lo que es necesario, a la hora de diseñar el dique, tenerlas muy presente. Los métodos de predicción existentes, caso todos ellos obtenidos a partir de ensayos en modelo físico, son normalmente adecuados en unos cuantos casos simplificados, ya sea porque los ensayos han sido llevados a cabo para un rango limitado de condiciones de oleaje o porque la geometría del dique ensayado, a menudo representa una simplificación en relación con muchas estructuras reales. Por lo tanto, será necesario estimar el rendimiento para una situación real haciendo uso de las predicciones para las configuraciones estructurales relacionadas. Cuando esto no sea posible, o las predicciones sean menos fiables que lo que sería necesario, se deberían llevar a cabo ensayos en modelo físico.

6.5.1. Remonte y Descenso de la Masa de Agua Sobre el Talud.

La acción del oleaje sobre un dique en talud hace que la masa de agua oscile sobre una distancia vertical, generalmente mayor que la altura de ola. Los niveles extremos alcanzados en cada ola, se denominan remonte y descenso (run-up y run-down). En adelante, al referirse a estas dos respuestas hidráulicas se hará con Ru para el remonte y Rd para el descenso. Estos dos niveles extremos están referidos al nivel de agua en reposo (SWL).

Figura 6.5.1. Parámetros relacionados con el remonte (Ru) y el descenso (Rd).


82

El remonte y descenso, a menudo, se dan de forma adimensional en relación con la altura de ola significativa Rux/ Hs y Rdx/ Hs, donde el subíndice x describe el fractil considerado, es decir, el remonte excedido por el x% de los remontes. Se han realizado varios intentos para deducir expresiones teóricas que aproximen el comportamiento del remonte y descenso. Las principales limitaciones en la obtención de una total descripción aplicable a estas respuestas son la alta no-linealidad de la rotura de la ola y los procesos de flujo variable, involucrados, extremadamente complejos. El remonte y el descenso dependen principalmente de los siguientes parámetros:

• Condiciones estructurales:

- Superficie porosa - Rugosidad del talud - Forma Estructural y ángulo del talud

• Condiciones de oleaje:

- Parámetro de rotura (número de Iribarren) El Shore Protection Manual presenta una serie de curvas para la obtención del Ru o Rd, para diferentes geometrías de estructuras costeras, basadas todas ellas en ensayos realizados con oleaje regular sobre pendientes suaves e impermeables. La mayor limitación en el SPM es la descripción simplificada de las respuestas y la ausencia de conocimiento relacionado con el oleaje irregular, porque estas olas pueden generar niveles de remonte y descensos más altos que los dados por oleaje regular. Una de las primeras expresiones para la predicción del remonte fue una similar a la fórmula de Hunt válida para oleaje regular y sobre la base de una pendiente suave, i.e una pendiente relativamente suave que varía de 1:3 a 1:8.

o

u

L

HH

R )tan(0

αξ ==

Mediante el uso del parámetro modificado del número de Iribarren op relacionado con las condiciones del oleaje irregular en aguas profundas, Van Oorschot y d’Agremond (Allsop N.W, 1986) sugirieron la siguiente versión modificada de la fórmula de Hunt para el 2% de nivel de remonte en pendientes que variaron de 1:4 a 1:6.

op

s

u CH

Rξπ ⋅⋅= 2

%2 2

2

0

2

)tan(

p

s

Tg

H

⋅

=

π

αξ

El coeficiente empírico C2 se establece como dependiente solamente de la anchura espectral. Las ecuaciones han sido ajustadas con resultados, tanto de ensayos de laboratorio como de campo, a fin de determinar el coeficiente, y ha sido ampliamente explotada como base para otras fórmulas de predicción de remonte. Van Oorschot y d’Agremond calcularon valores del coeficiente, variando aproximadamente de 0.6 a 0.8 y,


83

desde entonces, diferentes valores de C2 para diferentes diseños de estructuras han sido deducidos por varios autores. El resultado de los trabajos de campo hechos por Grüne, el año 1982, condujo a valores más altos de C2 de aproximadamente 0.7 a 0.9. Más recientemente, De Wall y Van der Meer (1992) revisaron las fórmulas anteriormnte descritas, basados en extensos ensayos en modelos con pendientes no porosas, i.e pendientes presentadas con una lechada de hormigón o betún expuestas a oleaje irregular. Esto es:

si ξop ≤ 2/γb

si ξop > 2/γb

Los factores de influencia γf, γh, γβ y γb están adaptados, a fin de tener en cuenta la influencia de la rugosidad, de las aguas someras, del ataque del oleaje oblicuo y de una berma respectivamente. Los factores de influencia para la rugosidad, agua somera y el ataque oblicuo del oleaje son definidos como el nivel de remonte sobre una pendiente específica en relación con el nivel de remonte en la situación de referencia, donde todos los factores son iguales a 1, con idéntico número de Iribarren. El factor γb se puede describir concisamente como la razón entre un porcentaje de inclinación equivalente que tiene en cuenta la berma y el porcentaje de inclinación promedio del dique excluyendo la berma. Para una completa descripción de los factores de influencia ver De Waal y Van der Meer , citados anteriormente. El oleaje irregular sobre pendientes rugosas porosas, tales como la pendiente de un dique convencional en talud, se comporta de forma diferente a con pendientes no porosas, como se ilustra en la Figura 6.5.2, y el funcionamiento del remonte no se predice bien mediante las adaptaciones de las ecuaciones para pendientes suaves. La razón del comportamiento diferente podría estar relacionada con los procesos de flujo, generados por la rotura de la ola, en las diferentes capas así como en el núcleo, por medio de los cuales la energía del oleaje se disipa de otra forma a la que tiene lugar en la pendiente suave no porosa.

Figura 6.5.2. Comparación del Remonte Relativo al 2% para pendientes suaves y de escollera.

⋅

⋅⋅

=

β

β

γγγ

ξγγγγ

hf

opbhf

s

u

H

R

0,3

5,1

%2


84

Van der Meer (1992) ha medido y analizado los niveles de remonte de dos diques en talud de escollera con un factor de permeabilidad teórica de P=0.1 y otro factor de permeabilidad teórica P>0.4, obteniéndose la siguiente fórmula:

si ξom ≤ 2/γb

si ξom > 2/γb

Donde el subíndice m significa que el número de Iribarren está asociado con el período medio Tm. Otro planteamiento, a veces utilizado, pasa por describir los niveles de remonte mediante ajustes a diferentes distribuciones estadísticas, tales como Rayleigh o Weibull. Para los niveles de remonte medidos en pendientes porosas de escollera (dique en talud), Van der Meer (1992) analizó los resultados de los ensayos introduciendo una distribución de Weibull bi-paramétrica de la forma:

( )

−

−=

c

b

uxR

ux eRF 1

Donde b: Factor de escala c: Factor de forma, define la forma de la curva. Rux: Remonte excedido por el 100(1-F(Rux))% de los niveles de remonte. F(Rux): Probabilidad de que el nivel de remonte sea menor que Rux. El factor de escala se puede describir por:

( ) 2,025,0 )cot(4,0 α⋅⋅= −om

s

SH

b

Donde Som es el peralte en aguas profundas y asociado al período medio. El factor de forma se puede describir por:

si ξom < ξcr

si ξom > ξcr

La transición entre las dos ecuaciones anteriormente descritas está dada por un número crítico de Iribarren ξcr, indicando la transición entre la ola en plunging y surfing a fin de obtener el mejor ajuste.

( ) 75,0

13,0 )tan(77,5 +⋅= P

cr P αξ

La fiabilidad de la distribución de los niveles de remonte puede, del mismo modo que en el método determinista, venir dada por los coeficientes de variación (σ/µ de los coeficientes ajustados. Para un núcleo impermeable el coeficiente de variación del factor de escala es

⋅

⋅

=

46,0

%2

17,1

96,0

om

om

s

u

H

R

ξ

ξ

⋅

⋅

=

−

−

)cot(52,0

0,3

3,0

75,0

αξ

ξ

P

om

om

P

c


85

aproximadamente el 6% y para un núcleo permeable es de 9%, mientras que no se ha calculado ningún coeficiente de variación del factor de forma. En contraposición al método determinista, el método probabilística tiene la ventaja de que mediante la adopción de una distribución estadística específica, es posible determinar los niveles de remonte correspondientes a diferentes niveles de excedencia sin ajustar nuevos coeficientes.

6.5.2. Rebases Sobre la Coronación de un Dique en Talud. Cuando los niveles del remonte exceden la coronación del dique, que suele suceder para relativamente pocas olas del temporal de diseño, se produce el rebase. Los diques suelen diseñarse sobre la base de que se debe esperar alguna (pequeña) descarga de rebase bajo las condiciones extremas de oleaje. El fenómeno del rebase es un efecto combinado de dos procesos físicamente diferentes denominados roción y rebase en masa. El roción se origina al golpear el agua contra los elementos del manto de protección o el espaldón. Debido al aire presente en el agua (burbujas), la densidad del fluido decrece, lo que propicia una mayor dispersión y elevación de la mezcla agua-aire al chocar ésta contra el talud. El transporte por encima del dique tiene lugar debido a dos factores: la acción del viento y el impulso cedido por la ola al agua. El rebase en masa es una consecuencia de grandes “apilamientos” de agua ascendentes donde el nivel del remonte excede la coronación del dique. Éste crea un paso sólido de agua más que el producido por un roción disperso, haciendo el rebase en masa menos sensible al viento. Owen (Allsop, 1986) presentó un método de diseño para un dique con pendiente suave y una coronación plana expuesto a olas irregulares aceptando una esperada descarga finita de rebase. Este método permite la predicción de la descarga del rebase bajo un amplio rango de oleajes y condiciones estructurales. Las descarga media de rebase está relacionada con un parámetro de descarga adimensional Q*om denominado parámetro de Owen.

π23

* om

s

om

S

gH

qQ =

Donde q es la tasa promedio de rebase, expresada en (l/s por metro) o (m3/s por metro). El francobordo de coronación se expresa en términos de un francobordo adimensional R*om:

π2

* om

s

com

S

H

RR =

Para la relación entre el francobordo adimensional y el parámetro de Owen, éste en 1989 determinó una ecuación exponencial de la forma:

)*(* omRbom eaQ

⋅−⋅=


86

Los coeficientes empíricos a y b se determinaron para diferentes valores del ángulo del talud y son presentados en la siguiente tabla:

PENDIENTE a b 1:1 0.00794 20.12

1:1.5 0.0102 20.12 1:2 0.0125 22.06 1:3 0.0163 31.9 1:4 0.0192 46.96 1:5 0.025 65.2

Figura 6.5.3. Coeficientes a y b para pendientes suaves (Owen, 1980).

Una relación exponencial entre la descarga del rebase y el francobordo relativo Rc/Hs también ha sido observado por Jensen y Juul (1987) y Jensen y Sorensen (1979), tanto en ensayos de modelos, como medidas de prototipo. Para diques con espaldón y dique con bloques artificiales, la descarga del rebase tiende a ser más dependiente del francobordo relativo de coronación, haciendo que la descarga del rebase aumente con una tasa más baja cuando se incremente el francobordo de cresta relativo. Una versión generalizada de la relación dada por Owen, también fue comparada, con una larga serie de datos de rebases, por Van der Meer, pero resultó que la relación era sólo válida para olas en plunging y, por ello, tuvo que ser aplicada una ecuación diferente. Para evitar un conjunto de fórmulas, De Waal y Van der Meer (1992) han formulado otro planteamiento. Al introducir otra serie de parámetros adimensionales para la descarga del rebase y el francobordo de coronación, la forma exponencial dada por Owen es todavía válida. Una forma adimensional simple de la descarga del rebase se define como:

3sgH

q

Y el francobordo de la coronación se hace adimensional introduciendo el 2% del nivel del remonte:

s

cu

H

RR −%2

Mediante el uso de estos parámetros, De Waal y Van der Meer dedujeron la siguiente forma exponencial

−⋅

− ⋅= sH

cRuR

s

egH

q%21,3

5

31,8

La fiabilidad de la ecuación anterior se puede dar asumiendo que log(q) (y no q) tiene una distribución normal con un coeficiente de variación V = σ/µ de 0.11 (11%). Se pueden calcular las bandas de confianza para varios valores prácticos de la descarga media de rebases (q). El planteamiento anteriormente descrito tiene una aplicación limitada si el volumen de rebase se hace bastante grande, o si la altura de coronación del dique es mucho más baja


87

que la altura de remonte del 2%, especialmente cuando se aplican los factores de reducción debido a influencias de bermas, etc. En estos casos el método anterior debería ser aplicado con cuidado y, en este caso, sería preferible el método descrito más abajo. Del análisis de De Waal y Van del Meer se halló que el rebase debería ser dividido en situaciones con olas en plunging y en surfing. La descarga adimensional del rebase viene dada por Qb y Qn y por la altura de coronación adimensional Rb y Rn respectivamente, donde el índice b indica (breaking) olas en rotura (plunging, ξp<2) y n significa no rotura (surfing, ξp >2). Las definiciones son:

)tan(3 α

op

s

b

S

gH

qQ =

γα

1

)tan(

op

s

cb

S

H

RR =

3s

n

gH

qQ =

γ

1

s

cn

H

RR =

Donde γ=γf γh γβ γb es el factor de reducción total de las influencias. El promedio de todos los datos para las olas en rotura se puede describir, de nuevo, mediante una función exponencial:

bRb eQ

2,506,0

−⋅=

Sorprendentemente, hay muy pocos datos disponibles que describan el rendimiento del rebases en diques de escollera sin espaldón. Sin embargo, los resultados de 2 ensayos realizados por Bradbury et al. (1988) pueden utilizarse para dar estimaciones de la influencia de las condiciones del oleaje y del francobordo relativo. De nuevo los resultados se han utilizado para dar valores de coeficientes en una ecuación empírica. Bradbury et al. dan la fórmula de predicción siguiente:

bRaQ

−⋅=

Con:

π23

om

s

S

gH

qQ = (Parámetro de Owen)

π2

2

om

s

c S

H

RR

=

Los valores de a y b han sido calculados de los resultados de los ensayos con taludes 1:2 reforzados de escolleras y con los detalles de la coronación mostrados en la Figura 6.5.4.


88

Para la sección A, a=3,7·10-10 y b=2,92. Para la sección B, a=1.3·10-9 y b=3,82.

.

Figura 6.5.4. Estructuras de escolleras rebasables con muro de coronación bajo.

Hay más datos disponibles para describir el rendimiento del rebase de estructuras en talud con manto de protección de escollera y con espaldones. Bradbury et al. (1988) y Aminthi y Franco (1988]) llevaron a cabo ensayos y los resultados han sido utilizados para determinar valores para los coeficientes a y b de la ecuación anterior. Los valores de los coeficientes se recogen en la tabla 6.5.5, mientras que las secciones transversales que se estudiaron se ilustran en la Figura 6.5.6. Cada uno de estos estudios ha aplicado diferente francobordo adimensional y parámetros de descarga en las ecuaciones empíricas que son válidas para un rango de configuraciones estructurales diferentes. Los datos no han sido analizados como una serie única, y el usuario puede, por tanto, necesitar comparar los resultados dados por más de una método de predicción. El parámetro B, en este caso, representa el ancho de la coronación del manto de protección, que se recoge en la Figura 6.5.6:

Sección Ángulo del Talud B/Hs a b

AI 1:2,0 1,10 1,7 x 10-8 2,41 1,85 1,8 x 10-7 2,30 2,60 2,3 x 10-8 2,68

AII 1:1,33 1,10 5,0 x 10-8 3,10 1,85 6,8 x 10-8 2,65 2,60 3,1 x 10-8 2,69

B 1:2,0 0,79 – 1,7 1,6 x 10-9 3,18 C 1:2,0 0,79 – 1,7 5,3 x 10-9 3,50 D 1:2,0 0,79 – 1,7 1,0 x 10-9 2,82

Tabla 6.5.5. Coeficiente a y b para las descargas de rebases sobre secciones

transversales.

.


89

Figura 6.5.6. Secciones Transversales Ensayadas.

Puesto que el rebase se puede considerar el parámetro que gobierna el diseño de la coronación del dique y la superestructura (espaldón), es esencial disponer de alguna información de la que podría considerarse descarga aceptable de rebase. Debido a la naturaleza estocástica de los temporales del oleaje, la cantidad de agua de rebase está muy irregularmente distribuida en el tiempo. Por esta razón, resulta necesario admitir alguna probabilidad de rebase, porque de lo contrario se necesitaría una altura del francobordo de coronación antieconómicamente grande para prevenir cualquier evento. Dependiendo de los requisitos funcionales del dique, así como de la configuración de la coronación y de la pendiente del talud posterior, el nivel aceptable de descarga de rebase podría variar ampliamente. Foukuda et al. en 1974 realizó medidas y observaciones en prototipo para presentar una evaluación del efecto que distintas intensidades de rebases tenían sobre las personas, vehículos, edificios, etc. Los valores críticos de descargas medias de rebase, según Foukuda, con algunas modificaciones realizadas, posteriormente, como consecuencia de los ensayos en modelo realizados, se recogen en la siguiente tabla:


90

Tabla 6.5.7. Valores Críticos de Descargas Medias de Rebases.

No existe información disponible sobre condiciones límites de rebases que puedan ser toleradas por barcos atracados en el lado abrigado próximo al dique. Aunque las olas que causan los rebases usualmente tienen muy cortos períodos comparados con los del oleaje incidente, ejemplos de daños a barcos en la zona abrigada se ha visto con rebases muy severos que causaron grandes olas. La evaluación del grado de agitación del oleaje causado por el rebase se suele tratar generalmente como problema específico del lugar utilizando ensayos en modelo físico.

6.5.3. Transmisión del Oleaje en un Dique en Talud. La transmisión de la energía del oleaje es el resultado combinado de dos fenómenos diferentes: el rebase, que se puede producir en una estructura de baja coronación, originando una acción detrás de la estructura y, por otro lado, la transmisión a través del medio poroso, que tiene lugar sobre un dique en talud de alta permeabilidad (Ver Figura 4.6.5.):

Figura 6.5.8. Parámetros importantes relacionados con la transmisión del oleaje.


91

Los principales parámetros que dominan en el fenómeno de la transmisión son: Condiciones estructurales:

• Francobordo de Coronación • Anchura de Coronación • Profundidad de Agua • Permeabilidad

Condiciones de oleaje:

• Altura de Ola • Período del Oleaje

En el SPM, las curvas de diseño vienen dadas por el coeficiente de transmisión (CT=HT/HI), pero el inconveniente de estas curvas es que fueron obtenidas a partir de ensayos en modelo con oleaje regular. Por este motivo, se realizaron una serie de ensayos en modelo físico, sobre diques en talud con manto de escollera y con baja cota de coronación y, también para dique convencional (sin superestructura). El oleaje utilizado en estos ensayos fue regular e irregular. Para conseguir un único método que describiese los coeficientes de transmisión, Daemen (1991) volvió a analizar los resultados de los ensayos. En el análisis de Daemen se encontró una relación entre el coeficiente de transmisión y la altura de la coronación relativa Rc/Dn50, es decir el número de escolleras que hay por encima del nivel de agua en reposo (SWL) hasta la coronación:

bD

RaC

n

cT +=

50

Donde:

34,0031,050

−⋅=n

I

D

Ha

51,00017,00323,042,5

84,1

5050

+

−⋅+⋅−=

nn

Iop

D

B

D

HSb

Otro límite está determinado por las condiciones del oleaje bajo las cuales los ensayos en modelo fueron realizados, donde el rango de validez está dado por:

6150

<<n

I

D

H y 05,001,0 << opS

El valor superior de HI /Dn50, causa inestabilidad, porque la altura de ola es demasiado alta y el límite superior del peralte de la ola es el límite donde las olas rompen. Si los límites son superados, la fiabilidad de la predicción se hace baja, pero para las estructuras que satisfagan las condiciones, la fiabilidad puede ser dada por la desviación estándar, asumiendo que el coeficiente de transmisión tiene una distribución normal.


92

6.5.4. Reflexión en un Dique en Talud (Flujo de Energía). Todas las estructuras costeras, de alguna manera, reflejan las olas incidentes, pero la variación en la cantidad de reflexión es grande, variando aproximadamente el 100% en un dique vertical de paramento liso a casi cero en una pendiente suave porosa. La proporción de la energía incidente reflejada, descrita por el coeficiente de reflexión CR, se define en términos de las energías total reflejada ER, y la incidente EI.

I

R

I

RR

E

E

H

HC ==

El grado de energía reflejada por un dique depende de las características de oleaje y el tipo de diseño de dique: Condiciones estructurales:

• Forma de la estructura y ángulo de un talud. • Ángulo del oleaje incidente. • Profundidad de Agua y pendiente del fondo. • Permeabilidad, porosidad, índice de huecos y rugosidad.

Condiciones de oleaje:

• Altura de Ola. • Período del Oleaje. • Peralte adimensional (Número de Iribarren).

Las pendientes de los diques en talud se consideran, normalmente, rugosas y porosas, pero a pesar de los diferentes procesos del flujo involucrado en una pendiente suave no porosa, se pueden aplicar también los mismos métodos de predicción. Los primeros estudios fueron presentados por Battjes en 1974 para taludes suaves e impermeables, sometidos a oleaje regular, con cotg(α) entre 3 y 6 y número de Iribarren inferior a 2,50, proponiendo una expresión sencilla:

50,2,1,0 2 <⋅= ξξRC

Sobre determinaciones empíricas, Seeling en 1980, propone dos diferentes curvas de ajuste para definir el valor de la reflexión sobre taludes para diferentes tipos de incidencias.

2

2

00,210,0);tanh(

ξ

ξ

ξ

+

⋅=

==⋅=

b

aC

baaC

R

bR

Con dos casos, a = 1,0 y b = 5,5 para pendientes suaves a = 0,60 y b = 6,60 para pendiente rugosa y permeable.


93

Estas estimaciones pueden ser consideradas conservadoras. En la situación de pendientes rugosas no porosas expuestas a oleaje irregular Allsop y Channell (1988) y Van der Meer llevaron a cabo ensayos en modelo físico, siendo analizados los resultados de estos ensayos por Potsma, 1989 y referidos por Van der Meer (1992). Postma dedujo una fórmula similar a la de Battjes, pero con coeficientes empíricos modificados y parámetro de rotura o número de Iribarren.

055,0)(:,14,073.0

=⋅= RomR CconC σξ

Allsop (1990) ajustó una fórmula de la forma que presenta la ecuación dada por Seeling para medir coeficientes de reflexión de pendientes de diques. Los ensayos fueron realizados con una y dos capas de escollera expuesta al oleaje irregular conduciendo a los valores de coeficientes empíricos dados en la siguiente tabla:

Pieza del Manto Exterior Valor de “a” Valor de “b” Escollera en dos capas 0,64 8,85 Escollera en monocapa 0,64 7,22 Grandes escolleras bicapa 0,64 9,64 Grandes escolleras monocapa 0,67 7,87 Dolos 0,56 10,00 Cobs 0,50 6,54 Tetrápodos 0,48 9,62 Sheds 0,49 7,94 Stabits 0,48 9,62

Tabla 6.5.9. Valores de los Coeficientes empíricos según piezas para la predicción de la

reflexión (Allsop y Hetiarichchi, 1988, y Allsop, 1990). Pese a los múltiples ensayos, experimentaciones y análisis realizados existen notables dispersiones entre las curvas de ajuste de los coeficientes de reflexión en las secciones, sobre la base de su talud, permeabilidad teórica, forma de rotura y número de Iribarren; si bien es una primera estimación del comportamiento hidráulico de las estructuras deformables ante los diferentes trenes incidentes.

6.6. Respuesta Estructural de un Dique en Talud. En este punto se presenta el estado del arte para el diseño de diques en talud. Las fórmulas de diseño y los problemas involucrados se evalúan a la luz de los resultados presentados por varios investigadores. Para los diques en talud el principal interés parece haber estado focalizado en la estabilidad del manto de protección, ya que el manto principal es la componente más costosa de un dique, especialmente si se usan elementos prefabricados.


94

6.6.1. Berma de Apoyo del Manto de Protección. La construcción de la berma de un dique tiene dos objetivos principales:

• Que la coronación de la berma sirva para retener las unidades del mando principal desplazadas, que en ausencia de ésta rodarían hasta el pie del dique. Con ello se consigue suavizar el talud.

• Actuar como soporte para el manto principal al apoyarse éste en la contrapendiente de la berma. Esta característica de la berma hace que si fallase ésta, podría desencadenar el fallo del manto principal al faltarle al apoyo.

Para cumplir estos dos objetivos, el diseño de la berma consta de una pendiente y otra contrapendiente, así como de una coronación horizontal entre ellas, como se puede ver en la Figura 6.3.2. En la determinación del tamaño de las unidades de escollera, necesario para un diseño seleccionado, influyen diferentes condiciones para obtener una estructura estable, de forma que evite la erosión de la berma:

• Altura de Ola Significativa. • Diámetro de la Escollera, dado como el lado nominal equivalente. • Peso de la Escollera dado como peso unitario. • Nivel de Daño definido.

La berma no está expuesta directamente al embate del oleaje, como sucede en el manto de protección, por lo que la situación más crítica sucede cuando las olas grandes alcanzan la estructura durante la fase de bajamar, haciendo que el descenso de la masa de agua alcance la berma. En esta situación, el período podría influir en la estabilidad, como demostró Gravensen y Sorenser (1977), estableciendo que un peralte más bajo (mayor período) lleva consigo una colocación más baja de la berma. El ancho de la berma no influye en la estabilidad, aunque una berma más ancha puede sufrir más daños antes de fallar su función. En el SPM el ancho mínimo viene dado por las dimensiones de dos o tres escolleras típicas, tales como el lado del cubo equivalente, pero en el caso de que los métodos constructivos sean menos exactos, el ancho de la berma debería estar en el rango de 4 a 10 lados equivalentes de escollera. Gerding en 1993 ejecutó 60 ensayos diferentes, variando el peralte del oleaje, el diseño estructural de la berma, la altura de ola significante y la profundidad de agua. Considerando separadamente los parámetros dominantes en la estabilidad de la berma, le llevó a conseguir la siguiente expresión de diseño:

15,0

5050

6,124,0 d

n

t

n

s ND

h

D

H

+=

∆

Donde Nd representa el nivel de daño, que fue descrito anteriormente. Una de las principales conclusiones fue que el peralte de la ola no influía en la respuesta de la berma, por lo que no encuentra en la ecuación anterior. En el caso en que la profundidad de agua sea pequeña, sucederá la rotura de las olas, la altura de ola significante puede


95

no ser tan buena medida como la altura de ola de 2% H2 (altura que es excedida por el 2% de las olas), porque este valor es más sensible a las olas en rotura. Para la situación de limitación por fondo, Gerding da la siguiente relación:

15,0

5050

2 20,234.0 d

n

t

n

ND

h

D

H

+=

∆

Ambas relaciones son válidas dentro del rango de valores en los que los modelos fueron ejecutados, i.e.

90.04.0 <<s

t

h

h 253

50

<<n

t

D

h

Se consideró los siguientes valores del nivel de daño para las ecuaciones anteriores: Nd = 0,5 significa comienzo de daño Nd = 2,0 daño aceptable (criterio de diseño)

Nd = 4,0 fallo, la berma dejaría de cumplir su función. Las relaciones presentadas por Gerding fueron probadas para los resultados de ensayos ya existentes, mostrando éstos sistemáticamente una estabilidad (Hs/Dn50) más alta que la sugerida por Gerding, lo que indica que las relaciones obtenidas conducen a un diseño estructural de la berma más conservativo, porque la relación de Gerding da una altura de ola significante Hs más pequeña o una longitud equivalente Dn50 mayor, para el mismo nivel de daño que se halló en los resultados de los ensayos existentes.

6.6.2. Manto de Protección. Fórmulas de Predicción Determinista. El manto de protección ha sido objeto de investigación durante muchos años, especialmente se ha prestado mucha atención a la determinación del peso de la piedra adecuada para conseguir la estabilidad de los elementos del manto. Esto ha sido así porque el manto de protección constituye la parte más esencial del dique en talud. El manto del talud protege al dique contra la mayor parte de las fuerzas ejercidas, principalmente las fuerzas de inercia y las fuerzas de arrastre de la masa de agua en su remonte y descenso por el talud. Por eso hace que la seguridad de la estructura en su conjunto dependa de la seguridad del manto de protección. Diferentes modos de fallo pueden estar ligados al del manto de protección, el manto puede fallar es su conjunto como consecuencia de que éste deslice sobre la capa de filtro con la que está en contacto o se hace instable debido a un círculo de deslizamiento que afecta a otras partes más profundas del dique. Este fallo es posible, cuando el descenso de la masa de agua de una gran ola puede ejercer una fuerza que excede la fricción entre capas o a la fricción que aparece en un círculo de deslizamiento, haciendo que este modo de fallo posible suceda sólo en caso de una pendiente rígida. El fallo más común e importante es el que tiene lugar por inestabilidad de los elementos. Sucede cuando las fuerzas desestabilizadoras, por ejemplo fuerzas de arrastre, de levante y de inercia, son mayores que las fuerzas estabilizadoras, por ejemplo: fuerzas de la gravedad, de fricción y a veces de trabazón entre los elementos. La caída sucesiva de


96

los elementos puede conducir al fallo del manto principal al quedar la capa de filtro expuesta al oleaje. La mayoría de las fórmulas de diseño para el dimensionamiento del elemento del manto de protección se establecieron sobre la base del equilibrio entre las fuerzas actuantes sobre el elemento. El establecimiento del equilibrio, considerando como fuerzas gobernantes o dominantes las de levantamiento y la de arrastre. La primera es debida a la mayor velocidad del flujo en la cara superior que en la inferior del elemento, produciéndose una mayor presión en la cara inferior (ecuación de Bernoulli) que en la superior, que tiende a levantar el elemento, mientras que la de arrastre es debida a la diferencia de presiones sobre los lados del elemento aguas arriba y aguas debajo de la dirección del flujo.

6.6.2.1. Fórmulas de predicción determinista del tamaño de las unidades del manto. A lo largo del siglo pasado se desarrollaron una gran cantidad de fórmulas para el dimensionamiento de los elementos del manto de protección:

CRITERIOS DE ESTABILIDAD HIDRÁULICA DEL MANTO PRINCIPAL EN OLEAJE REGULAR

AUTOR Y FÓRMULA GENERAL DE DISEÑO

Castro

( ) 3

3

2)1(2cot1cot

704.0

−⋅

−⋅+=

w

r

r

r

HW

γγ

γ

γθθ

Hedar

( ) 3

3

3

)1(cot −⋅

−=

w

r

rH

sen

KW

γγ

γ

θθ

Iribarren

( ) 3

3

3

)1(cot −⋅

−=

w

r

rH

sen

KW

γγ

γ

θθ

Svee

3

3

3

)1(cot −⋅=

w

r

rHKW

γγ

γ

θ

Iribarren

( ) 3

3

3

)1(cot −⋅

+=

w

r

rH

sen

KW

γγ

γ

θθµ

Hedar

( ) 3

3

3

3

)1(cot −⋅

−

⋅=

w

r

ri H

sen

KKW

γγ

γ

θθµ

Mathews

( ) 3

3

2

)1(sin75.0cot

0149.0

−⋅

−=

w

r

rHW

γγ

γ

θθ

SN-92-60

3

2

3)1(cot1 −

⋅⋅⋅

+=

w

r

rLHKW

γγ

γ

θ

Tyrrel

( ) 3

2

3

)1(tan −

⋅⋅⋅

−=

w

r

rTHKW

γγ

γ

θµ

Ryhtchevsky

3

2

33)1(cotcos −

⋅⋅⋅=

w

r

rLHKW

γγ

γ

θθ


97

Rodolf.

3

2

3

)1()2

45(tan

0162.0

−

⋅⋅⋅

−°=

w

r

rTHW

γγ

γ

θ

Metelicyna

3

3

3

)1()23(cos −⋅

+°

⋅=

w

r

rs HKKW

γγ

γ

θ

Hudson

3

3

)1(cot

1

−⋅

⋅=

w

r

r

D

H

KW

γγ

γ

θ

Goldschtein & Kononenko

3

383.1

)1(

tan3.0

−⋅⋅⋅=

w

r

rHKW

γγ

γθ

Larras

( ) 3

3

3

)1(cot

4sinh

2

−⋅

−

⋅⋅

=

w

r

r

t

H

sen

Lz

LhK

W

γγ

γ

θθ

π

π

Beaudevin

3

3

)1(

15.08.0cot

1

−⋅

−

−⋅⋅=

w

r

rs

HKKW

γγ

γ

θ

H, H1/3; altura de ola incidente K, Ki; constantes de estabilidad L; Longitud de onda T; Período W; Peso ht, z; Profundidad a pie de dique y banqueta θ; Talud µ; Coeficiente de fricción γr, γw; Pesos específicos Ks; Factor de seguridad D, Dv, DR; Nivel de daño (%) Qp; Parámetro de pico espectral N; Número de olas activas ξm; Parámetro de similaridad Ns, Nc; Números de estabilidad

Tabla 6.6.1. Criterios de estabilidad hidráulica del manto principal en oleaje regular.


98

CRITERIOS DE ESTABILIDAD HIDRÁULICA DEL MANTO PRINCIPAL EN OLEAJE IRREGULAR

AUTOR Y FÓRMULA GENERAL DE DISEÑO Van der Meer (1986)

( ) 33

2.013.0

3

3/1

2/3

)1(2.6 −

⋅⋅≥

−

w

rv

rm

NDP

HW

γγ

γξ

( ) 33

5.02.0

13.0

3

3/1

)1()(cot −

⋅⋅

⋅≥

−

w

rp

mv

r

NDP

HW

γγξθ

γ

cmpara ξξ <

cmpara ξξ >

( ) 5.0131.0 tan7.6

+

=P

c P θξ

Ryu 81984), Ryu & Sawaragi (1986)

3

3/1

2/3

3/1 tan

tan

)3.36(

)73.174.5(H

D

QW

r

pw⋅

⋅

+

+≥

φ

θ

γ

γ

Kaku, Kobayashi & Ryu (1991)

( ) 33

5.02.0

13.0

3

3/1

)1()(cot −

⋅⋅

⋅≥

−

w

rp

m

r

NSP

HW

γγξθ

γ

≤=

>−≅

cS

cSS

NNparaS

NNparaNS

0

41.2tan69.22 α

Ryu & Kim (1994)

( )3

3/1

2/3

25.03/1 tan

tan

82.5/

)88.319.1(H

AND

QW

r

pw⋅

⋅

+

+⋅⋅≥

φ

θ

γ

γ

( )

−⋅−⋅=

2

005.03.2cos194.0 3/1ξD

A

H, H1/3; altura de ola incidente K, Ki; constantes de estabilidad L; Longitud de onda T; Período W; Peso ht, z; Profundidad a pie de dique y banqueta θ; Talud µ; Coeficiente de fricción γr, γw; Pesos específicos Ks; Factor de seguridad D, Dv, DR; Nivel de daño (%) Qp; Parámetro de pico espectral N; Número de olas activas ξm; Parámetro de similaridad Ns, Nc; Números de estabilidad

Tabla 6.6.2. Criterios de estabilidad hidráulica del manto principal en oleaje irregular.


99

6.6.3. Integridad Estructural del Manto de Escollera. Hasta aquí, se han presentado las fórmulas de estabilidad del manto de protección sólo para escolleras, pero la estabilidad, en este caso, no es exclusivamente dependiente de las condiciones del oleaje y del peso de los elementos, sino también de la forma, rugosidad superficial e integridad estructural de las piedras. La integridad estructural del material de escollera es, entre otras cosas, una consecuencia de la cantera de procedencia, i.e. el tipo de piedra es el principal factor de durabilidad, por ejemplo: tipo de roca más dura, tal como el granito y el basalto son mucho más apropiadas, para utilizarlas en el manto principal, que tipos de roca suave, tales como piedra de arenisco y la caliza. Un indicador de la durabilidad de la roca es su densidad (> 2,8 t/m3 muy buena, < 2,3 t/m3 pobre), mientras que la absorción del agua también proporciona una buen indicador (< 0,5% muy buena, > 6% pobre)

6.6.4. Manto de Protección con Bloques de Hormigón Los bloques de hormigón se usan habitualmente cuando no se halla disponible el material apropiado de roca o no es posible conseguir el tamaño de roca requerido. Diferentes fórmulas de diseño han sido obtenidas de los ensayos en modelo para diferentes tipos de elementos artificiales. La fórmula de Hudson se aplica también para bloques artificiales, en aquellos tipos de bloques en los que son conocidos el coeficiente de estabilidad (Kd), obtenido a partir de numerosos ensayos realizados. Los bloques artificiales más utilizados, hoy en día, son el cubo o paralelepípedo, tetrápodos y acrópodos. Las fórmulas finales incluyeron la influencia del período a través del peralte (Som), el nivel de daño relativo (Nd) y el número de olas (N). Las fórmulas de estabilidad para los tipos de bloques artificiales mencionados son: Bloques cúbicos:

1,0

3.0

4.0

0,17,6 −⋅

+=

∆om

d

n

s SN

N

D

H

Bloques tetrápodos:

2,0

25,0

5,0

85,075.3 −⋅

+=

∆om

d

n

s SN

N

D

H

Bloques acrópodos:

7,3=∆ n

s

D

H (Nd = 0, inicio de averías, criterio de diseño)


100

1,4=∆ n

s

D

H (Nd>0.5, fallo)

En el caso del acrópodo, su estabilidad no depende ni de la duración del temporal ni del período.

6.6.5. Morro del Dique en Talud. El morro del dique es la parte final de éste y marca los límites de la entrada (bocana), al puerto. El morro representa un punto singular por la diferente solicitación que éste presenta ante la acción del oleaje con respecto al tronco del dique. Las características del flujo en el morro difieren de forma considerable de las que tienen lugar en las secciones rectas de una estructura en talud. En éstas, las transformaciones que sufre la ola sobre el talud: refracción, reflexión, deformación y rotura, así como los fenómenos de flujo asociados (remonte y descenso) resultan ser prácticamente homogéneas longitudinalmente, por lo que las secciones pueden ser consideradas de flujo bidimensional. Sin embargo, el comportamiento del morro es más complejo, de tal manera de la combinación de efectos: refracción y difracción someten a las distintas secciones del morro a solicitaciones muy diversas, lo que le da un carácter de tridimensional. Un procedimiento general en el diseño de los morros, es incrementar el peso de los elementos para obtener las mismas condiciones de estabilidad que en el caso del tronco de la estructura.

6.6.6. Anchura de Coronación, de Berma, Espesores de Capa y Ángulos de Taludes.

La anchura de la cresta o de la coronación del manto de protección, a veces, viene determinada por los métodos constructivos utilizados (acceso sobre núcleo por camiones volquetes o grúa) o por requisitos funcionales (espaldón con vía de servicio adosada). La anchura depende también del grado de rebase permitido. El SPM 1984 establece un ancho mínimo: Bmin = (3 a 4)·Dn50. La expresión general del ancho se expresa del siguiente modo:

3/1

= ∆

m

s

WnKb

γ

Donde: n: Número de elementos. K∆: Coeficiente de capa. W: Peso del elemento. En el caso en el que el dique tenga espaldón, se requiere como mínimo dos elementos. El ancho de la berma de pie para el apoyo del manto de protección: bi requerirán un mínimo de elementos, que según SPM es de 3, expresándose su longitud exacta del mismo modo que con la ecuación anterior.


101

Los espesores de capa, del manto (ta), de la subcapa (tu) y del filtro (tf) deberán contar como mínimo, en el caso de colocación aleatoria, de dos capas para asegurar que, en todas partes de las capas interiores, exista una adecuada protección. Desde el punto de vista económico, una forma de hacer una evaluación económica es mediante el conocimiento de la densidad de colocación de los elementos del manto de protección. El volumen, en tanto por uno, ocupando por el número de elementos Na en una superficie A viene dado por:

3/1

=

⋅

∆

m

m

a

WnKt

At

W

N

γ

γ

Donde At representa el volumen total y (W/γm) el volumen del elemento. La porosidad P, en tanto por ciento será:

1001 ⋅

⋅−=At

W

NPm

a

γ

El número de elementos por unidad de superficie (densidad de colocación) es:

3/2

1001

⋅

−⋅= ∆

W

PnK

A

N ma γ

Los valores de K∆ y P para los elementos más utilizados se presentan en la siguiente tabla, tomada del SPM 1984:

Tipo de Elemento K∆∆∆∆ P (%)

Escollera lisa, n=2 1,02 0,38 Escollera rugosa, n=2 1,00 0,37 Escollera rugosa, n>3 1,00 0,40 Escollera clasificada - 0,37

Cubo 1,10 0,47 Tetrápodo 1,04 0,50

Dolos 0,94 0,56

Tabla 6.6.3. Valores del coeficiente de capa y de la porosidad.


102

El ángulo de la pendiente del talud no debería ser menor de 1:1,5, excepción hecha con el acrópodo, cuyos diseñadores recomiendan un talud de 1:1,33. La pendiente 1:1,5 sería al ángulo natural que adquiriría el material al ser volcado debajo del agua. Taludes de 1:1,75 y 1:2,0 son los más frecuentes. En cuanto al ángulo del talud interior se admite una pendiente más rígida que para el talud frontal, pero es bastante común un valor de 1:1,5.

6.6.7. Pesos de los Mantos Secundario. Condiciones de Filtro. Una vez determinado el peso requerido para el manto de protección del dique en talud, se pueden calcular los pesos de los elementos de las subcapas, a partir del peso del manto. En general, los pesos de las subcapas y del núcleo deben cumplir la condición de filtro. Es decir, los elementos del manto secundario han de ser de un tamaño tal que no se puede fugar a través de los huecos dejados por los elementos de la capa superior. Esto se consigue mediante los llamados criterios de filtro de Terzaghi.

252054,15

,15

,85

,15a

D

Dya

D

D

f

a

f

a<<

Donde D15, el diámetro del tamiz que dejaría pasar el 15% de la totalidad del material. Los subíndices “a” y “f” indican respectivamente los elementos del manto de protección (armour) y el del filtro (filter). El mismo criterio debería cumplir el núcleo respecto a las capas de filtro que le cubra. La condición de filtro se una subcapa se cumple a través de las relaciones con el peso de los elementos del manto. El SPM recomienda tamaños de piedra en las capas de filtro con un peso que varía entre 1/10 a 1/15 el peso del elemento del manto de protección. Para el núcleo, también el SPM recomienda la variación de 1/200 a 1/6000.

6.7. Fuerzas del Oleaje sobre Espaldones

Si bien esta estructura está integrada, como se ha comentado, dentro de un dique en talud por su condición de estructura rígida, a los efectos de cálculo, se le aplica el mismo tratamiento que los denominados diques monolíticos o reflejantes. El espaldón contribuye a la efectividad del dique al reducir la cantidad de agua rebasada. Además, el espaldón reduce el volumen de material de escollera al disminuir la altura de coronación necesaria en relación con la estructura convencional de escollera. Por otro lado, el espaldón proporciona un camino de acceso hasta el morro que puede ser transitado por peatones y vehículos y una plataforma de trabajo para el mantenimiento del manto de protección. Ocasionalmente sirve para llevar tuberías o cintas transportadoras, así como el establecimiento de un muelle interior. Iribarren inicialmente propuso una ley de distribución de presiones que consistía en un diagrama de la ola rota convenientemente modificada.


103

6.7.1. Fuerzas Actuantes Sobre el Espaldón. Se define un esquema de una sección transversal de espaldón y sobre él se identifica las fuerzas actuantes (Figura 6.7.1). Estas fuerzas junto con el peso resistente del espaldón permiten estudiar su estabilidad. Las fuerzas se dividen en fuerzas inducidas por el oleaje (fuerza horizontal y vertical) y fuerzas pasivas (carga de la berma de coronación del manto de protección, peso resistente y fuerza de fricción). En la figura se representan la fuerza resultante horizontal Fh(t) debido a la distribución de presiones sobre la cara vertical así como la resultante de la fuerza vertical U(t) sobre la base del espaldón. Cada una de estas fuerzas dan lugar a los momentos volcantes respectivos Mh(t), Mu(t). El resto de fuerzas son la carga de la berma del manto de protección R(t), el peso del espaldón W y la fuerza de fricción entre la base del espaldón y la cimentación Fc(t).

Figura 6.7.1. Acciones sobre el espaldón.

Se considera que los elementos de la berma del manto de protección son estables a la acción de cálculo y, por lo tanto, no trasmiten cargas adicionales sobre el paramento del espaldón. De este modo, la fuerza debido a las unidades de la citada berma se considera independiente del tiempo: R(t)=R y es generada sólo por la fuerza activa, estableciéndose por consideraciones geotécnicas. Así pues, la fuerza horizontal neta debe ser inferior a la fuerza de fricción para que el espaldón se mantenga en equilibrio, de lo contrario éste deslizará. A la hora de establecer la estabilidad se pueden considerar dos modelos: uno estático y otro dinámico. El estático está basado en la comparación de las fuerzas máximas debido a la acción de la ola con la máxima fuerza de fricción estática en la interfase espaldón –cimentación sin tener en cuenta la evolución en el tiempo de las fuerzas. El modelo dinámico está basado en la comparación de las fuerzas a la resistencia, pero considerando la evolución de las fuerzas con el tiempo. La respuesta dinámica de la estructura y la cimentación se analiza y compara con la máxima resistencia de la interfase cimentación-estructura.


104

Se considera el modelo estático que permite un planteamiento de ingeniería al proceso de diseño. Cada ola que golpea el espaldón genera dos fuerzas máximas relativas o, lo que es lo mismo, dos componentes: componente dinámica, denotada presión de impacto Pi y componente hidrostática o presión pulsátil Pp. Estas dos componentes se muestran en la figura 6.7.2, obtenida de un registro de ensayo en modelo por L. Martín 1995. En la figura aparece la curva fuerza-tiempo con dos máximos A y B. Las presiones debido al primer pico (A) son las producidas por las llamadas presiones de impacto Pi y se originan por el cambio súbito que experimenta la dirección del frente de la ola rota debido a la existencia de la pared vertical del espaldón (deceleración horizontal), mientras que el segundo máximo (B), debido a las presiones de tipo hidrostática, ocurre después del instante del máximo run-up y está relacionado con la aceleración vertical de la masa de agua acumulada enfrente de la pared del espaldón.

Figura 6.7.2. Distribución de presiones verticales de una ola rota (L. Martin et al. 1995).

La forma de la distribución de presiones correspondiente a las presiones de impacto (A) presenta un perfil casi vertical uniforme, distinguiéndose dos zonas bien diferenciadas: la parte superior, no protegida por la berma del manto de protección y la zona inferior, protegida por la berma. El perfil de presiones debido al segundo pico (B) aumenta linealmente hacia abajo, con una tasa siempre menor que wg, hasta alcanzar la base del espaldón.

6.7.2. Parámetros de Diseño de un Espaldón. Los principales parámetros que influyen en las fuerzas del oleaje ejercidas sobre el espaldón son: Ac: Coronación del manto principal. Rc: Francobordo del espaldón. b: Ancho de la berma del manto. α: Pendiente del talud. n: Porosidad de los elementos del manto. H: Altura de ola. T: Período de la ola. θ: Ángulo de incidencia del oleaje.


105

Figura 6.7.3. Parámetros de Diseño de un Espaldón.

6.7.3. Modos de Fallo del Espaldón. Los modos de fallo de un espaldón son el deslizamiento, el vuelco, la fractura del hormigón, la erosión de la cimentación en el frente del talud (basculamiento hacia el lado del mar) y erosión de la cimentación posterior (basculamiento hacia el lado de costa) por la acción del rebase sobre la coronación del espaldón.

Figura 6.7.4. Modos de fallo de un espaldón (tomado por Günbak et al 1984).


106

6.7.4. Método de Cálculo de Espaldones.

6.7.4.1. Método de Iribarren. Se recomienda construir la berma de coronación del manto principal a la cota +0,75 veces la altura de ola de diseño, que es la cresta de la ola al romper mientras que la coronación del espaldón se recomienda que esté a +1,5 veces la altura de ola de diseño, que es la altura que alcanza la ola rota. El diagrama de presiones en una combinación de presiones dinámica e hidrostática. Se asume que la presencia del manto enfrente de la parte inferior del espaldón disminuye el efecto de las presiones dinámicas en un 50%.

Figura 6.7.5. Diagrama de presión de la ola rota según Iribarren.

6.7.4.2. Método de Günbak et al. 1984. Este criterio es válido sólo para olas que alcanzan el pie de la estructura sin romper. Es decir, la ola rompe sobre el talud, alcanzando el frente de la ola rota la pared vertical del espaldón. Günbak considera también dos componentes de presión originada por la ola rota: una dinámica y otra hidrostática. La figura 6.7.6 presenta las dos distribuciones de ambas componentes. Admite, al igual que Iribarren, que la presión dinámica es uniforme vertical en la parte de la pared del espaldón que no se halla protegido con la berma del manto, mientras que la presencia de los elementos de la berma reduce esta presión de forma lineal hasta alcanzar el pie del espaldón, donde la intensidad de presión se reduce a la mitad (Pm/2). Los valores de las intensidades de presión del diagrama de Günbak son los siguientes:

( )y

g

gyP ww

m ⋅==22

2γγ

Presión dinámica

)( syP wh += γ Presión hidrostática


107

Donde γw representa el peso unitario del agua (t/m3). Además:

)cos(

)(

βα

β

α −⋅

−=

sen

sen

ARy cu

siendo β el ángulo que forma la lengua del run-up Ru, que según Günbak adopta un valor de 15°. Se recomienda para el run-up la siguiente expresión:

5.2

5.24,0

>=

≤⋅⋅=

ξ

ξξ

paraHR

paraHR

u

u

La fuerza horizontal total sobre la pared vertical es la suma de las dos distribuciones (dinámica e hidrostática). La ley de subpresiones es triangular, siendo su intensidad en el borde del lado mar:

mhb PPP ⋅+= 5.0 Mientras que en el borde del lado de costa es cero.

Figura 6.7.6. Diagrama de presiones según el método de Günbak et al. 1984.

6.7.4.3. Método de Bradbury y Allsop 1988. Este método es recomendado por el CIRIA-CUR y establece una ley uniforma rectangular en toda la pared vertical, expresándose la fuerza total horizontal del siguiente modo:

f

H

H

C

s

pf

H

h

FPb

A

Ha

Lhg

F=−=

⋅⋅⋅ρ


108

Donde: FH: Máxima fuerza horizontal. Hs: Altura de ola significante. LP: Longitud de onda del período de pico. Ac: Nivel de la coronación del manto. hf: Altura del espaldón. a, b: Coeficientes empíricos. La subpresión es triangular: Pb = PH (lado de mar); Pb = 0 (lado de costa). Los valores de los coeficientes empíricos a y b han sido derivados de las secciones ensayadas por Jensen y Bradbury et al. y se concretan en la figura 6.7.7, obtenida de CIRIA-CUR.

Figura 6.7.7. Secciones con los coeficientes a y b para las fuerzas horizontales.


109

6.7.5. Criterio de Estabilidad. La estabilidad del espaldón, mediante método estático, requiere la determinación de las fuerzas máximas debido a la acción del oleaje (Fh,max, Fu,max). En el caso del método de L. Martín, estas fuerzas máximas se establecerán para los dos casos de carga: de impacto Pi e hidrostática o pulsátil Pp y se elegirá el caso más desfavorable a la hora de determinar los factores de seguridad. Como estructura monolítica, los modos de fallo más probable serían el deslizamiento y el vuelco. De acuerdo con Goda (1985), los coeficientes de seguridad para el deslizamiento y el vuelco son respectivamente:

Deslizamiento: ( )

hF

UWDSC

µ⋅−=..

Vuelco: bF

UW

M

MMVSC

−=..

Donde W denota el peso resistente del espaldón, es decir el peso no sumergido, U es la fuerza de la subpresión, Fh es la fuerza horizontal producida por el oleaje, MU, MW y MFb son los momentos debido a la fuerza de la subpresión, al peso resistente y a la fuerza horizontal respectivamente, µ es el coeficiente de fricción entre la base del espaldón y la escollera de cimentación. El valor adoptado por la norma japonesa es 0,6, este valor puede ser incrementado si el espaldón se hormigona “in-situ”, al introducirse la lechada de hormigón en la cimentación de naturaleza porosa. En estos casos se puede adoptar como coeficiente de fricción, valores de 0,7 o 0,8. En cuanto a los valores de los coeficientes de seguridad, Goda recomienda que para el deslizamiento se tome un valor mayor que 1,2, mientras que para el vuelco, el coeficiente debería ser mayor que 1,4.


110

7. Diseño de Obras Costeras.

En este capítulo sólo se abordará el tema del diseño de las defensas costeras, la cuales tienen por finalidad proteger una determinada zona ante el oleaje que reina en la zona. Estas obras las vemos comúnmente en los paseos de los bordes costeros, las cuales están conformadas por un talud y cubiertas por una escollera de protección.

Figura 7.1. Escollera de protección de la Avenida Perú, Viña del Mar..

Para el desarrollo del diseño se utilizarán las recomendaciones que aparecen en el Coastal Engineering Manual y el en Overtopping Manual.

7.1. Determinación de la Altura de la Ola de Diseño. El primer paso para la determinación de la altura de la ola de diseño, es realizar un análisis de clima extremo de oleaje para el periodo de retorno con el que se diseñará la obra. Una vez que se tiene esta altura se debe calcular la altura de la ola al pie del a obra, y para esto se utilizará el método de Goda.

6.7.6. Determinación de la Altura de la Ola al Pie de la Obra según Goda.

• Una vez calculada la altura máxima, se debe determinar el período asociado a esa altura y el largo de la ola en aguas profundas.

• Con el largo de la ola en aguas profundas (Lo), la altura máxima calculada (H o

’) y el nivel de diseño (h), se determina el coeficiente de asomeramiento. Este coeficiente aumentará la altura de diseño ya que considera los efectos del asomeramiento en la propagación de la ola desde aguas profundas hasta aguas someras.


111

Figura 7.2. Gráfico para la determinación de la altura de la ola según Goda.

• Posteriormente, se calculan los coeficientes β, los cuales son:

⋅

−

⋅

⋅=

5,1))(tan(2038,0

'

0 028,0θ

β eL

H

o

o

[ ])tan(2,41 52,0 θβ ⋅⋅= e

[ ]

⋅

⋅= ⋅

−

92,0;32,0max )tan(4,2

29,0'

1θβ e

L

H

o

o

• La altura de diseño al pie de la obra según Goda, está determinada por la

siguiente expresión:

si h/Lo≥0,2 si h/Lo<0,2

( )

⋅⋅⋅

⋅

=

''max

'0

'

31

,,min osoo

os

HKHH

HK

H

ββ


112

7.2. Determinación de las dimensiones de los elementos de protección.

Los elementos de protección pueden ser tanto rocas como también elementos de hormigón armado o en masa. La siguiente figura muestra diferentes tipos de elementos de protección de hormigón.

Figura 7.3. Ejemplos de elementos de hormigón para la protección de taludes.

Por lo tanto, la expresión que se usará para la determinación de las dimensiones de los elementos de protección, dependerá del tipo de elemento que se vaya a utilizar y de las condiciones de oleaje a la que estará expuesta la estructura. Por ejemplo, para una escollera de cubos de hormigón, sin sobrepaso, se puede utilizar la ecuación de Van der Meer (1988):

1,0

3,0

4,0

17,6 −⋅

+⋅=

∆= m

s

od

n

s

s sN

N

D

HN

Donde: Hs: Altura de diseño al pie de la obra. ρs: Densdad másica del hormigón. ρw: Densidad másica del agua de mar. ∆: (ρs / ρw) -1 Dn: Largo del cubo. Nod: Número de elementos desplazados en un ancho igual a Dn. Nz: Número de olas. som: Hs/Lo


113

Para otros cálculos que involucren otro tipo de elementos de protección o condiciones de sobrepaso, e pueden utilizar las ecuaciones que aparecen en el “Coastal Engineering Manual” en el capítulo 5 de “Fundamentos de Diseño”.

7.3. Determinación del los factores de reducción del caudal de sobrepaso.

Para la determinación del caudal de sobrepaso, es necesario calcular los siguientes factores de reducción del caudal:

• γr : Factor de reducción debido a la rugosidad de la superficie (toma el valor de uno para las superficies suaves). Según el “Overtopping Manual”, se tiene que:

Tabla 7.4. Valores para el factor de reducción debido ala rugosidad de la superficie.

• γb : Factor de reducción debido a la influencia de la (toma el valor de uno para las estructuras sin berma).

( )dBB

op

eq

b rr −⋅−== 11ξ

ξγ ; 0,6 ≤ γb ≤ 1,0

Donde:

)tan(

)tan(1

α

α eq

Br −=

2

5,0

⋅=

s

B

dBH

dr ; 0 ≤ rdB ≤ 1 2⋅= sB Hd


114

Figura 7.5. Definición de los ángulos α.

• γh : Factor de reducción debido a la influencia de las condiciones de aguas

profundas cuando las alturas de las olas se alejan de la distribución de Rayleigh (toma el valor de uno cuando se distribuye según Rayleigh).

s

hH

H

⋅=

4,1

%2γ

• γβ : Factor de reducción debido a la influencia del ángulo β de incidencia del oleaje.

Este factor puede calcularse de acuerdo de las siguientes expresiones:

°−=

6,0

)10cos(

0,1

βγ β

°>

°≤<°

°≤≤°

63

6310

100

β

β

β

para oleaje tipo swell.

βγ β 0022,01−= para oleaje tipo sea.

Figura 7.6. Definición del ángulo β.


115

7.4. Determinación del caudal de sobrepaso. Para la determinación del caudal de sobrepaso existen varias ecuaciones, las cuales se encuentran en el “Coastal Engineering Manual” La siguiente tabla muestra aun resumen de las ecuaciones que pueden ser utilizadas para este cálculo:

Tabla 7.7. Tabla del Coastal Engineering Manual que muestra las ecuaciones que pueden ser utilizadas para el cálculo del caudal de sobrepaso.


116

7.5. Determinación del nivel de riesgo del caudal de sobrepaso. La siguiente tabla sacada del CEM muestra los niveles de riesgo de estas estructuras según su caudal de sobrepaso estimado:

Tabla 7.8. Tabla del Coastal Engineering Manual que muestra los niveles de riesgo

caudal de sobrepaso estimado.


117

8. Diseño de Obras de Amarre, Atraque y Fondeo. La importancia de este tipo de obras radica en si directa interacción las embarcaciones que llegan a los puertos. Se debe tener mucho cuidado al proyectar estas estructuras cuidando que tengan la resistencia adecuada para todos los tipos de naves ya que las fuerzas que se pueden generar por la interacción del viento o el oleaje con las embarcaciones o las fuerzas debido al atraque de la pueden tener una muy alta magnitud.

8.1. Fuerza Debido al Atraque de la Nave En el momento que las embarcaciones atracan contra las estructuras se produce la transmisión de una fuerza que es proporcional a la velocidad con la que ésta atraca.

8.1.1. Fuerza de Atraque La fuerza de atraque depende de la velocidad del atraque como también de la rigidez de la estructura. Si suponemos que la nave ejerce una fuerza F sobre la estructura que a su vez produce un desplazamiento ∆ de ella. Esto es:

Figura 8.1.1. Esquema de la fuerza y desplazamiento provocados por el atraque de la nave.

Por lo tanto, por conservación de la energía, el trabajo realizado por la nave es igual al trabajo realizado por la estructura. Por lo tanto:

2

2

1 2

∆⋅=

==

FW

EmvW

estructura

nave

Si estructuranave WW = , entonces: 2

∆⋅= FE


118

Pero K

F=∆ , donde K representa la rigidez de la estructura.

Finalmente: EKF ⋅⋅= 2 Teniendo la expresión para el cálculo de la fuerza de atraque, sólo queda por calcular la Energía de Atraque.

8.1.2. Energía de Atraque La Energía de Atraque representa la energía cinética con la que la nave se aproxima a la estructura. Según la “Technical Standards and Commentaries for Port and Harbour Facilities in Japan”, la energía de atraque está dada por la siguiente expresión:

csme CCCCVM

E ⋅⋅⋅⋅

⋅=

2

2

Donde: E: Energía de atraque de la nave. M: Masa de la nave (desplazamiento). V: Velocidad ce atraque de la nave. Ce: Factor de excentricidad. Cm: Factor de masa virtual. Cs: Factor de suavidad (se asume con un valor estándar de 1). Cc: Factor de configuración del atraque (se asume con un valor estándar de 1). En el caso de utilizar defensas en la zona de atraque, estas deberán ser escogidas en base a la magnitud de la energía del atraque. Por otra parte, para el diseño estructural los fabricantes de las defensas entregan la reacción que transmite la defensa hacia la estructura.

8.1.2.1. Desplazamiento. El desplazamiento es la masa del volumen de agua desplazada por la nave cuando ésta se encuentra talmente cargada. El desplazamiento se puede calcular (de forma rápida) mediante la siguiente expresión:

( ) wpp TBLDT γ⋅⋅⋅=

Donde: Lpp: Eslora entre perpendiculares. B: Manga de la nave. T: Calado de la Nave. γw: Densidad del agua.


119

8.1.2.2. Factor de Excentricidad. El factor de excentricidad se define como:

2

1

1

+

=

r

lCe

Donde: l: Distancia desde el punto donde la nave toca el punto de atraque hasta su centro

de gravedad medido en la proyección de la estructura de atraque. r: Radio de giro respecto del eje vertical que pasa a través del centro de gravedad de

la nave.

Figura 8.1.2. Esquema del atraque de la nave.

El cálculo del radio de giro se debe realizar mediante la siguiente expresión:

( ) ppb LCr ⋅+⋅= 11,019,0

En la ecuación anterior, Cb representa el coeficiente de bloque de la nave, el cual se calcula con la siguiente expresión:

TBLC

pp

b⋅⋅

∇=


120

Donde: ∇ : Volumen de agua desplazada por la nave. Lpp: Eslora entre perpendiculares. B: Manga de la nave. T: Calado de la Nave. Otra forma de determinar el coeficiente de bloques, es a través de una relación de la eslora entre perpendiculares y el radio de giro determinada por Myers (1969) que se muestra en la siguiente figura:

Figura 8.1.3. Gráfico para la determinación del coeficiente de bloque.

8.1.2.3. Factor de Masa Virtual. El factor de masa virtual se define como:

B

T

CC

b

m ⋅⋅

+=2

1π

Donde: Cb: Coeficiente de bloque. B: Manga de la nave. T: Calado de la Nave.


121

8.2. Fuerza Sobre la Nave Amarrada. Cuando una nave se encuentra atracada a una estructura utiliza sus amarras para mantenerse en el sitio y seguir operando con normalidad ya que está bajo los efectos del oleaje, el viento, la corriente o bajo el efecto del paso de otras embarcaciones cerca de ella. Los movimientos que puede experimentar las embarcaciones son 6 (6 grados de libertad), los cuales son:

Figura 8.2.1. Los 6 grados de libertad de una nave con sus nombres en inglés.

Figura 8.2.2. Los 6 grados de libertad de una nave con sus nombres en español.


122

En cuanto a las amarras, existen tres tipos: los Sprints, las Espías y los Través.

Figura 8.2.3. Tipos de amarras de los naves.

8.2.1. Fuerza del Viento Sobre la Nave. En todas las maniobras el viento es uno de los principales factores a considerar, ya que con mayor o menor intensidad sopla prácticamente siempre. Si el viento es fuerte, influye marcadamente en la acción del timón y de las hélices en marcha avante y modifica las leyes de las evoluciones con el buque en marcha atrás.

Figura 8.2.4. Esquema de las fuerzas del viento sobre la nave.

La acción del viento uniforme se esquematiza en la figura anterior en la que se ha representado en planta la fuerza resultante horizontal Rv sobre la obra muerta del buque, cuya línea de acción normalmente no pasará por el centro de gravedad del barco, por lo que el sistema de fuerzas referido a este punto puede descomponerse en los siguientes efectos parciales:

• Una componente FLV en el sentido longitudinal que tiende a hacer avanzar o retroceder al buque, según cual sea el ángulo de incidencia del viento.

• Una componente FTV en el sentido transversal del buque que tiende a desplazarle

con un movimiento de deriva.


123

• Un Momento Resultante MTV que trata de hacer evolucionar al buque girándolo en el sentido correspondiente sobre un eje vertical.

Adicionalmente a estos tres esfuerzos principales podría considerarse la componente en el sentido vertical del buque que produciría movimientos de alteada y los dos momentos sobre los ejes longitudinal y transversal que producirían movimientos de cabeceo y balance, algunos de los cuales podrá ser necesarios tomar en consideración para determinar los sobrecalados del buque debidos a la actuación del viento. El efecto de la acción del viento tenderá a llevar al buque en conjunto a sotavento, con una forma de abatimiento que dependerá de la fuerza resultante RV y del sistema de fuerzas que equilibren a ésta. Según la ROM, la resultante de las fuerzas debido a la acción del viento está dada por:

( )vrLVvrTVvrVFa

v senAAVCg

R ααγ

()(cos2

222 ⋅+⋅⋅⋅⋅=

Donde: Rv: Resultante de las fuerzas debido a la acción del viento. g: Aceleración de gravedad. γa: Densidad del aire. Vvr: Velocidad relativa del viento con respecto a la nave. αvr: Ángulo que forma la dirección del viento con el eje de la crujía de la nave (de

donde viene). CVF: Factor de forma (se recomienda tomar un valor de 1,3). ATV: Área de la proyección transversal de la nave expuesta a la acción del viento. ALV: Área de la proyección longitudinal de la nave expuesta a la acción del viento.

Figura 8.2.5. Esquema de las fuerzas del viento sobre la nave.


124

8.2.2. Fuerza de las Corrientes Sobre la Nave. La resistencia que ofrece la obra viva del buque al flujo de la corriente es similar a la que ofrece la obra muerta al viento, pero para una misma velocidad la fuerza resultante es mucho mayor, debido a que la densidad del agua es muy superior a la del aire.

Figura 8.2.6. Esquema de las fuerzas de las corrientes sobre la nave.

La acción de una corriente uniforme actuando sobre un buque se representa en la figura anterior en la que la fuerza horizontal resultante sobre la obra viva del buque RC no pasará en general por el centro de gravedad, pudiendo descomponerse en los siguientes efectos parciales:

• Una componente FLC en el sentido longitudinal del buque, suma de las acciones producidas por la presión y por la fricción respectivamente (FLCP + FLCF).

• Una componente FTC en el sentido transversal del buque, suma de las acciones

producidas por la presión y por la fricción respectivamente (FTCP + FTCF).

• Un Momento resultante MTC debido a la excentricidad de las fuerzas de presión en relación con el centro de gravedad del buque.

Adicionalmente a estos tres esfuerzos principales podría considerarse la componente en el sentido vertical del buque y los dos momentos sobre los ejes longitudinal y transversal, cuyos efectos pueden ser necesarios tomar en consideración para determinar los sobrecalados del buque debidos a esta acción de la corriente. Según la ROM, la resultante de las fuerzas debido a la presión de las corrientes está dada por:

)cos(

)(sin)(cos

2

222

crCP

crLCCLcrTCCTcr

wCP

ACACV

gR

αφ

ααγ

−

⋅⋅+⋅⋅⋅⋅=

Donde: RCP: Resultante de las fuerzas debido a la presión de la corriente. g: Aceleración de gravedad.


125

γw: Densidad del agua. Vcr: Velocidad relativa de la corriente con respecto a la nave. αcr: Ángulo que forma la dirección de la corriente con el eje de la crujía de la

nave (de donde viene). CCT: Factor de forma para el cálculo de la resultante de las presiones de la

corriente sobre la nave, actuando en la dirección de su eje transversal. CCL: Factor de forma para el cálculo de la resultante de las presiones de la

corriente sobre la nave, actuando en la dirección de su eje longitudinal. Se asumirá un valor de 0,2 para proa de bulbo y 0,6 para proa convencional.

ATC: Área transversal sumergida de la nave expuesta a la acción del viento. ALC: Área longitudinal sumergida de la nave expuesta a la acción del viento.

Figura 8.2.7. Esquema de las fuerzas de las corrientes sobre la nave.

El valor del factor de forma CCT se determina según la profundidad del sitio y el calado de la nave a través del siguiente gráfico:

Figura 8.2.8. Gráfico para la determinación del coeficiente CCT.

Además, fricción de las corrientes con la nave producen otras fuerzas, las cuales se determinan mediante la siguiente expresión.

)(sin2

22crTCFcrr

wTCF AVC

gF α

γ⋅⋅⋅⋅= )(cos

2

22crLCFcrr

wLCF AVC

gF α

γ⋅⋅⋅⋅=


126

Donde: FTCF: Componente en el sentido transversal del buque de la fuerza resultante

debida a la fricción. FLCF: Componente en el sentido longitudinal del buque de la fuerza resultante

debida a la fricción. g: Aceleración de gravedad. γw: Densidad del agua. Vcr: Velocidad relativa de la corriente con respecto a la nave. αcr: Ángulo que forma la dirección de la corriente con el eje de la crujía de la

nave (de donde viene). Cr: Coeficiente de rozamiento (0,004 para buques en servicio y 0,001 para

buques nuevos). ATCF: Área de la superficie del buque mojada transversalmente a la dirección de

crujía. ALCF: Área de la superficie del buque mojada longitudinalmente a la dirección de

crujía.

Figura 8.2.9. Esquema de las fuerzas debido a la fricción de las corrientes sobre la nave. Las áreas anteriormente mencionadas pueden aproximarse mediante las expresiones siguientes:

( ) BTLA ppTCF ⋅+= 2 ( ) ppLCF LTBA ⋅+= 2

8.2.3. Fuerza del Oleaje Sobre la Nave. En todas las maniobras que se consideran del buque es imprescindible analizar la incidencia del oleaje, ya que en cualquier Área de Navegación o Flotación, por resguardada que se encuentre, siempre será posible que se presenten olas, frecuentemente asociadas a la presencia de viento. El casco de un buque se estudia y diseña para que su deslizamiento sea óptimo en condiciones normales de navegación. Todo movimiento, ya sea de balance o cabeceo que van asociados muy caracterizadamente a la presencia del oleaje, modifica el flujo del agua alrededor del casco, y al destruir la armonía de las líneas de corriente se produce un efecto de frenado por aumento de la resistencia. Por otra parte la ola que no llega a romper arrastra en el sentido de su propagación a la parte del buque que se encuentra sobre una cresta y en sentido contrario a la que está más cerca de su seno. En


127

consecuencia, el buque, al desplazarse a través de estas olas, sufre acciones evolutivas alternadas que tienden a hacerlo seguir una trayectoria en zigzag. Este efecto es tanto más pronunciado cuanto mayor es la altura de la ola y cuanto más se aproxima la eslora del buque a una semilongitud de aquélla. En el caso de las olas rotas o que lleguen a romper sobre el casco del buque, el mar actúa tanto sobre la obra viva como sobre la obra muerta del buque y genera esfuerzos muy superiores a los de las olas no rotas. Si las olas se reciben desde una dirección a proa del través, incidirán en forma más directa y efectiva sobre la parte delantera del buque que sobre la popa y en consecuencia se pondrá de manifiesto una tendencia a aumentar el abatimiento debido al viento que normalmente acompaña el temporal. El barco reducirá la velocidad con respecto al fondo y tratará de caer con su proa ñacia el seno de las olas, atravesándose al mar, especialmente si se mueve avante con poca máquina. Cuando las olas se reciben desde una dirección a popa del través, su acción tenderá a aumentar la arrancada del buque y a hacerlo orzar cayendo con su popa hacia el seno de las olas, siendo este último efecto más marcado cuando se navega en la pendiente descendente que en la ascendente. Si se reciben las olas de popa, e buque tendrá tendencia a guiñar y atravesarse y se requiere gobernar con bastante timón, lo que retardará su avance, pudiendo esto contrarrestar el efecto del mar de aumentar su velocidad con respecto al fondo. En consecuencia, el efecto general del mar sobre el gobierno del buque es tender a atravesarlo a las olas, y, vengan éstas de la amura o de la aleta, será necesario aplicar timón para mantenerse al rumbo previsto, lo que ocasionará una pérdida adicional de velocidad. Los efectos del mar que se acaban de describir son más notables cuanto más baja es la velocidad de propulsión del buque, y pueden variar si el viento y las olas se reciben desde distintas direcciones.

Figura 8.2.10. Esquema de las fuerzas debido al oleaje sobre la nave.

Por lo que se refiere al estudio en planta, la acción del oleaje puede simplificarse con el esquema recogido en la figura anterior, en la que se ha representado la fuerza horizontal resultante RW, que en primera aproximación puede suponerse que pasa por el centro de gravedad del buque, por lo que puede descomponerse en los siguientes efectos:

• Una componente FLW el sentido longitudinal, que tiende a hacer avanzar o retro ceder el buque según cual sea el ángulo de incidencia del oleaje.


128

• Una componente FTW el sentido transversal del buque, que tiende a desplazarle con un movimiento de deriva.

Adicionalmente a estos dos esfuerzos principales que producen movimientos de traslación es necesario considerar los movimientos oscilatorios producidos sobre los ejes longitudinal y transversal del buque (balance y cabeceo, respectivamente) cuyo efecto más significativo es aumentar los sobrecalados del buque y las profundidades de agua necesarias para una navegación en condiciones de seguridad. Todos los buques, de acuerdo con su tipo, dimensiones y condiciones de carga, tienen un período natural de balance y de cabeceo bien definidos, que son independientes de las amplitudes de esos movimientos. Período de balance o de rolido es el intervalo que tarda un buque en ir desde la posición de adrizado a una escora máxima a una banda a otra máxima de la banda opuesta y volver al estado de adrizamiento. El período de balance de un buque es directamente proporcional a la manga del mismo e inversamente proporcional a su altura metacéntrica; en consecuencia cuanto más ancho y de menor altura metacéntrica sea un buque, tanto mayor será el período de balance del mismo. Período de cabeceo es el tiempo que tarda la proa del buque en levantarse desde la horizontal, ascender y luego descender por debajo de esa posición hasta llegar de nuevo a la horizontalidad. Si cualquiera de estos períodos naturales coincide con los períodos del oleaje pueden producirse fenómenos de resonancia que aumentarán considerablemente los movimientos oscilatorios del buque. No obstante, si el buque está en movimiento habrá que tomar en consideración que el período de las olas a considerar será el denominado período de encuentro o período aparente o relativo, que es el intervalo entre el paso de dos crestas sucesivas por un mismo punto del buque y que depende por tanto no solo del período propio del oleaje, sino también de la velocidad del buque y del ángulo que éste forme con la dirección del oleaje. Esta consideración permite que un buque en movimiento pueda modificar sus condiciones de respuesta frente al oleaje, variando su rumbo, su velocidad o ambos. El movimiento de balance y cabeceo de un buque en el mar depende, por tanto, del tamaño de las olas y de la relación entre el período de encuentro y los períodos de balance y de cabeceo propios del mismo, y el máximo de movimiento se desarrollará cuando haya sincronismo entre esos valores. Por lo que respecta a esta relación, se pueden presentar los siguientes casos:

• Cuando el período del buque es pequeño en comparación con el período de encuentro, el buque tenderá a montar las olas manteniendo su cubierta paralela a la pendiente de la ola. Con el mar del través, el buque se inclinará siempre a la parte opuesta de la cresta; en la cresta y en el seno, estará vertical; adquiriendo un balanceo tanto mayor cuanto menor sea la diferencia entre el período del oleaje y el período vertical de balance del buque. Con el mar de proa, un período de cabeceo pequeño respecto al de encuentro producirá un movimiento cómodo y tranquilo del buque sin que éste embarque agua.


129

• Cuando el período del buque es grande en comparación con el período de encuentro, el buque cabeceará o rolará independientemente de las olas. Con mar del través esto significará que el buque se escorará hacia la cresta con balanceo relativamente tranquilo, aunque las olas golpeando sobre el costado de barlovento puedan llegar a mantener mojada la cubierta. Si la diferencia de período es muy grande, el buque se mantendrá casi constantemente vertical. Con mar de proa, un período de cabeceo comparativamente grande puede provocar que e buque hunda su proa en el mar y saque fuera del agua sus hélices y timón.

• Cuando el período de encuentro se acerca a la sincronización con el período de

balance o de cabeceo, el movimiento del buque será violento. Con mar de proa el cabeceo será muy severo, pudiendo causar que las hélices se disparen frecuentemente y provocar esfuerzos perjudiciales en la estructura del buque. Con mar del través el sincronismo significará balanceos peligrosamente intensos. Los buques muy bajos de borda o con pobre reserva de estabilidad es posible que puedan llegar a dar una vuelta de campana; pero los que están adecuadamente diseñados y se encuentren sin daño no zozobrarán, porque hay fuerzas resistentes que se oponen al balance hasta llegar a un equilibrio entre las fuerzas que contribuyen al rolido y las resistentes que se le oponen. El buque continuará así rolando al límite máximo hasta que se haga algo para romper la situación de sincronismo. Si el buque tiene arrancada, esto puede lograrse modificando el período de encuentro, para lo cual se deberá cambiar el rumbo o la velocidad, o ambos; con ello el período aparente de las olas dejará de coincidir con e período de balance propio del buque, y la intensidad de los rolidos disminuirá.

Como a igualdad de otras condiciones los períodos de balance y cabeceos de los buques están estrictamente vinculados con sus tamaños, es posible hacer las siguientes consideraciones generales sobre los movimientos de balance y cabeceo.

Figura 8.2.11. Respuesta de la nave dependiendo del periodo de balance relativo al periodo de la ola.


130

Según la ROM, las fuerzas debido a la acción del oleaje sobre la nave están dadas por las siguientes expresiones:

)sin(2wproyswdwfwTW LHCCF αγ ⋅⋅⋅⋅⋅=

)cos(2wproyswdwfwLW LHCCF αγ ⋅⋅⋅⋅⋅=

Donde: FTW: Componente en el sentido transversal del buque de la fuerza resultante

debida a la fricción. FLW: Componente en el sentido longitudinal del buque de la fuerza resultante

debida a la fricción. γw: Densidad del agua. αw: Ángulo formado entre el eje longitudinal del buque, considerado de proa a

popa, y la dirección de incidencia de las olas (de donde vienen). Cfw: Coeficiente de flotación. Cdw: Coeficiente de profundidad. Lproy: Longitud de la proyección del buque en la dirección del oleaje incidente. Hs: altura significativa del oleaje. El valor de la longitud de proyección del buque puede ser estimada de la siguiente forma:

)cos()sin( wwppproy BLL αα ⋅+⋅=

El coeficiente de flotación puede ser calculado por medio del siguiente gráfico:

Figura 8.2.12. Gráfico para la estimación del valor del coeficiente Cf.

Donde D representa el calado del buque y Lw el largo de la ola.


131

De igual forma, el coeficiente de profundidad se puede estimar mediante el siguiente gráfico:

Figura 8.2.13. Gráfico para la estimación del valor del coeficiente Cdw.

Donde h representa la profundidad del sitio y Lw el largo de la ola.

8.3. Mooring Dolphin (Poste de Amarre).

El poste de amarre tiene como función servir como plataforma para la instalación de sistemas de amarre para las embarcaciones. En general éstos se instalan en zonas de aguas poco profundas y en lugares donde las dimensiones o espacios existentes en el punto de descarga no permiten instalar bitas u otros elementos directamente.

8.3.1. Descripción. La configuración típica de un poste de amarre se compone de:

8.3.1.1. Plataforma. Esta constituida generalmente por un bloque de hormigón macizo de dimensiones variables según se requiera.

8.3.1.2. Pilotes. Tienen por función sostener la plataforma. Los pilotes pueden ser de acero, hormigón, acero-hormigón u hormigón con camisa de acero. Los pilotes serán hincados u anclados al fondo marino de acuerdo a las condiciones que presente éste en el lugar de construcción o de acuerdo a las cargas solicitantes.


132

Figura 8.3.1. Esquema de un mooring dolphin.

8.3.1.3. Sistema de amarre. La estructura en su conjunto debe ser capaz de soportar alguno de los sistemas de amarre utilizados según las necesidades del sitio portuario.

Figura 8.3.2. Bita de amarre. Figura 8.3.3. Gancho de escape.

8.3.2. Materiales.

8.3.2.1. Acero. La calidad de acero a utilizar será la indicada para cada proyecto en particular.


133

8.3.2.2. Hormigón. El hormigón utilizado deberá ser capaz de resistir las condiciones ambientales del sitio en que se emplazara, teniendo en consideración los efectos de fisuración, corrosión, ambiente salino, variaciones de temperatura, etc.

8.3.3. Pilotes Inclinados. Cuando se opte por instalar pilotes inclinados, la inclinación recomendada será H/V:1/3.

8.3.4. Estados de Carga Sobre la Estructura. Sobre el poste de amarre se pueden presentar los siguientes estados de carga:

• Peso Propio (DL). • Cargas Vivas (LL).

Amarre Viento Impacto Corriente Oleaje

• Cargas Sísmicas (EL).

8.3.5. Combinaciones de Carga. Las combinaciones de carga se harán según los métodos de diseño utilizados para cada componente de la estructura, por ejemplo ASD, LRFD, etc.

8.3.6. Pilotes. El tipo de pilote empleado dependerá del caso en estudio, pero en general estos serán de alguno de los siguientes tipos:

• Pilote tubular de acero. • Pilote de Hormigón armado. • Pilote compuesto de acero y hormigón armado. • Pilote de Hormigón con camisa de acero.


134

Figura 8.3.4. Diferentes tipos de pilotes utilizados.

8.3.7. Tipos de Fundación.

6.7.4.4. Pilotes Hincados. En este tipo de fundación la capacidad del pilote para resistir las solicitaciones que sobre el se aplican esta dada por la resistencia de fuste y de punta. La primera se genera gracias a la fricción entre el manto del pilote y el suelo circundante, mientras que la última se desarrolla por la reacción entre la punta del pilote y el suelo que se encuentra delante y que se opone a la penetración del pilote. Tanto la resistencia de fuste como la de punta aportan resistencia en el caso que la solicitación sobre el pilote sea de compresión, sin embargo en el caso de presentar solicitaciones de tracción se asume que solo la resistencia de fuste aporta resistencia. Para el cálculo de ambas resistencias existe una gran batería de formulaciones las que serán utilizadas de acuerdo a las condiciones que se presenten en cada caso en particular.

6.7.4.5. Pilotes Anclados el Fondo. Cuando el fondo donde se quiere instalar el pilote no permite su hincado es necesario proceder con el anclaje de éstos. El anclaje dependerá de las condiciones de lecho, así como de las solicitaciones que deba soportar. Si las solicitaciones son solo de compresión se requerirá de un sistema de anclaje que brinde la adecuada estabilidad a la estructura, mientras que si las solicitaciones de tracción son relevantes se tendrá que recurrir a algún sistema de anclaje (en general inyectado) para brindar un adecuado soporte.

Figura 8.3.5. Diferentes tipos de sistemas de fundaciones para pilotes.


135

8.3.8. Longitud de Empotramiento Virtual del pilote La longitud de de empotramiento virtual de un pilotes, es la distancia teórica en la que se puede considerar de que el pilote funciona como un elemento empotrado en su extremo inferior. Esta distancia o longitud, es medida a partir del nivel del fondo del terreno.

Figura 8.3.6. Esquema demostrativo de la longitud de empotramiento virtual. Donde: L1: Longitud del pilote sobre la cota de fondo. Le: Longitud de empotramiento (calculada de acuerdo a algún criterio de

diseño). L: Largo total del pilote. Para el cálculo de la longitud de empotramiento se presentan algunas formulaciones utilizadas.

8.3.8.1. Cálculo de Le de acuerdo a MIL-HDBK-1025-6.

58.1h

en

EIL ⋅=

Donde: E: Modulo de elasticidad del pilote (lb/in

2) I: Momento de Inercia del pilote (in4) nh: Modulo de reacción horizontal (lb/in

3)


136

8.3.8.2. Cálculo de Le de acuerdo a OCDI

⋅= −

hLe

ββ

1tan

1 1

4

4EI

kB h⋅=β

8.3.8.3. Cálculo simplificado de Le

DLe 3= Donde D representa el diámetro del pilote.

8.3.9. Diseño de Pilotes. El diseño de pilotes de acero deberá considerar las siguientes verificaciones de acuerdo al API-RP-2ª-WSD (Chapter 3, Structural Steel Design):

• Tracción debido a carga axial. • Compresión axial • Flexión Corte • Torsión • Compresión y flexión combinadas

Además, para el diseño de los pilotes se debe tener en cuenta las siguientes consideraciones:

8.3.9.1. Disminución de Espesor Debido a la Corrosión. El nivel de corrosión adoptado en el diseño dependerá de las condiciones particulares del proyecto. La corrosión en la paredes de los elementos se verán reflejadas en la disminución de las propiedades de éstos (Momento de inercia, áreas transversales, radios de giro, etc). Cuando se analiza una sección se podrán presentar los siguientes casos de acuerdo al nivel de exposición de los elementos.

Figura 8.3.7. Esquema demostrativo de la longitud de empotramiento virtual.


137

8.3.9.2. Efectos Debidos al Foulling. Cuando el diseño considera las cargas sobre la estructura, producto del agua circundante, se debe tener en cuenta la posible existencia de foulling en las estructuras. Este fenómeno corresponde al crecimiento de colonias de organismos presentes en las aguas que se instalan en las paredes de los elementos, en este caso pilotes. Este crecimientos aumenta la sección del pilote que enfrenta las fuerzas tanto las debido a las corrientes como las que se producen a raíz del oleaje, además en las primeras también se ve modificado el coeficiente de roce del material, produciendo efectos sobre el flujo a través de los elementos.

Figura 8.3.8. Foulling en un pilote de acero.

8.3.9.3. Efectos Debido a la Socavación. Los efectos de la socavación pueden afectar la estabilidad de la estructura, al modificar las condiciones existentes en la zona de fundación de éstas.

Figura 8.3.9. Socavación en la fundación de los pilotes.


138

8.3.9.4. Efectos Debidos al Sobre-Dragado: Se debe considerar la posibilidad de un sobre-dragado si es que lo amerita la situación, ya que este, al igual que la socavación, puede afectar la estabilidad y comportamiento de la estructura.

Figura 8.3.10. Sobre-dragado.

8.3.10. Diseño de Hormigón. El diseño de los elementos de hormigón armado debe considerar las siguientes verificaciones, de acuerdo a lo estipulado en ACI 318 u otro código de diseño previamente aprobado:

• Fisuración debido a diferencias de temperatura • Ancho admisible de fisuras • Refuerzo para esfuerzos de momento (positivo y negativo) • Esfuerzos de corte

Corte en el hormigón Punzonamiento

Figura 8.3.11. Elementos de hormigón.


139

8.3.11. Otros Diseños De acuerdo a las condiciones de diseño de un proyecto en particular, se deberán realizar los diseños y verificaciones de otros elementos tales como: Bitas de amarre, escalas de acceso, pasamanos, etc.

Figura 8.3.12. Elementos adicionales.

8.4. Berthing Dolphin (Poste de Atraque). La principal función de un berthing dolphin es servir como punto de atraque cuando no la extensión del muelle no es suficiente para abarcar toda la longitud de las naves que allí atracan. Al igual que los mooring dolphin, estos se instalan en zonas de aguas poco profundas. Queda de manifiesto que la principal diferencia entre un mooring y berthing dolphin es la forma en que es aplicada la carga por parte de la embarcación. En el primer caso la carga es transmitida a través de las líneas de amarre directamente al elemento de sujeción (bita o gancho de escape) mientras que el caso de un berthing dolphin la carga es aplicada mediante un “impacto” sobre la estructura. El hecho que exista un impacto de por medio implica necesariamente la existencia de un sistema que prevenga los daños tanto en la estructura como sobre la nave que atraca. La configuración típica de un berthing dolphin es análoga al del mooring dolphin sólo que en este caso se agrega la instalación de un sistema de atraque. Por lo tanto el procedimiento de cálculo es el mismo, pero en vez de aplicar la carga por el amarre de la nave, se aplica la carga por el atraque de la nave.

8.4.1. Defensas. Las defensas utilizadas corresponden a dispositivos capaces de absorber la energía de la nave que impacta sobre la estructura y a la vez disminuyen la fuerza de reacción en el punto de contacto.


140

Existe una gran variedad de tipos de defensas dependiendo del las condiciones particulares y preferencias de casa caso particular.

8.4.1.1. Elección del Tipo de Defensa. Una buena elección del sistema de defensa es de vital importancia ya que de esta depende la integridad de la estructura pero aun más, al ser este el punto de contacto con las naves, una defensa inadecuada puede provocar daños sobra la nave que atraca, esto es de gran importancia si tenemos en cuenta que muchas de estas naves transportan cargas que pueden producir una gran impacto sobre el medio. Para la elección de un tipo de defensa primero es necesario conocer que energía de atraque actuará sobre la defensa. Energía cinética para un cuerpo de masa m que desplaza a una velocidad V se tiene:

2

2

1VmE ⋅⋅=

En nuestro caso, a la expresión anterior se agregan factores de modificación (FMOD)

FMODVmE ⋅⋅⋅= 2

2

1

Los factores de modificación permiten adapta la expresión de la energía considerando las formas y dimensiones de las diferentes naves. A continuación se muestra un extracto de una tabla para defensas:

Figura 8.4.1. Extracto de un catálogo de defensas.

Para la defensa SCN 300 - E1.3 se indica se tiene:

En = 9,5 KNm Energía absorbida por la defensa Rn = 70 KN Reacción resultante

La gráfica que se muestra a continuación muestra la relación de la energía absorbida y reacción generada con la deformación experimentada por la defensa bajo ciertas condiciones normalizadas. Para este fabricante en particular los valores tabulados en la tabla anterior han sido obtenidos para una deformación del 72%.


141

Figura 8.4.2. Gráfico del comportamiento de una defensa.

Los valores de energía absorbida y reacciones son propios de cada fabricante por lo que se deberá recurrir a los diversos catálogos disponibles en el mercado cuando se requiera alguno de estos sistemas. Entra las marcas existentes podemos encontrar: Trelleborg, Maritime International, Fentek, entre otras.

8.4.1.2. Diseño de la defensa Una vez se ha seleccionado la defensa se debe proceder con el diseño de otros elementos componentes del sistema de atraque.

Figura 8.4.3. Berthing dolphin.


142

Las cadenas que se aprecian en la figura anterior tienen por objeto brindar la adecuada estabilidad a la defensa. Existen distintos tipos de cadena dependiendo de que labor cumplan dentro del sistema.

• Cadenas de tracción (Tension Chains): Estas cadenas ayudan a mantener alineado el panel de forma de generar una compresión uniforme en la defensa.

• Cadenas de peso (Weight Chains): Soportan el conjunto de defensa y panel,

impidiendo que este se deformen debido al peso propio de éstos mismos.

• Cadenas de corte (Shear Chains): Estas intervienen para soportar las cargas horizontales producto del movimiento longitudinal de la nave

El panel frontal tiene por misión distribuir la carga producto del atraque sobre la superficie del casco de la nave evitando la concertación de la fuerza. Las dimensiones de éste estarán dadas por las presiones admisibles en el casco de la nave.

8.5. Boyas de Amarre. Las boyas de amarre son elementos flotantes que permiten el amarre de las naves y son usadas principalmente cuando la batimetría del lugar no permite la instalación de dolphins de amarre. Esto se debe que al tener profundidades muy grandes es más económico instalar una boya la cual es fondeada por medio de cadenas que instalar un dolphin para el cual se necesitarían muchos metros de pilotes para alcanzar una altura adecuada por sobre el nivel de la superficie. Las boyas deben poseer una estructura adecuada que permita obtener una estabilidad de acuerdo al método de amarre y fondeo utilizado, a la condiciones naturales del sitio y a la dimensiones de las naves que se amarrarán en ella. Existen tres tipos según su estructuración: boyas con muerto de hormigón, boyas con cadena de anclaje y boyas con cadena de anclaje y muerto de hormigón. Las boyas con muerto de hormigón se componen de un cuerpo flotante, una cadena principal y un muerto de hormigón. Este tipo de boyas no utiliza un ancla de fondeo. Las boyas con cadena de anclaje se componen de un cuerpo flotante, una cadena de anclaje y un ancla de fondeo (se utiliza un ancla en reemplazo del muerto de hormigón). Sin embargo, aunque el costo de construcción de este tipo de boyas es más bajo que los otros tipos, no se pueden utilizar para los casos donde el área de amarre es limitada y el radio de giro para el giro de la nave es muy largo. Las boyas con cadena de anclaje y muerto de hormigón se componen de un muerto de anclaje, una cadena principal, una cadena a tierra, un ancla de fondeo y un muerto de hormigón. Este tipo de boyas son ampliamente utilizados en puertos y bahías ya que pueden ser usados en áreas de amarre pequeñas.


143

Figura 8.5.1. Tipos de boyas.

Las cargas que se deben considerar para el diseño provienen de la acción de la nave amarrada, por lo tanto, estas fuerzas se deben a la interacción del viento, las corrientes y del oleaje sobre la nave (estas fuerzas ya fueron descritas anteriormente en el punto 8.2).

8.5.1. Ancla de Fondeo. Un ancla debe ser capaz debe ser capaz de proporcionar la resistencia necesaria para mantener la boya estable cuando actúen las fuerzas transmitidas por la cadena y debe ser diseñada con un adecuado factor de seguridad (se recomienda usar un facto de seguridad de 1,2). Para la resistencia de las fuerzas horizontales, el ancla se debe seleccionar con un Holding Power adecuado, mientras que para resistir las fuerzas verticales debe tener un peso sumergido adecuado. El Holding Power de un ancla puede ser estimado mediante las siguientes ecuaciones:

• Fango blando: 3/217 AA WT ⋅=

• Fango duro: 3/210 AA WT ⋅=

• Arena: AA WT ⋅= 3

• Roca delgada: AA WT ⋅= 4,0 Donde TA es el holding power (kN) y WA el peso sumergido (kN) del ancla.

8.5.2. Muerto y Cadena del Muerto. Normalmente, la cadena que va desde la cadena principal (orinque) hasta el muerto (cadena del muerto ó pata) tiene un largo de entre 3 a 4 metros. Se recomienda que su largo no sea excesivamente grande ya que esto produce un mayor movimiento ascendente del muerto y, por lo tanto, aumenta el riesgo de que se enrede la pata y se produzca una falla por la abrasión de ésta llegando incluso a cortarse. El diámetro de la pata debe ser el mismo que el del orinque.


144

Las fuerzas horizontales y verticales que actúan sobre el muerto pueden ser calculadas basándose en la tensión del orinque y la distancia del movimiento horizontal del cuerpo flotante. Esto es:

( ) )sin()sin( 11 θθ ⋅−=⋅= wlTTP CAV ( ) )cos()cos( 11 θθ ⋅−=⋅= wlTTP CAH

Donde: PV, PH: Fuerza vertical y horizontal que actúa sobre el muerto. θ1: Ángulo que forma el orinque con el plano horizontal de la unión del muerto. TA: Tensión del orinque en el punto de amarre del muerto. TC: Tensión del orinque en el punto de amarre del cuerpo flotante. w: Peso sumergido del orinque por unidad de longitud. l: Largo del orinque. El ángulo θ1 puede ser obtenido resolviendo la siguiente ecuación:

( ))tan()tan()cos(

121 θθ

θ−⋅

⋅=

w

Tl A

( ) ( )[ ])tan(sinh)tan(sinh)cos(

11

211 θθ

θ −− −⋅⋅

=∆w

TK A

Donde: ∆K: Distancia del movimiento horizontal del cuerpo flotante. θ2: Ángulo que forma el orinque con el plano horizontal de la unión del cuerpo

flotante. Cuando se le aplica la carga de diseño, el alineamiento de la cadena del cuerpo flotante tiende a formar una línea recta y, por lo tanto, se puede utilizar la siguiente aproximación:

∆== −

l

K112 cosθθ

Generalmente, el peso del muerto es de alrededor de 50 kN para naves del tipo de 5.000 GT y de 80 kN para naves de10.000 GT. La determinación del peso del muerto se debe hacer utilizando estos valores como referencia. Para poder generar estos pesos, generalmente los muertos son de acero u hormigón. La función del muerto es absorber la fuerza de impacto que actúa sobre la cadena y hacer que el orinque sea más corto. Por lo tanto, si se quiere acortar el orinque para disminuir el radio de giro de la maniobra de la nave, se debe aumentar el peso del muerto.


145

8.5.3. Cadena a Tierra. Debido a que las cadenas son fabricadas en paños de 27,5 metros, generalmente se utiliza un largo de 55 metros para estas cadenas y el ángulo que forma la cadena con el fondo marino en la unión del ancla, no debe ser mayor que 3°, ya que el holding power del ancla decae rápidamente si se aumenta el ángulo a más de 3°. Cuando las fuerzas son muy altas, se debe aumentar el largo de la cadena por sobre los dos paños con la finalidad de mantener el ángulo necesario en el fondo.

Figura 8.5.2. Esquema de los ángulos de las cadenas.

El ángulo θ1 de la cadena a tierra en el punto de unión con el ancla puede ser calculado mediante las siguientes ecuaciones.

( ))tan()tan( 12 θθ −⋅=w

Pl

( ))sec()sec( 12 θθ −⋅=w

Ph

Donde: l: Largo de la cadena a tierra. θ2: Inclinación de la cadena a tierra en su extremo superior. P: Componente horizontal de la fuerza en el cuerpo flotante. h: Distancia vertical entre el extremo superior de la cadena y el fondo marino. w: Peso sumergido de la cadena por unidad de longitud. La máxima tensión T de la cadena a tierra puede calcularse mediante la siguiente ecuación:

)sec( 2θ⋅= PT


146

Donde T corresponde a la tensión de la cadena, P a la componente horizontal de la fuerza de amarre sobre la boya y θ2 es el ángulo de la inclinación de la cadena a tierra en su extremo superior. Por lo tanto, el diámetro de la cadena debe ser de un tamaño que le permita resistir de buena forma la tensión aplicada.

8.5.4. Cadena Principal (Orinque) El largo del orinque debe ser diñado de tal forma de no aumentar en gran medida el radio de giro de la maniobra de la nave. Se recomienda que la tensión que actúa sobre la cadena y el desplazamiento del cuerpo flotante sean determinados mediante simulaciones, sin embargo, existen aproximaciones para su determinación. El peso sumergido del orinque por unidad de longitud puede ser calculado usando la siguiente ecuación:

( ))tan()tan( 12 θθ −⋅=w

Pl

( ))sec()sec( 12 θθ −⋅=w

Ph

Donde l y h representa el largo del orinque (lf en la figura 8.32) y la distancia vertical entre los extremos de la cadena, respectivamente. En otras palabras, h es la distancia vertical entre el punto de amarre del cuerpo flotante y el extremo superior de la cadena del muerto cuando el muerto comienza a levantarse y se separa completamente de la superficie.

8.5.5. Cuerpo Flotante. El cuerpo debe ser diseñado de tal forma que no se sumerja cuando se le aplique la carga de diseño. Cuando no hay una nave amarrada, el cuerpo flotante con su cadena debe permanecer flotando con un francobordo igual a 1/2 ó 1/3 de su altura. La boyancia requerida del cuerpo flotante cuando actúan las cargas del amarre, puede ser calculada mediante la siguiente expresión:

1

2

−

−=

d

l

PVF

c

a

Donde: F: Boyancia requerida del cuerpo flotante. Va: Fuerza vertical actuante sobre el cuerpo flotante (P·tan(θ1)). P: Componente horizontal de la fuerza en el cuerpo flotante. lc: Largo de la amarra de la nave.


147

d: Distancia vertical entre la superficie del agua y el origen de la espía de la nave.

Sin embargo, la boyancia total debe ser la suma de la boyancia debido a las fuerzas de amarre y a las fuerzas del peso propio.

8.6. Muelles. Los muelles son las estructuras más comunes dentro de las obras marítimas y, por lo tanto, existen muchos tipos de ellos también. La utilidad de estas estructuras radica en su poli funcionalidad ya que si son generalmente concebidas como obras de atraque, entregan un muy buen espacio para el embarque y desembarque de mercancías o bien, es un excelente medio de penetración en el mar para llegar con tuberías de alimentación o descarga de graneles líquidos. Algunos tipos de muelles son los siguientes:

Figura 8.6.1. Algunos tipos de muelles.

8.6.1. Muelles de Bloques. Este tipo de muelles es bastante utilizado y consiste en una serie de bloques de hormigón apilados uno sobre otros generando un frente de atraque y una explanada en su parte posterior.


148

Figura 8.6.2. Esquema de un muelle de bloques.

Hay bloques con formas complejas, generalmente sujetos a patentes, que reducen el volumen de hormigón, permiten trabar las piezas y/o disminuir el coeficiente de reflexión del oleaje. Las actividades que se realizan en la construcción de este tipo de muelles son las siguientes:

• Dragado de la zanja para la cimentación de la banqueta. • Mejora del terreno de cimentación si está contemplado en el Proyecto. • Banqueta de cimentación. • Enrase de la banqueta. • Fabricación y acopio de los bloques. • Colocación de los bloques. • Relleno de trasdós. • Rellenos. • Superestructura. • Pavimento.

Figura 8.6.3. Esquema de la construcción de un muelle de bloques.

El diseño de estas estructuras de bloques se detallará en el capítulo de Explanadas.


149

8.6.2. Muelles Pilotados. Los muelle sobre pilotes son los más comunes y más utilizados debido a su facilidad de construcción y diseño. Estas estructuras están conformadas por pilotes de acero u hormigón que son hincados o anclados en el fondo marino. Sobre ellos se sitúan las vigas que soportan la losa donde se acopiarán las mercancías, transitarán vehículos y peatones y se instalarán los equipos de operación portuaria.

Figura 8.6.4. Muelle del Terminal de GNL de Quintero.

El diseño de estas estructuras se realiza mediante el mismo procedimiento utilizado para los dolphins descrito anteriormente.

Figura 8.6.5. Plano de elevación de un muelle pilotado.


150

Figura 8.6.6. Plano de planta de un muelle pilotado.

8.6.3. Rampas para Barcazas. Las rampas para barcazas tienen por objetivo permitir el atraque de estas naves para dar paso al embarque y desembarque de pasajeros y vehículos., por lo tanto, su tablero debe ser diseñado para resistir las cargas debido al tránsito vehicular. Las naves que atracan en estas estructuras generalmente lo hacen en forma frontal por lo que no se puede dejar el coronamiento de la estructura a una cota fija. Por lo tanto, se diseñan con una pendiente longitudinal para poder abarcar todas las opciones de atraque según el nivel de marea que se tenga, siendo las situaciones más criticas las de más alta y más baja marea. Sin embargo, las naves atracan por el cotado de la rampa por lo que también se debe disponer de una pendiente transversal en la rampa para generar una línea imaginaria que tenga la misma cota y se pueda apoyar en ella el portalón en una posición totalmente recta. Para la estimación de la carga de atraque de la nave se debe considerar una velocidad baja ya que el contacto se produce principalmente con el portalón de la barcaza lo qe genera una transferencia de carga mínima hacia la estructura.

Figura 8.6.7. Rampa de atraque para barcazas


151

Figura 8.6.8. Rampa de atraque para barcazas.

Figura 8.6.9. Plano de elevación de una rampa.

Figura 8.6.10. Sección de una rampa.


152

8.6.4. Muelles Discontinuos. Los muelles discontinuos carecen de plataformas de operación, carga y descarga muy amplias y están principalmente constituidos por dolphins de atraque y amarre. Esta configuración es muy utilizada en los puertos de graneles líquidos ya que estos sólo necesitan una infraestructura adecuada para el traque de la nave y las líneas de tubería para la carga y descarga de la mercancía.

Figura 8.6.11. Puerto petrolero con muelle discontinuo.

8.7. Pontones Flotantes. Los pontones flotantes son estructuras tipo cajones de hormigón armado los cuales son colocados y ondeados en el mar. Generalmente, los pontones son fijados en el sitio mediante pilotes guías, los cuales deben permitir movimiento vertical del pontón cuando ocurren variaciones de marea.

Figura 8.7.1. Pontón flotante sin pilotes guías.


153

Figura 8.7.2. Vista en planta de un sistema de pontón flotante.

Figura 8.7.3. Elevación de un sistema de pontón flotante..

Figura 8.7.4. Vista en plata de un pontón flotante y sus compartimentos.


154

Los pontones flotantes están dotados de compartimientos interiores los cuales deben ser sellados. Sin embargo, estos compartimentos deben tener escotillas para poder ingresar a ellos y ver el estado de posibles filtraciones. Generalmente, estas escotillas no son instaladas en todos los compartimientos, pero se deben dejar accesos interiores que comuniquen los compartimentos con la finalidad de tener acceso a todos ellos. Un pontón debe tener una superficie y un francobordo adecuado para su operación. Por otra parte, las dimensiones del pontón deben ser apropiadas para mantener la estructura estable ante la acción de fuerzas externas. Las fuerzas que se deben considerar para el diseño de un pontón, son las siguientes:

• Fuerzas vivas y estáticas. • Fuerzas de reacción de los pilotes guías y del puente de acceso. • Presión hidrostática. • Peso muerto. • Contrapesos.

La fuerza de reacción de las defensas, la fuerza del oleaje, la fuerza de las corrientes y la presión hidrodinámica, pueden ser despreciadas, a menos que el sitio presente un comportamiento muy particular. Sin embargo, cuado existe un alto riesgo de que el pontón esté sujeto a la acción del oleaje, es necesario considerar esta fuerza. En este caso, la fuerza de amarre para el fondeo será calculada tomando en consideración el movimiento del pontón debido al oleaje.

8.7.1. Estabilidad del Pontón. Los pontones deben ser diseñados para entregar una adecuada estabilidad estructural y seguridad para los diferentes propósitos de utilización. Para asegurar la estabilidad de un pontón es necesario satisfacer los siguientes requerimientos:

• El pontón debe satisfacer las condiciones de estabilidad de un cuerpo flotante y tener un adecuado francobordo, incluso con la acción de la fuerza de reacción del puente de acceso, completamente cargado en su losa superior y con la presencia de agua en sus compartimientos interiores.

• Aún cuado el pontón esté completamente cargado sólo en la mitad de su losa

superior que a su vez coincide con el lado donde se apoya le puente de acceso, el pontón debe satisfacer las condiciones de estabilidad de un cuerpo flotante y la inclinación de la losa debe ser igual o menor a 1:10 con un franco bordo mínimo mayor que cero.

La altura del agua acumulada por filtraciones debe ser considerada en el análisis de la estabilidad del pontón asumiendo que tiene un valor igual al 10% de la altura del pontón. El francobordo debe ser siempre mayor a 0,5 m para este caso.


155

Cuando el pontón está sujeto a la acción de fuerzas uniformemente distribuidas, la estabilidad del pontón debe estar resguardada mediante el cumplimiento de la siguiente ecuación:

0>−⋅

CGW

Iwγ

Donde: I: Momento de inercia de la sección transversal en el nivel del mar respecto del

eje longitudinal. W: Peso del pontón y la fuerza no distribuida uniformemente. γw: Peso específico del agua.

CG : Distancia entre el centro de flotación y el centro de gravedad. Cuando el pontón está parcialmente lleno de agua debido a filtraciones, el pontón debe permanecer estable. Para que esto se cumpla, se debe satisfacer la siguiente ecuación.

( ) 0>−−⋅ ∑ CGiIW

wγ

Donde i representa el momento de inercia de la superficie del agua dentro de cada compartimiento con respecto a sus ejes centrales paralelos al eje de rotación del pontón. Cuando el pontón está sujeto a cargas excéntricas, el pontón se debe mantener estable cuando el valor de la tangente de α satisface las siguientes ecuaciones:

( ) ( )[ ] 0)tan()tan(2

)(tan24)(cos12

)tan( 22

2

2

=−+−

−+−

⋅+ ααα

α

αchaP

dc

d

b

d

bPW

b

dh )(2)tan(

−<α

10

1)tan( <α

Donde: W: Peso del pontón. P: Fuerza excéntrica total. b: Ancho del pontón. h: Altura del pontón. d: Calado del pontón cuando P es aplicada en el centro del pontón. c: Altura del centro de gravedad del pontón medida desde el fondo. a: Desviación de P desde el eje central del pontón.


156

Figura 8.7.5. Esquema de la estabilidad del pontón ante cargas excéntricas.

8.7.2. Diseño de las Partes Individuales del Pontón. Las tensiones generadas en las partes individuales que comprende el pontón, deben ser examinadas usando un método apropiado seleccionado considerando las condiciones de uso del pontón, las fuerzas externas y las fuerzas que actúan sobre las respectivas partes y sus características estructurales.

8.7.2.1. Losa Inferior. La losa inferior generalmente es diseñada como una losa en dos direcciones apoyada en sus cuatro lados mediante losas soportantes y muros laterales. Este diseño debe ser el adecuado para resistir las siguientes combinaciones de carga.

• Cuando actúan sólo cargas estáticas sobre el pontón: carga estática + peso propio.

• Cuando actúan cargas vivas sobre el pontón: cargas vivas + peso propio. • Cuando punto de apoyo del puente reacceso está sobre el pontón: reacción del

apoyo del puente de acceso + pero propio.

8.7.2.2. Losa Superior. La losa superior generalmente se diseñada como una losa en dos direcciones apoyada en sus cuatro lados mediante muros o vigas soportantes. Estas losas deben soportar las fuerzas generadas por la presión hidrostática actuando cuando el pontón se sumerge 0,5 metros por sobre la losa superior.

8.7.2.3. Muros Laterales. Un muro lateral generalmente diseñado como una losa en dos direcciones apoyada en sus cuatro lados mediante muros o vigas soportantes. Estos muros deben soportar las fuerzas generadas por la presión hidrostática actuando cuando el pontón se sumerge 0,5 metros por sobre la losa superior.

8.7.2.4. Muros Centrales. Al igual que los muros laterales, estos se diseñan como una losa en dos direcciones apoyada en sus cuatro lados.


157

8.7.2.5. Vigas Soportantes. Las vigas que soportan la losa inferior, la losa superior y los muros laterales son generalmente diseñadas como un elemento rígido bajo la condición de máxima carga actuado sobre la losa inferior y con una presión hidrostática en toda la altura del pontón.

8.7.3. Diseño del Sistema de Fondeo. El método de fondeo del pontón debe ser seleccionado apropiadamente tomando en consideración las condiciones naturales del sitio donde se fondeará el pontón.

8.7.3.1. Cadena de Fondeo. En relación a las fuerzas externas para el diseño de la cadena, se deben considerar las fuerzas debido a la reacción de las defensas, la fuerza debido al amarre de la nave y las fuerzas debido al olaje y a las corrientes. La máxima tensión que actúa en cada cadena se debe determinar, idealmente, bajo un análisis dinámico de la cadena y del pontón, sin embargo es muy complicado. Por lo tanto, se puede utilizar un método estático de aproximación. Una cadena debe ser diseñada bajo la condición de que sólo una debe resistir el total de las fuerzas externas. Asumiendo que la cadena forma una catenaria, la máxima tensión que actúa sobre la cadena puede ser determinada mediante la siguiente ecuación:

)sec( 2θ⋅= PT La fuerza horizontal que actúa sobre el ancla o sobre el muerto de anclaje es la misma que actúa sobre el pontón y la fuerza vertical que actúa sobre el anclaje está dad por la siguiente ecuación:

)tan( 1θ⋅= PVa

La fuerza vertical que actúa en la unión entre la cadena y el pontón está dada por la siguiente ecuación:

)tan( 2θ⋅= PVb


158

El ángulo θ1 y θ2 son calculados mediante la siguiente ecuación asumiendo el largo l de la cadena y un peso por unidad de longitud w:

( ))tan()tan( 12 θθ −⋅=w

Pl

( ))sec()sec( 12 θθ −⋅=w

Ph

Figura 8.7.6. Esquema de las variables para el diseño de la cadena.

La distancia horizontal entre un anclaje y el pontón cuando la fuerza horizontal está actuando sobre el pontón, está dada por la siguiente ecuación:

( ) ( )[ ])tan(sinh)tan(sinh 11

21 θθ −− −⋅=

w

PKh

Como la catenaria de una cadena de diámetro normal puede ser representada aproximadamente con una línea recta, se puede sumir lo siguiente:

== −

l

h112 sinθθ

22

hlKh −=


159

Donde: T: Tensión máxima actuante sobre la cadena. P: Fuerza horizontal externa. Va: Fuerza vertical que actúa sobre el anclaje. Vb: Fuerza vertical que actúa en la unión entre la cadena y el pontón. θ1: Ángulo que forma la cadena con el plano horizontal en la unión entre el

anclaje y la cadena. θ2: Ángulo que forma la cadena con el plano horizontal en la unión entre el

anclaje y el pontón. l: Largo de la cadena. w: Peso sumergido por unidad de largo de la cadena. h: Altura entre el fondo marino y el extremo inferior del pontón. Kh: Distancia horizontal entre el anclaje y la unión entre el pontón y la cadena. En la determinación de la cadena se debe tener especial cuidado con la abrasión, corrosión y el foulling de la cadena. Además, es necesario un trabajo de mantenimiento adecuado el cual debe incluir inspecciones periódicas de las cadenas y la reposición de algunas piezas si es necesario.

8.7.3.2. Diseño del Anclaje. El diseño del anclaje o muerto de anclaje, se debe hacer siguiente el mismo procedimiento que el utilizado para las boyas de amarre.

8.8. Muros de Bloques Una de las estructuras más comunes utilizadas para la contención del terreno para la construcción de explanadas y malecones, son los muros de hormigón armado sobre bloques de hormigón en masa. Este sistema consiste en alcanzar la profundidad necesaria a través de varios bloques de hormigón que van montados uno sobre otro y en la parte superior se apoya el muro de hormigón armado para evitar la construcción de un muro de mucha altura que esté propenso al volcamiento debido a las presiones del suelo. Estos bloque se mantienen en equilibrio a través de las fuerzas de fricción existente entre ellos, lo que permite evitar el desplazamiento entre niveles generado por los empujes del suelo.

Figura 9.2. Ejemplo de muro de bloques en frente de atraque.


160

Para el diseño de estos muros se debe realizar un diseño que comprenda la verificación de la estabilidad de cada bloque por separado, lo cual significa verificar el volcamiento y deslizamiento de cada nivel, y luego verificar la estructura como si esta fuera monolítica. Cabe destacar que todos los análisis que se hagan deben considerar dos estados de marea: marea baja y marea alta. Estos estados influyen en el peso de los elementos y del relleno de la parte posterior del muro, ya que al encontrarse sumergidos su peso disminuye. Estas verificaciones se deben hacer con las siguientes cargas:

8.8.1. Cargas de Peso Propio. Se debe calcular el peso de los elementos verificando el nivel de marea para poder discriminar entre los elementos sumergidos y los no sumergidos. Con estas cargas se calculará además la fuerza de roce resistente entre bloques y el momento resistente al volcamiento de cada uno de los bloques.

8.8.2. Cargas Hidrostáticas debido al Agua Residual en Marea Baja. Cuando la estructura se encuentra en el nivel de más alta marea, las presiones hidráulicas se equilibran y no se consideran en el diseño.

Figura 8.8.1. Presiones hidrostáticas en marea alta.

Sin embargo, cuando la marea varía hacia su nivel más bajo se estima que existe un nivel de agua residual con una altura igual a un tercio de la variación de marea. Esta altura está por sobre el nivel de la baja marea y provoca fuerzas deslizantes sobre los bloques. Por lo tanto, las presiones resultantes tienen la siguiente forma:


161

Figura 8.8.2. Presiones hidrostáticas en marea baja, donde Hr representa la altura de

agua residual debido a la variación del nivel de marea.

Figura 8.8.3. Resultante de las presiones hidrostáticas en marea baja.

8.8.3. Cargas debido al Empuje Activo Estático del Suelo. Para el cálculo de los empujes activos estáticos del suelo, es necesario calcular el coeficiente de empuje activo, el cual está dado por la siguiente expresión:

2

2

2

)cos()cos(

)sin()sin(1)cos()(cos

)(cos

−⋅+

−⋅+++⋅

−=

βψψδ

βφδφψδψ

ψφaK

Donde: φ: Ángulo de fricción interna. β: Ángulo del relleno posterior respecto de la superficie horizontal. ψ: Ángulo de la cara posterior del muro con respecto a la vertical. δ: Ángulo de fricción entre el muro y el relleno.


162

Figura 8.8.4. Figura esquemática con los parámetros necesarios para el cálculo del

coeficiente de empuje estático del suelo.

La carga debido al empuje está representada por un triángulo, cuya área es igual al valor total de la carga por unidad de ancho. Por lo tanto, la carga está dada por la siguiente expresión:

2

2

1HKE aa ⋅⋅⋅= γ

Donde: Ea: Empuje activo estático por unidad de ancho. Ka: Coeficiente de empuje activo horizontal. γ: peso específico del suelo. H: Altura del relleno.

8.8.4. Cargas debido al Empuje Activo Sísmico del Suelo. Al igual que para el empuje activo estático, es necesario calcular el coeficiente activo sísmico, el cual está dado por:

2

2

2

)cos()cos(

)sin()sin(1)cos()(cos)cos(

)(cos

−⋅++

−−⋅++++⋅⋅

−−=

βψθψδ

θβφδφθψδψθ

θψφaK

Donde θ representa el ángulo de la componente sísmica que a su vez está dada por las siguientes expresiones:

)(tan 1 k−=θ cuando se está analizando el suelo sobre el nivel del agua

)(tan 1 k ′= −θ cuando se está analizando el suelo sobre el nivel del agua


163

Donde k y k’ representan el coeficiente sísmico y el coeficiente sísmico aparente, respectivamente. La aplicación de esta carga se hace con la misma expresión del empuje activo estático donde sólo se debe cambiar el coeficiente de empuje activo estático por el coeficiente activo sísmico. Sin embargo, no existe mucha claridad en el diagrama de aplicación de esta carga en cuanto a la orientación de su triángulo de presiones. La literatura norteamericana postula que el triángulo de presiones debe ser invertido, mientras la literatura oriental no hace referencia a su orientación. Otro punto a tener en cuenta es que la literatura oriental postula que para el cálculo de los empujes bajo el agua se debe usar el peso específico del suelo seco, lo que aumenta en gran medida la magnitud del empuje resultante.

8.8.5. Cargas Sísmicas de los Bloques. Debido al peso de los bloques que componen la estructura, se deben calcular y aplicar cargas sísmicas a los bloques de acuerdo al método estático., es decir, con la aplicación de un coeficiente sísmico. Al igual que para el empuje activo sísmico, se debe considerar un coeficiente sísmico aparente cuando se esté analizando bloques sumergidos. Por otra parte, también es necesario aplicar una carga sísmica vertical, donde se puede asumir que el coeficiente sísmico corresponde a la mitad del coeficiente sísmico horizontal.

8.8.6. Cargas Hidrodinámicas del Agua Residual. La presión hidrodinámica durante un sismo está dada por la siguiente expresión:

yHkp w ⋅⋅⋅⋅±= γ8

7

Donde: p: Presión hidrodinámica. k: Coeficiente sísmico. γw: Peso específico del agua. H: Altura de la columna de agua por debajo del nivel de la marea. y: Profundidad a la cual se está realizando el análisis medida desde el nivel de

la marea.


164

Figura 8.8.5. Figura esquemática con los parámetros necesarios para el cálculo de la

presión hidrodinámica. Por lo tanto, la fuerza resultante está dada por la siguiente expresión:

∫ ⋅⋅⋅⋅⋅=⋅⋅⋅±=H

ww dyyHkHkP

0

2

8

7

12

7γγ

Mientras que la ubicación del punto de aplicación del a carga resultante, está dada por la siguiente expresión.

Hh5

3=

8.8.7. Cargas de Empuje debido a la Sobrecarga. El procedimiento de cálculo del empuje debido a las sobrecargas es similar al del cálculo del empuje activo estático del suelo, ya que también requiere la aplicación del coeficiente activo estático. Sin embargo, el empuje tiene una distribución rectangular y no triangular como el empuje del suelo.

Figura 8.8.6. Aplicación del empuje debido a la sobrecarga.


165

El cálculo de la carga por unidad de ancho debido empuje de la sobrecarga está dado por la siguiente expresión:

HSCKE asc ⋅⋅= Donde SC representa la sobrecarga aplicada por unidad de área.

8.8.8. Cargas Lineales y Puntuales. Cuando se aplican cargas lineales ó puntuales en la superficie del terreno se generan empujes de suelo que afectan a la estructura de contención. Este caso comúnmente es el de un camión o grúa que transita por sobre la explanada que puede generar importantes solicitaciones. Para la estimación de estas cargas, se puede llegara soluciones matemáticas mediante la teoría de la elasticidad, pero se ha encontrado que es necesario hacer algunas modificaciones para que los resultados teóricos coincidan con las presiones observadas.

Figura 8.8.7. Esquema en elevación de la variación del empuje generado por las cargas

lineales ó puntuales aplicadas en la superficie.


166

Figura 8.8.8. Esquema en planta de la variación del empuje generado por las cargas

lineales ó puntuales aplicadas en la superficie. Según las figuras anteriores, el empuje lateral por metro de muro puede ser estimado mediante las siguientes expresiones:

Para cargas lineales: ( )222

24

nmH

nmQrz

+

⋅⋅=

πσ

Para cargas puntuales: ( )3222

2277,1

nmH

nmQrz

+

⋅⋅⋅=σ

Para la variación horizontal: ( )ασσ ⋅⋅= 1,1cos2)( rzyrz ;

= −

mH

y1tanα

Se recomienda tomar un valor de 0,4 para m y tomar n como z/H. Por lo tanto, si se quiere conocer la fuerza resultante, se puede utilizar la siguiente expresión:

Para cargas lineales: ( )∫ ∫

−

−

⋅⋅

+

⋅⋅⋅=

H

B

B

dydzmH

y

zHm

HzmQP

0

2

2

12

2222

22

tan1,1cos4

π

Para cargas puntuales: ( )∫ ∫

−

−

⋅⋅

+

⋅⋅⋅⋅=

H

B

B

dydzmH

y

zHm

HzmQP

0

2

2

12

3222

222

tan1,1cos77,1

Donde B representa el ancho de análisis del muro.


167

8.9. Tablestacas. Las tablestacas son una fila de elementos metálicos verticales unidos entre si para formar una estructura de contención que funcione como una sola. Estos elementos metálicos son hincados en el terreno con el mismo procedimiento utilizado para los pilotes. Las secciones más comunes para las tablestacas metálicas son las tipo “U” y las tipo “Z”.

Figura 8.9.1. Tablestaca metálica.

Figura 8.9.2. Faena de instalación de un tablestacado metálico.


168

Figura 8.9.3. Tablestacado instalado.

Las cargas que se deben considerar para el diseño de las tablestacas son las mismas que se mencionaron anteriormente para el diseño de muro de bloques, sin embargo, se deben adicionar las cargas por el empuje pasivo del suelo.

8.9.1. Cargas debido al Empuje Pasivo Estático del Suelo. Para el cálculo de los empujes pasivos estáticos del suelo, es necesario calcular el coeficiente de empuje pasivo, el cual está dado por la siguiente expresión:

2

2

2

)cos()cos(

)sin()sin(1)cos()(cos

)(cos

−⋅+

+⋅−−+⋅

+=

βψψδ

βφδφψδψ

ψφpK

Donde: φ: Ángulo de fricción interna. β: Ángulo del relleno posterior respecto de la superficie horizontal. ψ: Ángulo de la cara posterior del muro con respecto a la vertical. δ: Ángulo de fricción entre el muro y el relleno. La carga debido al empuje pasivo está representada por un triángulo, cuya área es igual al valor total de la carga por unidad de ancho. Por lo tanto, la carga está dada por la siguiente expresión:

2

2

1HKE pp ⋅⋅⋅= γ


169

Donde: Ep: Empuje pasivo estático por unidad de ancho. Kp: Coeficiente de empuje pasivo horizontal. γ: peso específico del suelo. H: Altura del relleno.

8.9.2. Cargas debido al Empuje Pasivo Sísmico del Suelo. Al igual que para el empuje activo estático, es necesario calcular el coeficiente activo sísmico, el cual está dado por:

2

2

2

)cos()cos(

)sin()sin(1)cos()(cos)cos(

)(cos

−⋅−+

−+⋅−−−+⋅⋅

−+=

βψθψδ

θβφδφθψδψθ

θψφaK

Donde θ representa el ángulo de la componente sísmica que a su vez está dada por las siguientes expresiones:

)(tan 1 k−=θ cuando se está analizando el suelo sobre el nivel del agua

)(tan 1 k ′= −θ cuando se está analizando el suelo sobre el nivel del agua Donde k y k’ representan el coeficiente sísmico y el coeficiente sísmico aparente, respectivamente.

Figura 8.9.4. Diagrama de cargas del tablestacado.


170

Figura 8.9.5. Diagrama de cargas del tablestacado anclado y reacción del suelo.

8.10. Cajones de Hormigón. Los cajones de hormigón son estructuras gravitaciones que sirven como sistema de contención del terreno y a su vez generan un frente de atraque. Por su configuración, poseen una buena resistencia al volcamiento y una eficiencia generalmente mayor al entregado por el sistema de muro de bloques.

Figura 8.10.1. Colocación de cajones para talud.

Figura 8.10.1. Colocación de cajones para dique vertical.


171

8.10.1. Anchura o Manga del Cajón. La anchura del cajón viene fundamentalmente determinada por las condiciones resistentes exigibles a la estructura, normalmente muelle o dique en que se van a utilizar los cajones. Esta comprobación suele hacerse por metro lineal de estructura y es independiente de la longitud del cajón. En otros casos la anchura del cajón puede fijarse por condiciones de estabilidad naval, calado máximo admisible, o condicionantes de explotación.

8.10.2. Longitud o Eslora del Cajón. La longitud del cajón depende de los siguientes factores:

• Capacidad del dique flotante o instalación para la fabricación de los cajones. • Condicionantes marítimos para su remolque y fondeo: corrientes, oleaje, viento,

etc. • Condicionantes impuestos por la posibilidad de asientos diferenciales del cimiento.

En general no es usual hacer cajones de menos de 25 metros de longitud.

8.10.3. Altura del Cajón. La altura del cajón depende de los siguientes factores:

• Capacidad del dique flotante o instalación para la fabricación de los cajones. • Estabilidad naval del cajón. • Calado necesario para la botadura del cajón y calados existentes en su lugar de

fabricación. • Calado existente en su lugar de fondeo, y en la zona de transporte. • Cota de coronación para permitir unas condiciones de trabajo aceptables tanto en

el relleno de sus celdas como en la construcción de la superestructura o espaldón en el caso de dique.

A este respecto hay que tener en cuenta los posibles asientos del cajón que pueden ser importantes cuando la banqueta de asiento es de varios metros de espesor. También es importante, en el caso de diques y estructuras expuestas, el oleaje existente en la zona de ubicación de las obras. Sin perjuicio de los valores mínimos anteriores, siempre que sea posible, los cajones se coronarán por encima de la pleamar, teniendo en cuenta los posibles asientos. La cota de coronación, en cualquier caso, deberá fijarse teniendo en cuenta la superestructura que debe llevar el atraque con el fin de que, tanto la cota de coronación del cajón como la superestructura, sean compatibles. Para fijar la cota de coronación en aguas parcialmente o no abrigadas, además deberá tenerse en cuenta el régimen medio de oleaje en la zona de ubicación del dique, así como la operatividad admisible durante la fase de construcción asociada a condiciones de trabajo aceptables.


172

En cualquier caso los cajones en aguas parcialmente o no abrigadas deberán coronarse a mayor cota. Además como precaución adicional, las celdas de los cajones situados en zonas parcialmente o no abrigadas, una vez rellenas, deberán sellarse con una losa de hormigón a modelo de tapón para evitar que, en caso de temporales con rebases importantes, se induzcan sobre las paredes interiores de los cajones esfuerzos no previstos en el diseño.

8.10.4. Clasificación de las Acciones. Las acciones se clasifican según su variabilidad temporal en la situación de proyecto considerada, definida en términos de probabilidad de ocurrencia de un valor representativo y de persistencia o tiempo medio de la ocurrencia durante la duración de la situación de proyecto, en:

• Acciones permanentes (G): A los efectos de las situaciones de proyecto consideradas en este manual, en este tipo se encuentra el peso propio del cajón, el empuje hidrostático y el peso de las tierras.

• Acciones permanentes de valor no constante (G*): En este tipo se encuentra el empuje de las tierras o la retracción.

• Acciones variables (Q) (sobrecargas de uso, sobrecargas de oleaje, temperatura, etc.).

• Acciones Extraordinarias (A) Adicionalmente, las acciones pueden clasificarse según su naturaleza en:

• Acciones directas. Son aquellas que se aplican directamente sobre la estructura, como, por ejemplo, el peso propio, el oleaje, los empujes de agua o los empujes de tierra. Este tipo de acciones debe considerarse tanto en Estado Límite Último como en Estado Límite de Servicio.

• Acciones indirectas. Son deformaciones impuestas o aceleraciones capaces de dar lugar, de forma indirecta a fuerzas, como, por ejemplo, la retracción, la variación de temperatura y las acciones sísmicas.

8.10.5. Acciones a Considerar en el Proyecto de Cajones Portuarios de Hormigón Estructural – Hipótesis de Carga.

8.10.5.1. Cargas permanentes (G)

a) Peso propio

El peso propio se calculará a partir de las dimensiones geométricas definidas en planos. Como peso específico del hormigón armado se adoptará un valor de 24 a 25 kN/m3. Este valor podrá, no obstante ser mayor cuando se utilice un hormigón fabricado con árido basáltico. En el cálculo de cajones, esta acción se reduce al peso propio del cajón (P0). Para el peso propio se considera el peso específico seco. El efecto del empuje de Arquímedes y las


173

subpresiones que afecta a la parte sumergida del cajón se tiene en cuenta como una acción independiente. Esta acción puede, a su vez dividirse en dos: P0c, que corresponde al peso propio de la base del cajón (solera y zapatas) y P0p, que corresponde al peso propio de las paredes del cajón. En fase de servicio se considerará incluida en la acción P0 la parte correspondiente a la superestructura, que, realmente corresponde a una carga muerta.

b) Empuje de Arquímedes

El empuje de Arquímedes o empuje ascensional del agua corresponde a una fuerza vertical ascendente equivalente al peso del agua desplazada por el cajón. Esta fuerza, que se denomina Pa, se considerará como una presión uniforme aplicada en la superficie correspondiente a la base de la estructura. Para la determinación de Pa se considerará un peso específico del agua de 10,1 kN/m3. Los coeficientes parciales de seguridad que afecten a esta acción serán siempre iguales que los que afecten al peso propio debido a que se trata de acciones del mismo origen.

c) Carga muerta

Además de las cargas anteriores se tratará como una acción permanente el peso propio de la superestructura y de las tierras que se coloque sobre el cajón. Como se indica más arriba esta acción se considerará incluida en P0 en fase de servicio.

d) Empuje hidrostático

Los empujes de agua se calcularán a partir del peso específico del agua que se tomará igual a 10,1 kN/m3. La presión producida por el agua a una profundidad h vendrá dada por la siguiente expresión:

ea = γwZ Donde Z es la altura del nivel piezométrico en el punto de determinación del empuje. En el cálculo de cajones, el empuje de agua (Ea) da lugar a cuatro hipótesis de carga diferenciadas:

• Empuje hidrostático en fase de flotación. • Empuje hidrostático en fase de fondeo. • Empuje hidrostático en fase de relleno. • Empuje de agua en fase de servicio.

Adicionalmente, deberá considerarse el peso del agua contenida en las celdas del cajón, Pl y el peso del agua que gravita sobre las zapatas Plz.

e) Acciones verticales debidas a las tierras del material ensilado (Pr)

En la evaluación de la presión vertical debida a las tierras del relleno de las celdas se tendrá en cuenta el llamado efecto silo. Este efecto es responsable de la generación de una compresión de importancia estructural en las paredes de las celdas, cuyo efecto favorable se recomienda tener en cuenta.


174

Por el efecto del rozamiento entre tierras y muro, solamente una parte del peso de las tierras se transmitirá de forma repartida por el fondo. A esta parte se le denomina, en términos de presión, pr, mientras que el resto del peso, que se denomina, también en términos de presión, p’r, se transmitirá por el fuste. Las presiones verticales pr y p’r, a una determinada profundidad z, vendrán dadas por las siguientes expresiones:

000

' 1z

zz

z

r eqeZp ⋅+

−⋅= γ

( ) ( )δλδγλ tantan1' 000

' ⋅⋅⋅+

−⋅⋅=

zz

zz

reqeZp

)tan(0

δλ ⋅=

u

AZ

Donde: z: Profundidad desde la cara superior del terreno hasta el punto en que se

evalúa el empuje. p’r: Presión vertical de rozamiento debido al empuje de tierras. λ: Coeficiente de empuje horizontal. γ’: Peso específico sumergido del material de relleno. δ: Ángulo de rozamiento terreno-estructura. Se podrá adoptar el 75% del

ángulo de rozamiento interno del suelo. A: Área de una celda o compartimiento del cajón. u: Perímetro de una celda o compartimiento del cajón q: Sobrecarga o peso del relleno actuando por encima de las celdas. El peso de tierras del material ensilado da lugar a dos hipótesis de carga:

• Peso de tierras durante el relleno del cajón. • Peso de tierras en fase de servicio.

8.10.5.2. Cargas permanentes (G*)

a) Acciones horizontales debidas a las tierras del material ensilado En la evaluación de las acciones debidas al empuje de tierras del relleno de las celdas se tendrá en cuenta el llamado efecto silo. Este efecto limita el crecimiento de la tensión debida al empuje de tierras con la profundidad. En este caso el empuje de tierras podrá calcularse a partir de las expresiones siguientes:

000

' 1z

zz

z

r eqeZe ⋅⋅+

−⋅⋅= λγλ


175

)tan(0

δλ ⋅=

u

AZ

El empuje de tierras del material ensilado da lugar a dos hipótesis de carga:

• Empuje de tierras durante el relleno del cajón. • Empuje de tierras en fase de servicio.

b) Acciones debidas al empuje de tierras en trasdos de muro

En el caso de muelles en servicio o diques trasdosados debe considerarse el empuje de tierras sobre el trasdós del cajón. El empuje de tierras en el trasdós del muelle o del dique (diques trasdosados) dará lugar a las siguientes hipótesis de carga:

• Et: Empuje de tierras en trasdós del muro en fase de servicio.

c) Retracción

Para los cajones portuarios, que son estructuras que fundamentalmente se encuentran sumergidas podrá despreciarse el efecto de las deformaciones de retracción.

8.10.5.3. Cargas variables (Q)

a) Sobrecargas de uso y explotación

Las sobrecargas de uso y explotación serán las especificadas por la propiedad. Éstas podrán incluir sobrecargas de estacionamiento y almacenamiento, de equipos e instalaciones de manipulación de mercancías, de tráfico tanto viario como ferroviario, así como aquellas debidas a la operatividad del buque como las acciones de amarre. En lo que sigue, las sobrecargas de uso y explotación se denominarán con la notación Psc. La simultaneidad y compatibilidad entre sobrecargas puede dar lugar a hipótesis de trabajo diferenciadas en la fase de servicio: en condiciones normales de explotación, en condiciones extremas y en condiciones excepcionales.

8.10.5.4. Acciones climáticas

a) Oleaje

La acción del oleaje sobre los cajones se determinará de acuerdo con lo establecido en la ROM 1.1 a partir del valor del oleaje de proyecto (Ver ROM 0.3) [6]. Los cálculos realizados para la determinación de la acción del oleaje podrán ser confirmados mediante ensayos en modelo físico a escala. Actualmente se están llevando a cabo la monitorización de algunos diques para corroborar la validez de las formulaciones teóricas y los ensayos a escala. La determinación de los valores representativos del oleaje de proyecto se realizará para los valores característicos y de combinación a partir de la función de distribución de


176

extremos, adoptando un periodo de referencia representativo del estado o situación de proyecto considerado. Para los valores frecuentes y cuasipermanentes (fisuración) se utilizará el régimen medio anual. La acción del oleaje dará lugar a las siguientes hipótesis de carga, en aquellos casos en los que por el emplazamiento de la obra y su grado de abrigo el oleaje de proyecto sea relevante:

• Eco: Acción del oleaje al paso de la cresta de la ola en fase de servicio. Esta acción lleva aparejada una subpresión hidrodinámica que se denomina Pco,s.

• Eso: Acción del oleaje al paso del seno de la ola en fase de servicio. Esta acción

lleva aparejada una subpresión hidrodinámica que se denomina Pso,s.

b) Temperatura Siempre que se dispongan las cuantías mínimas de armadura indicadas en este Manual, no será necesaria la consideración explícita de los efectos estructurales de la temperatura.

8.10.5.5. Acciones extraordinarias (A)

a) Sismo

Para la determinación de la acción sísmica se tomará en consideración la normativa sísmica correspondiente. La acción del sismo será de especial importancia en lo relativo a la verificación de la estabilidad global del cajón. En el caso de muelles o diques trasdosados, la acción sísmica entrañará adicionalmente un incremento en el empuje de tierras que se podrá estimar mediante el método de Mononobe-Okabe. A su vez, en todos los casos, la acción sísmica dará lugar a empujes del agua libre adicionales. Además, se tendrá en cuenta la masa inercial de las tierras que gravitan sobre la zapata y la masa inercial del peso propio del cajón y de las tierras y agua contenidas en el interior del mismo. En este manual, el sismo se denomina EQ. Al incremento del empuje de tierras debido a la acción sísmica (Mononobe – Okabe) se le denomina ETs.

b) Oleaje Extraordinario

A los efectos del cálculo de cajones, se considerará como acción extraordinaria la acción causada por un oleaje con un periodo de retorno de 500 años. Esta acción extraordinaria del oleaje dará lugar a las siguientes hipótesis de carga, en aquellos casos en los que por el emplazamiento de la obra y su grado de abrigo, el oleaje sea relevante:


177

• Eco: Acción del oleaje extraordinario al paso de la cresta de la ola en fase de servicio y condiciones de trabajo excepcionales. Esta acción lleva aparejada una subpresión hidrodinámica que se denomina Pco,s.

• Eso: Acción del oleaje extraordinario al paso del seno de la ola en fase de servicio y

condiciones de trabajo excepcionales. Esta acción lleva aparejada una subpresión hidrodinámica que se denomina Pso,s.


178

9. Explanadas y Malecones. Las explanadas portuarias requieren de una clasificación de las superficies atendiendo en primer lugar al uso que se vaya a hacer de las mismas (comercial, industrial, militar, pesquero y deportivo o de recreo) y, a continuación, en función del tipo de actividad que se vaya a realizar en ellas (operación, almacenamiento, etc.). Por otro lado, hay que considerar las zonas complementarias y las vías que conectan las diversas zonas entre sí y con la red de carreteras.

9.1. Uso Comercial. En el uso comercial se incluyen todas las actividades portuarias de intercambio entre los modos de trasporte terrestre y marítimo, y de manipulación y almacenamiento de mercancías siempre que el principal fin sea el comercio, ya sea nacional o internacional. Con carácter general se pueden distinguir las zonas de operación y almacenamiento, así como las vías de comunicación y las zonas complementarias. El uso comercial se caracteriza fundamentalmente por el tipo de mercancías que se manipulan y la forma de presentación de las mismas:

• Graneles líquidos. • Graneles sólidos ordinarios. • Graneles sólidos pesados. • Mercancía general convencional. • Mercancía general pesada. • Mercancía general unificada.

Contenedores. Semirremolques y otras cargas ro-ro.

• Otros tráficos.

9.2. Zonas de Operación. Las zonas de operación están destinadas a la transferencia y manipulación de mercancías, materiales o suministros, sin que se produzca acumulación duradera de éstos. En ellas se produce el cambio de modo de transporte. Las zonas de operación se pueden caracterizar por la forma principal en que se manipule la mercancía.

• Por rodadura. • Por elevación. • Por rodadura y elevación. • Por sistemas continuos.

A efectos de su pavimentación deben considerarse especialmente las situaciones en las que principalmente ha circulación de equipos de manipulación de mercancías, tanto de circulación restringida (neumáticos sobre viga carril y equipo sobre carriles, incluyendo los vagones ferroviarios), como sobre todo los de circulación no restringida (sobre neumáticos o sobre orugas).


179

Si no existiera planificación previa o criterios específicos del cliente o de la autoridad portuaria, se adoptará como zona de operación la franja paralela el cantil de una obra de atraque que e extiende desde éste hasta 5 m más allá del eje del camino de rodadura de la pata interior de la grúa sobre carriles más interior. En cualquier caso, se adoptará una anchura no inferior a 15 m. La existencia de esta zona está condicionada a la verificación de que el proceso de transferencia de mercancías obligue a su utilización exclusivamente para estacionamientos transitorios, en caso contrario, no se diferenciará entre zona de operación y zona de almacenamiento.

9.3. Zonas de Almacenamiento. Son zonas destinadas a la permanencia durante días de mercancías o suministros, permitiendo el acopio de los mismos. Esta zona se puede considerar como la no incluida en la zona de operaciones. En las zonas de almacenamiento se pueden distinguir diversas situaciones en función de que las superficies estén destinadas al depósito o almacenamiento propiamente dicho o a la circulación de los equipos ( ya sean de movilidad restringida o no restringida), si bien en muchas ocasiones puede no existir esta diferenciación.

9.3.1. Almacenamiento de Graneles Líquidos. La manipulación de estos materiales se realiza de manera continua por medio de instalaciones específicas y su almacenamiento en depósitos o tanques con una variada tipología. Sin embargo, pueden existir zonas pavimentadas para la circulación y estacionamiento de cisternas sobre camión; al tratarse de vehículos de carretera el enfoque que ha de darse es el mismo que más adelante se indica para las vías de acceso, salvo en lo que se refiere a la protección superficial frente a eventuales derrames de combustibles, aceites u otras sustancias.

9.3.2. Almacenamiento de Graneles Sólidos. Son zonas en las que se almacenan no ensilados, por un lado, graneles sólidos ordinarios (de peso específico bajo y medio, entre los que destacan por su volumen en el transporte marítimo los cereales y demás productos alimenticios) y, por otro, graneles sólidos pesados (como, por ejemplo, mineral de hierro, chatarra, etc.). Los acopios, cónicos o troncopiramidales, transmiten cargas relativamente reducidas al pavimento, aun en el caso de los graneles pesados, pero en cambio los equipos de manipulación (palas y cucharas) pueden transmitir cargas apreciables y además erosionar la superficie.

9.3.3. Almacenamiento de Mercancía General. Hay que distinguir en función de que se trate de mercancía general convencional o pesada. En el primer caso, las alturas de apilamiento (de sacos, barriles, cajas, parrillas, etc.) son relativamente pequeñas, con calles de separación, produciéndose cargas moderadas, aunque no tanto las que producen los equipos de manipulación. Entre la mercancía general pesada se pueden citar los bloques de piedra, los trocos, los perfiles laminados, las bobinas de acero, etc. En algunos casos las cargas sobre el pavimento se


180

incrementa al disponer de elementos de apoyo de la mercancía sobre el pavimento (durmientes).

9.3.4. Almacenamiento de Contenedores. Son zonas descubiertas donde se almacenan contenedores directamente sobre el pavimento o sobre otros contenedores. Las alturas máximas más usuales de almacenamiento son de 3 a 5 unidades (7, 5 a 12 m), en función del espacio disponible, el sistema de distribución y el equipo de manipulación empleado. La forma de almacenamiento en planta puede ser aislada, en fila simple o en bloque (fila múltiple), necesitándose en los dos primeros casos anchuras mínimas de 10 a 15 m, en función del tipo de contenedores y del sistema de manipulación empleado. En estas zonas se producen unas cargas concentradas de gran magnitud.

9.3.5. Estacionamiento de Semirremolques. En estas zonas se produce la descomposición de las cargas en remolque y cabeza tractora. Mientras el remolque (que carga una caja móvil o bien uno o varios contenedores u otro tipo de elementos como bobinas) queda estacionado a la espera del traslado, la cabeza tractora marcha por otro remolque. Con esta forma de movimiento de la mercancía puede no requerirse ningún equipo adicional de manipulación, con lo que las únicas instalaciones singulares serías las rampas entre buque y tierra o entre muelle y ferrocarril. El tratamiento de estas zonas se pude hacer de dos formas diferentes. La primera consiste en tratar homogéneamente toda la superficie, con lo que no se condiciona en absoluto la explotación. La segunda forma consiste en dar a dicha superficie idéntico tratamiento que a las zonas complementarias de estacionamiento, salvo en franjas (de 1 m de anchura) para el apoyo específico de la parte delantera de los semirremolques desenganchados de los remolques.

9.4. Estudio de Cargas. Se diferencias por un lado las cargas que transmiten al pavimento los materiales o mercancías acopiadas o almacenadas en una determinada superficie (cargas de estacionamiento o almacenamiento) y por otro las cargas que aplican los equipos que se emplean en la manipulación de dichos materiales o mercancías (cargas de manipulación). Finalmente, hay que considerar en los casos que corresponda las cargas del tráfico pesado convencional (vehículos de carretera). Se tomará para cada material:

( )21 / mkNHQ av ⋅= γ

Siendo: Qv1: Carga por área elemental.


181

γ: Peso específico aparente del material estacionado ó almacenado en las condiciones ambientales más desfavorables en kN/m

3. Ha: Altura máxima de almacenamiento o estacionamiento transitorio del material

considerado en m.

9.4.1. Cargas de Estacionamiento o Almacenamiento. Son cargas de naturaleza variable, debidas fundamentalmente al peso de mercancías almacenadas o apiladas directamente sobre la superficie o en el interior de los elementos auxiliares para su transporte y manipulación (contenedores, semirremolques, etc.), siendo su actuación y distribución constantes durante un cierto período de tiempo. El valor de la acción se determina teniendo en cuenta en uso previsto para la superficie, la zona de la misma en que actúa y la forma en que solicita al pavimento, tomando en consideración los siguientes factores:

• Naturaleza de la mercancía depositada o apilada, con sus características físicas como pueden ser en su caso el peso específico y el ángulo de fricción interna.

• Forma de presentación de la mercancía (mercancía general, graneles sólidos, contenedores, semirremolques, etc.)

• Forma y dimensiones de los acopios y apilamientos. • Métodos y equipos de manipulación.

Estas cargas se consideran verticales, repartidas o concentradas según la naturaleza de los materiales apilados o almacenados y su forma de actuación o apoyo; son cargas cuya actuación no supone aceleraciones significativas en los pavimentos, a los efectos de dimensionamiento de éstos, se consideran cargas repartidas las debidas al almacenamiento de graneles sólidos y, salvo algunos casos, de mercancía general; por el contrario, se consideran como cargas concentradas las cargas aplicadas por contenedores y semirremolques, así como también las debidas a productos manufacturados apoyados sobre durmientes.

9.4.2. Cargas de Almacenamiento de Graneles Sólidos. Se considera el máximo peso de los materiales por unidad de superficie, transitoriamente estacionados en la zona de operación o almacenados en la zona de almacenamiento en las condiciones previstas. A falta de criterios específicos de proyecto o de explotación se tomarán las siguientes presiones de contacto de almacenamiento de graneles sólidos:

• En zonas de operación: Graneles sólidos ordinarios: 0,04 MPa Graneles sólidos pesados. 0,07 MPa

• En zonas de almacenamiento o estacionamiento:

Graneles sólidos ordinarios: 0,08 MPa Graneles sólidos pesados. 0,15 MPa


182

9.4.3. Cargas de Almacenamiento de Mercancía General. Se considera el máximo paso de las mercancías por unidad de superficie, transitoriamente estacionadas en la zona de operación o almacenadas en la zona de almacenamiento en las condiciones de estiba previstas. Estas cargas son las que hay q e tener en cuenta no sólo en las correspondientes zonas de uso comercial (mercancía general pesada o convencional) sino también, a falta de criterios específicos de proyecto, en las de uso industrial (mercancía general pesada). Se debe considerar que pueden presentarse cargas concentradas producidas por productos manufacturados (productos siderúrgicos, prefabricados de hormigón, etc.) apoyados sobre durmientes, con presiones de contacto de hasta 2,5 MPa. A falta de criterios específicos de proyecto o explotación, se tomarán las siguientes cargas y presiones de contacto de almacenamiento de mercancía general:

• En zonas de operación: Mercancía general convencional: 400 kN y 0,8 MPa Mercancía general pesada: 900 kN y 1,8 MPa

• En zonas de almacenamiento o estacionamiento:

Mercancía general convencional: 700 kN y 1,5 MPa Mercancía general pesada: 1200 kN y 2,0 MPa

Por último hay que señalar, que todas las sobrecargas fijas de almacenamiento o estacionamiento serán únicamente aplicables a la fase de servicio del pavimento que se esté considerando en cada momento.

9.4.4. Cargas en Zonas de Almacenamiento de Contenedores. Las cargas de los contenedores se transmiten al pavimento por elementos de apoyo de 0,178 x 0,162 m2 situados en las esquinas, los cuales sobresalen de su cara inferior 0,0125 m y son empleados para aislar el suelo de la mercancía y facilitar su manipulación. En ocasiones, cuando existen apilamientos de varios contenedores en altura y sobre todo cuando se apoyan sobre una superficie flexible, se pueden producir contactos con el pavimento en otros puntos distintos de las esquinas, llamados puntos de descarga (esta situación no se da, sin embargo, en el caso de los contendores frigoríficos, puesto que los largueros son más rígidos). La unidad de medida en el transporte de contenedores es el TEU (Twenty-foot Equivalent Unit) ó contenedor equivalente de 20 pies de longitud. Los más habituales actualmente son los que tienen 20 pies (1 TEU) y 40 pies (2 TEU). Existen también contenedores de 10 pies (0,5 TEU) y de 30 pies (1,5 TEU) y están comenzando a utilizarse los de 50 pies (2,5 TEU). Las cargas totales de los contenedores son muy variables. Para un contenedor de 20 pies, la carga máxima es de unos 200 kN, pero se puede estimar que la carga media no supera los 130 kN. Por su parte, para un contenedor de 40 pies, la carga máxima es de unos 300 kN, pudiéndose estimar una carga media no superior a 200 kN.


183

Las presiones de contacto dependen de la carga, de la forma de almacenar los contenedores (aislados, en fila simple o en fila múltiple ó bloque), de las alturas empleadas (de una a cinco alturas generalmente, aunque puede sobrepasar esta última altura), de la flexibilidad o rigidez del pavimento y de que s produzcan o no los citados puntos de descarga. Las formas de almacenamiento (distribución en planta y elevación) dependen directamente de criterios logísticos y de explotación de la instalación y de los equipos de manipulación empleados. En el caso de filas o bloques, la separación o distancia libre entre dos contenedores contiguos puede variar entre ser prácticamente nula (lo que ocurre normalmente cuando se trata de contenedores vacíos) a ser de 0,40 a 0, 80 m para permitir la lectura de los códigos que llevan escritos en los laterales (lo que ocurre normalmente cuando se trata de contenedores llenos).

Tabla 9.1. Tabla de distribución y alturas máximas asociadas.

La probabilidad de que todos los contenedores estén totalmente cargados en altura es en principio relativamente pequeña y depende de los criterios específicos de explotación de la instalación. Por esta razón, para la estimación de las cargas aplicadas, algunos autores propugnan la introducción de coeficientes reductores de peso según la altura de almacenamiento (hasta el 40% para apilamientos en 5 alturas). Sin embargo, hay sistemas de explotación en los cuales los contenedores se agrupan por su carga, con lo cual pueden darse apilamientos de cinco contenedores totalmente cargados. A falta de datos específicos fijados en el proyecto o por criterios de explotación portuaria, las cargas considerar para el dimensionamiento de los pavimentos en las zonas de almacenamiento contenedores serías las correspondientes a almacenamiento de 40 pies en bloque y en cinco alturas: 1524 kN aplicados en un área de 0,356 x 0,324 m2 (lo que supone una presión sobre el pavimento de 13,2 MPa), aunque una situación muy común es la de almacenamiento en un máximo de 3 alturas (la carga en cada apoyo interior del bloque sería entonces de 914 kN y la presión de 7,9 Mpa). Estas cargas y presiones tan sumamente elevadas hacen que sólo con ciertos pavimentos puede garantizarse absolutamente que el depósito de contenedores no va a producir deterioros de ningún tipo: lechos de grava, adoquines prefabricados de hormigón y hormigón armado.


184

En el caso de utilizar pavimentos de otro tipo (hormigón en masa o incluso mezclas bituminosas) existe la posibilidad de un cierto grado de deterioro (figuración o deformaciones permanentes bajo las patas, respectivamente), que puede considerarse admisible siempre que sea compatible con la explotación ( lo cual requerirá en general que estas zonas de depósito se empleen exclusivamente para tal fin) y con el drenaje superficial de las aguas de lluvia.

9.4.5. Cargas de Estacionamiento de Semirremolques (Roll-Trailers). Una forma habitual de explotación portuaria es el apilamiento sobre semirremolques que quedan de esta forma aparcados a la espera de una cabeza tractora que los traslade. Los ejes traseros de estos semirremolques no producen deterioros especiales sobre los pavimentos, ya que cumplen las condiciones para circular por carretera. Sin embargo, los distintos dispositivos de que van provistos estos semirremolques para apoyarse en el suelo en su parte delantera cuando se encuentran desenganchados del tractor pueden producir importantes deterioros. Según dicho dispositivo los semirremolques se clasifican en tres tipos:

• Los provistos en su parte delantera de dos parejas de ruedas metálicas de 0,088 m de anchura y 0,225 m de diámetro cada un de ellas; con el semirremolque a plena carga (cargas de 140 kN en su parte delantera) pueden dar presiones de contacto de hasta 40 Mpa, con una superficie de contacto teórica de 0,088 x 0,010 m2.

• Los que disponen para el apoyo delantero de dos placas metálicas de 0,225 x 0,150 m2. que producen una presión de contacto del orden de 2 Mpa para una carga total de 140 kN en la parte delantera.

• Os que tienen un aparato de apoyo delantero consistente en una vigueta con una superficie de apoyo de 0,130 x 2,145 m2 que produce una presión de contacto sobre el pavimento de 0,5 Mpa para cargas de 140 kN en la parte delantera.

En suma, y salvo en el último de los tipos descritos, se producen unas elevadas presiones de contacto. Aunque éstas pueden resultar menores en el caso de superficies de apoyo relativamente deformables, no resultan aconsejables determinados pavimentos, como por ejemplo, los de mezcla bituminosa, en los que con el tiempo caluroso los apoyos se incrustarían incluso varios centímetros. Sin embargo, existe la posibilidad de pavimentar de manera diferenciada una franja en la que se situarían los apoyos delanteros, pavimentando todo el resto de la zona como las zonas complementarias de estacionamiento. A falta de datos o de criterios específicos fijados en el proyecto o en la explotación de la instalación se considerarán para el dimensionamiento de los firmes en zonas de estacionamiento de semirremolques las siguientes cargas y presiones: 70 kN y 40 MPa, respectivamente.

9.4.6. Cargas de los Equipos e Instalaciones de Manipulación de Mercancías. Son las cargas de naturaleza variable transmitidas al pavimento por los sistemas y equipos de manipulación de mercancías, materiales o suministros.


185

El proyectista debe considerar de acuerdo con los criterios reestablecidos de planificación portuaria los específicos del cliente o de la Autoridad Portuaria, las características de los equipos de manipulación de mercancías que operan en la zona, su ubicación y la forma en que solicitan al pavimento. El proyectista debe disponer de todos los datos relativos a los quipos concretos de manipulación que vana operar en la zona, los cales deben ser suministrados por el fabricante de dichos equipos. En este sentido, pueden aplicar, a falta de datos específicos, los correspondientes a los equipos más usuales en zonas portuarias descritos en la siguiente tabla:

Tabla 9.2. Tabla de cargas aproximadas asociadas a lo equipos de manipulación.

A los efectos de cómo se transmiten las cargas y de la influencia en el dimensionamiento de los pavimentos, los equipos de manipulación se pueden clasificar en función de su movilidad:

• Equipos de circulación restringida, sobre carriles o sobre vigas carril. • Equipos de circulación no restringida, sobre neumáticos o sobre orugas.

Se debe considerar que posibles situaciones en las que puedan producirse cargas máximas por punto de apoyo.


186

10. Dragado.

El dragado es la operación de extracción de terrenos de los fondos marinos por diversas causas o finalidades. Su objetivo obedece a diversas razones:

• Conseguir calados. Las profundidades obtenidas deben ser, al menos, las previstas en el Proyecto y los taludes de los dragados serán estables a largo plazo.

• Obtener materiales para rellenos.

• Sanear terrenos inadecuados. Se efectúa para eliminar suelos que tengan poca

capacidad portante o sean muy deformables.

• Eliminar materiales contaminantes o contaminados. Está reglamentado que su vertido se realice en recintos construidos al efecto.

• El estudio y la planificación del dragado deben realizarse con prontitud y rigor

debido a la importancia económica, la envergadura de los medios necesarios, los plazos y la influencia para la obra.

10.1. Condicionantes. La adecuada elección de los equipos y de los procedimientos de dragado viene determinada por los siguientes aspectos:

10.1.1. Emplazamiento.

• Las condiciones de abrigo. • La proximidad a las estructuras que puedan entorpecer la operatividad de los

equipos. • La necesidad de mantener el tráfico marítimo.

10.1.2. Características del Terreno. Los terrenos se clasifican a efectos de dragado en:

• Terrenos sueltos • Arcillas • Rocas blandas • Rocas duras


187

10.1.3. Homogeneidad del Terreno. Los estratos de materiales que presentan distinta dureza y espesor, así como la existencia de grandes bolos o lajas cementadas en el seno de terrenos granulares, son determinantes de la elección de los equipos de dragado y de los rendimientos que se consiguen.

10.1.4. Calados. Los terrenos que hay que dragar se pueden encontrar a distintas profundidades:

• Emergidos permanentemente o durante la bajamar. • A profundidades pequeñas (hasta 5 m). • A profundidades medias (entre 5 y 25 m). • A profundidades grandes (mayores de 25 m).

10.1.5. Geometría de la Zona a Dragar. Las características geométricas de las áreas a dragar condicionan el recorrido y las maniobras de las dragas influyendo en su rendimiento. Los dragados en las zonas próximas a muelles, diques, pantalanes o estructuras de cual-quier tipo requieren equipos con especiales características. En estos casos, los dragados durante su ejecución se atendrán estrictamente a la geometría, planta y perfil de los taludes, para evitar el descalce de las estructuras adyacentes.

10.1.6. Distancia de Vertido. Las distancias a las que se tengan que realizar los vertidos condicionan los equipos de transporte. Procedimiento de vertido: mediante gánguiles, directo desde la cántara, por cañón, por tubería.

10.1.7. Característica de los Lugares de Vertido. La profundidad a la que hay que depositar los materiales condicionan los calados máxi-mos de las embarcaciones. Pueden existir restricciones estacionales (primavera donde se reproducen las especies marinas) y horarias a la realización de los vertidos.


188

10.1.8. Tránsito Marítimo. Es necesario coordinar el tránsito marítimo con las operaciones de dragado (generalmente el trabajo de dragado se ajusta al tráfico marítimo), esto es, con las evoluciones de las dragas, recorridos a las zonas de vertido de materiales, anclas, cabrestantes, tuberías, etc.

10.1.9. Arqueológicos. La posibilidad de que existan restos arqueológicos en las zonas a dragar demanda actua-ciones previas al inicio de los trabajos con el fin de detectar, extraer o preservar los posibles restos arqueológicos.

10.1.10. Disponibilidad de Equipos. Las dragas tienen un alto índice de ocupación por lo que su incorporación a las obras se debe gestionar con suficiente antelación.

10.2. Equipos de Dragado.

10.2.1. Dragas de Cuchara. Consisten, básicamente, en un pontón sobre el que se instala una grúa con gran capaci-dad de elevación. La grúa acciona una cuchara que se llena con el material dragado y éste se deposita sobre un gánguil.

Figura 10.2.1. Draga de Cuchara.


189

Figura 10.2.2. Izquierda Cuchara Bivadla. Derecha Cuchara de Pinzas.

Figura 10.2.3. Izquierda Cuchara Hermética. Derecha para arenas y fangos.

Sólo pueden trabajar con Hs < 1 m y son capaces de operar con poco calado, correspon-diente al pontón o el gánguil. Pueden dragar, abriendo canal, en zonas de poco calado o emergidas. Existen dragas de cuchara instaladas sobre una embarcación tipo gánguil autopropulsado con zona habilitada, cántara, para depositar el material dragado. Éstos son equipos muy versátiles y pueden colocar los materiales que transportan en la cántara en el fondo marino, en banquetas, utilizarse para enrase, etc. Dragando tienen un rendimiento inferior a 1.500 m

3/día.


190

Figura 10.2.4. Draga de Cuchara sobre Gánguil.

10.2.2. Dragas de Pala. Están constituidas por una pala de empuje frontal o retroexcavadora instalada sobre un pontón. Esta última dispone de un sistema de pilotes auxiliares situados uno a la banda de babor, otro en la banda de estribor a la altura del tercio delantero del pontón y un tercero centrado en la popa. Los pilotes combinados con un conjunto de cabrestantes sujetos a anclas (normalmente entre 4 y 6) permiten:

• Movimientos del pontón mediante pasos alternativos de los pilotes y movimientos de los cabrestantes.

• Cargar parte del peso del pontón sobre el terreno a través de los pilotes auxiliares,

lo que ofrece una reacción a la acción de la pala que no se tendría en el caso de estar el pontón a flote.

• Reducir los ladeos del pontón ante la acción del oleaje y del movimiento de las car-

gas, facilitando los giros de las máquinas que se hacen sobre un mecanismo a modo de corona que no admite grandes inclinaciones.

Las capacidades de los casos de las palas se determinan en función de la máquina que las acciona y del terreno a excavar, variando entre 2 y 25 m3. Las características operativas de este tipo de dragas son:

• La profundidad de dragado está limitada: las dragas de mayor porte alcanzan 35 m.

• Realizan el vertido sobre gánguiles.


191

• El calado necesario para dragar viene determinado por el calado del pontón, gene-ralmente en torno a 3 m, o por el calado del gánguil, que puede ser superior al del pontón.

• Pueden dragar abriendo canal en terrenos de poco calado o emergidos. • No pueden trabajar con Hs >1 m. • Tienen capacidad para dragar materiales de naturaleza muy variable: desde

fangos a rocas blandas, así como grandes bolos, escolleras y estructuras previamente quebrantadas.

• Son equipos que tienen alto costo por metro cúbico dragado.

• Los rendimientos oscilan entre 2.000 y 6.000 m

3/día, estando muy condicionados por

la naturaleza del terreno.

• Hay pocas unidades en el mercado.

Figura 10.2.5. Draga de Pala.

Figura 10.2.6. Draga de Pala cargando el Gánguil.


192

10.2.3. Dragas de Rosario. Esas dragas extraen el material del fondo con un rosario o cadena de cangilones (cubos), siendo sus principales características:

• No son autopropulsadas. Los movimientos necesarios para dragar se hacen con

cabrestantes sujetos a anclas. • Alcanzan profundidades de dragado entre 20 y 30 m. • Pueden trabajar con Hs >1 m.. Material sobre gánguil.

• Son versátiles en cuanto a la naturaleza del material a dragar. La posibilidad de

utilizar distintos tipos de cangilones les permite dragar desde fangos hasta rocas blandas o rocas duras previamente fragmentadas.

• Los rendimientos son muy variables en función del material a extraer: varían entre

2.500 m3/día para roca blanda y 10.000 m

3/día para terreno suelto.

• Dragan con mucha precisión geométrica.

• Son aptas para enrasar banquetas, operación en la que consiguen altos

rendimientos hasta 1.500 m2/día.

Figura 10.2.7. Draga de Rosario.

10.2.4. Dragas de Succión Estacionaria. Realizan el dragado a través de una tubería instalada sobre una estructura rígida (escala). La eficacia de las dragas se aumenta con la instalación de un cortador (CUTTER) en el extremo de la tubería de succión. El peso de la tubería de succión y de la escala presiona el cortador contra el terreno, lo que unido al giro del cortador accionado por un motor, disgrega el material, que es succionado por la tubería. Este conjunto de elementos montados sobre un pontón dotadas de pilotes auxiliares y cabrestantes, puente de


193

mando, zonas de almacén, taller, comedor y otras dependencias es lo que constituye la draga. El material que se draga es reimpulsado y dirigido a través de tubería al lugar de vertido; excepcionalmente, se puede verter a gánguil mediante difusores. En el mercado hay gran número de dragas de cortador de tamaños y potencias muy distintas. Desde las más pequeñas, adecuadas para dragar en las presas y en los ríos, que son desmontables y se pueden transportar en camiones, hasta las de gran porte, que con una potencia que puede alcanzar 28.000 Kw son capaces de dragar rocas de 50 MPa de resistencia a compresión simple e impulsar el material a través de tubería a una distancia de 25 Km. Sus principales características son:

• Profundidades de dragado hasta 30 m. • Tienen un calado en torno a 3 m y son capaces de dragar terrenos emergidos

abriendo canal. • Son muy adecuadas para dragar en dársena y rellenar recintos.

• Las tuberías de impulsión pueden ir sumergidas, esto es, apoyadas en el fondo,

por lo que no interfieren con la navegación.

• Son muy versátiles en cuanto al tipo de materiales a dragar: materiales sueltos, arcillas y rocas blandas.

• El gran número y variedad de dragas de succión que existen en el mercado hace

que sus rendimientos oscilen entre 500 y 100.000 m3/día.

Figura 10.2.8. Cortador (Cutre).


194

Figura 10.2.9. Cortador (Cutre).

Figura 10.2.10. Dragas de Cortador.

10.2.5. Dragas de Succión en Marcha. Realizan el dragado a través de una tubería de succión instalada sobre una embarcación, que dispone de una cántara para contener los materiales dragados. Sus principales características son:

• Calado mínimo en torno a 5 m, pudiendo alcanzar en determinados casos los 12 m.

• Profundidad de dragado hasta 100 m en las grandes dragas.

• Dragan navegando a una velocidad próxima a 2 nudos (1 m/s) y durante el

transporte alcanzan velocidades de 12 nudos (6 m/s).

• El tiempo de llenado de la cántara es aproximadamente de una hora, aumentando cuando la forma de la zona a dragar obliga a realizar frecuentes cambios de sentido y/o dirección.


195

• La capacidad de la cántara varía entre 1.500 m3 para las dragas pequeñas y 38.000 m3 para las grandes.

• El vertido se puede hacer:

Abriendo el fondo de la cántara. Impulsando el material a través de una tubería, instalada en una boya, a la

que se conecta la draga.

Proyectando el material a través de un cañón.

El tiempo necesario para verter a través de tubería y del cañón es aproximadamente de una hora. Sin embargo, el que se requiere para verter por apertura de fondo es de escasos minutos. Son dragas muy eficaces en el caso de materiales sueltos. Hay equipos modernos que llevan incorporado un sistema que inyecta agua a alta presión desde el cabezal de dragado, permitiendo disgregar y succionar rocas blandas:

• Con las dragas de gran porte se alcanzan rendimientos de 100.000 m3 /día en el caso de arenas.

• Los equipos modernos van equipados con sistemas que optimizan los

rendimientos. • Disponen de avanzados sistemas de posicionamiento y navegación.

Figura 10.2.11. Draga de succión en marcha.


196

Figura 10.2.12. Proyección del material dragado mediante cañón.

Figura 10.2.13. Resumen ventajas e inconvenientes de los distintos tipos de dragas.


197

Figura 10.2.14. Resumen ventajas e inconvenientes de las dragas mecánicas.


198

Figura 10.2.15. Resumen ventajas e inconvenientes de las dragas de succión.


199

10.3. Equipos Auxiliares. Los equipos auxiliares más utilizados en el dragado son:

10.3.1. Gánguiles. Son embarcaciones que disponen de una cántara de carga, en la que la draga deposita el material para ser transportado al lugar adecuado de vertido. Los gánguiles pueden ser autopropulsados o no, y tener distintas formas de apertura para verter el material, siendo la más habitual la apertura por fondo.

Figura 10.3.1. Gánguil.

10.3.2. Embarcaciones Multiuso. Las embarcaciones multiuso pueden realizar diversas funciones, tales como:

• Instalación de tubería flotante. • Fondeo de anclas y fijación a ellas de los cabrestantes. • Batimetrías.

• Transporte del personal.


200

Figura 10.3.2. Embarcación Multiuso.

10.4. Control de Calidad. Durante la realización de los dragados hay que controlar los siguientes aspectos:

10.4.1. Geometría del Dragado.

• Bases de replanteo, debidamente comprobadas. • Determinar la cota de referencia de forma inequívoca. • Obtener datos batimétricos de las zonas dragadas y aquéllas que puedan ser

afectadas por el dragado, de forma continuada, a partir de los equipos existentes en la draga o mediante equipos auxiliares.

• Comprobar que los taludes finales corresponden a los proyectados.

• Comprobar que se ha llegado al estrato previsto cuando la finalidad del dragado

sea alcanzar terrenos competentes que permitan cimentar sobre ellos. Esta operación se realiza a través de toma de muestras, inspecciones visuales directas o con cámaras submarinas.

10.4.2. Vertidos. La forma de controlar los vertidos depende de que estos se realicen en el mar o en recintos:

• Cuando los vertidos se realicen en el mar se garantizará que se efectúan en las

áreas previstas con los sistemas de posicionamiento de las embarcaciones. En


201

caso de ser necesario se harán enclavamientos para que la cántara no se pueda abrir hasta que la embarcación esté situada en el lugar previsto.

• Archivar los registros de cada uno de los vertidos.

• Medir las velocidades y direcciones de las corrientes cuando, por efecto de éstas,

los sólidos que se viertan puedan ser transportados a zonas no autorizadas.

10.5. Recomendaciones Generales. La alta ocupación y el elevado coste de los equipos de dragado demandan realizar una serie de trabajos preparatorios con antelación a su llegada a la obra. Entre ellos cabe destacar los siguientes:

10.4.3. Obtención de Permisos. • Capitanía Marítima: los correspondientes a navegación, seguridad marítima y

balizamiento. • Dirección General de Costas: los que afectan al medio ambiente, a la extracción de

arenas y a los vertidos.

• Autoridad Portuaria: dragados en las áreas que son de su competencia, utilización de espejos de agua, ocupación de muelles y superficies y balizamiento.

• Varios: de forma excepcional puede ser necesario disponer de permisos del

Ministerio de Defensa cuando se trabaja en aguas de su competencia y/o cualquier otro Organismo que pueda estar afectado.


202

11. Fundaciones Para Pilotes. Cuando se están calculando las dimensiones de la fundación para un pilote, se deben tener en cuenta el diámetro del pilote, la penetración, el espesor del pilote, el espaciamiento entre los pilotes, el número de pilotes, las restricciones del fondo marino, resistencia del material, método de instalación y otros parámetros que sean apropiados de considerar. Se pueden utilizar un gran número de procedimientos para determinar los requerimientos de la fundación. Como mínimo, el procedimiento a utilizar debe simular de buena forma el comportamiento no lineal del suelo y asegurar la compatibilidad de la carga-deformación entre la estructura y el sistema pilote-suelo. El diseño del largo de penetración debe ser de tal forma de que se desarrolle una ademada capacidad para resistir de buena forma los esfuerzos axiales a los que estará sometido el pilote con un apropiado factor de seguridad. Se recomienda utilizar los siguientes valores para los factores de seguridad para la estimación de la capacidad del suelo.

Tabla 11.1. Tabla con los factores de seguridad recomendados para la capacidad del

suelo.

11.1. Capacidad de Soporte. La capacidad última de soporte del suelo, Qd, debe ser determinada mediante la siguiente ecuación:

pspfd AqAfQQQ ⋅+⋅=+=

Donde: Qf: Resistencia de fuste. Qp: Resistencia de punta.


203

f: Capacidad de fuste por unidad de área. As: Área del manto del pilote. q: Capacidad de punta por unidad de área. Ap: Área de la sección transversal del pilote. Cuando los pilotes están siendo hincados se puede desarrollar un tapón en el extremo inferior del pilote cuando éstos son abiertos. Un tapón se desarrolla en un pilote de cabeza abierta siempre que se tenga uno de los siguientes casos:

• Se tenga un estrato cohesivo. • Si la capa de suelo del tapón incluye sólo pequeñas cantidades de fino y si es lo

suficientemente bien graduado y de densidad media. • Si el pilote está instalado lo suficientemente profundo en la capa del tapón.

El tapón del pilote se hace más efectivo cuando la aceleración causada por el martinete sobre el pilote decrece. Si el pilote es instalado usando un martinete vibratorio no ocurre el tapón. Por lo tanto, el tapón puede afectar de manera positiva la resistencia de punta de suelo. Esto ocurre ya que a medida que el pilote está siendo hincado, va penetrando una porción de suelo dentro de él que a su vez va generando una resistencia de fuste interna. Cuando esta fricción interna se iguala a la resistencia de punta del pilote calculada en base a su sección transversal, se puede decir que se ha generado el tapón y, por lo tanto, la resistencia de punta puede comenzar a ser calculada con el total del diámetro exterior del pilote como si fuera de cabeza cerrada.

Figura 11.2. Esquema de la resistencia del suelo.

Según la figura superior y tomando en consideración lo anteriormente mencionado, cuando Qp es mayor que Qf0, se calculará con A1, mientras que cuando Qp sea menor a Qf0, se deberá calcular con un área igual a A1 + A2. Por otra parte, mientras no se desarrolle el tapón, la capacidad de soporte será igual a la resistencia de punta más la resistencia debido al fuste interno.


204

11.2. Resistencia de Fuste y Punta en Suelos Cohesivos. Para pilotes instalados en suelos cohesivos, la resistencia al fuste f en cualquier punto a lo largo del pilote, puede ser calculada con la siguiente ecuación:

cf ⋅= α Donde: α: Factor adimensional. c: Resistencia no drenada al corte del suelo en el punto de análisis. El factor α (que puede tomar un valor mayor a 1,0) puede ser calculado a través de las siguientes ecuaciones:

5,05,0 −⋅= ψα 0,1≤ψ 25,05,0 −⋅= ψα 0,1>ψ

Donde: ψ: c/p’0 para el punto de análisis. p’0: Presión efectiva en el punto de análisis. Para arcillas no consolidadas, generalmente α toma el valor de 1,0.

Para la resistencia de punta en suelos cohesivos, la resistencia por unidad de área q, puede ser calculada mediante la siguiente ecuación:

cq ⋅= 9

11.3. Resistencia de Fuste y Punta en Suelos No Cohesivos. Para la resistencia de fuste en suelos no cohesivos, la resistencia f, puede ser calculada mediante la siguiente ecuación:

)tan(0 δ⋅⋅= pKf

Donde: Κ: Coeficiente de presión lateral del suelo. p0: Presión efectiva en el punto de análisis. δ: Ángulo de fricción ente el suelo y el pilote. Para pilotes de cabeza abierta se puede asumir K con un valor de 0,8 para cargas de tracción y compresión. Para pilotes de cabeza cerrada se puede asumir con un valor de 1,0. Para la resistencia de punta en suelos no cohesivos, la resistencia unitaria q, puede ser calculada mediante la siguiente ecuación:

qNpq ⋅= 0


205

Donde: p0: Presión efectiva en el punto de análisis. Nq: Factor adimensional de la capacidad de soporte.

Tabla 11.3. Valores típicos para la determinación de la resistencia de fuste y de punta.

11.4. Capacidad de Carga de un Pilote en un Suelo Estratificado.

Cuando un pilote se extiende a través de diferentes estratos de suelo con diferentes propiedades, estas variaciones se deben tomar en cuenta al calcular la capacidad de carga máxima del pilote. La capacidad de fuste se calcula simplemente sumando los aportes de la resistencia que cada estrato ejerce sobre el pilote. Por otra parte, la capacidad de punta se calcula justo donde termina el pilote. Si el pilote termina en un estrato de arena densa o arcilla firme que cubre a un estrato de arena suelta o arcilla blanda, existe un peligro de llegar a los estratos más blandos en la perforación. Por lo tanto, es estos casos se procede a realizar una interpolación lineal a una distancia aproximada de 2 diámetros del pilote para disminuir, desde este punto, su capacidad de punta.


206

Figura 11.4. Valores típicos para la determinación de la resistencia de fuste y de punta.

En la figura anterior se muestra el efecto que se produce cuando la capa inferior tiene una menor capacidad que la superior. Los parámetros de la figura son: E1, E2, E3: Estratos del suelo. q1, q2, q3: Capacidad de soporte de cada estrato. qp: Capacidad de soporte en el punto indicado. H: Distancia entre el extremo inferior del pilote y el comienzo del estrato más

débil. B: Diámetro del pilote. Por lo tanto, si se quiere conocer la capacidad de en el punto indicado, se puede hacer mediante la siguiente expresión.

( )B

Hqqqq p

2

212

⋅−+=


207

12. Fórmulas Dinámicas para el Hincado. Las fórmulas dinámicas expresan la capacidad portante de los pilotes ó resistencia dinámica Rd en función del rechazo e. El resultado de una fórmula dinámica es tanto o más exacto cuanto mayor es el peso del mazo con relación al peso del pilote. Las fórmulas de hincado no son aplicables más que para velocidades de hincado poco elevadas, en caso contrario, las vibraciones provocan una disminución sensible de la capacidad portante. El rechazo es una condición necesaria, pero no suficiente. No es prudente basarse únicamente en los resultados dados por las fórmulas de hincado para determinar la capacidad portante. Las fórmulas de hincado no son aplicables más que cuando la punta reposa sobre un terreno rocoso o de gran compacidad. Las fórmulas de hincado no son válidas en terrenos arcillosos, siendo la resistencia del terreno mucho más débil en hundimiento rápido que en carga estática. En ciertos terrenos, los resultados de los métodos dinámicos difieren de los ensayos de carga. Ésta tiende a la diferencia entre las resistencias dinámica y estática. El método dinámico da resultados bastante exactos en terrenos pulverulentos relativamente compactos y permeables (arena y grava). Por otro lado, este método da resultados que se separan mucho de la realidad en caso de terrenos coherentes poco permeables (arcilla, limo), rechazo débil (arcilla compacta), rechazo fuerte (arcilla poco compacta). Newton ha puesto en guardia contra la aplicación de su teoría a los problemas de choque producido por un golpe de martillo (Newton 1726). Además, la teoría de Newton tiene en cuenta todas las pérdidas de energía y comprende las que resultan de las deformaciones elásticas de los cuerpos sometidos al choque. Las fórmulas dinámicas se obtienen al escribir que el trabajo de caída del mazo, disminuido por lo distintos trabajos perdidos, es igual al producto de la resistencia dinámica (disminuida por el peso del mazo y del pilote) por el rechazo.


208

12.1. Fórmula Fundamental.

Omitiendo el primer término Pn que representa el trabajo perdido por deformación elástica del terreno que prácticamente no se puede evaluar, resulta:

( ) ( ) ePMRE

lRp

HM

PMHMH dd ⋅−−=

Ω⋅−−

+⋅− 22

2

11

Esta es la fórmula fundamental de la que se deducen las distintas fórmulas de hincado, donde: M: Peso del mazo. H: Altura de caída libre del mazo. P: Peso del pilote. p: Coeficiente de restitución de Newton. Rd: Resistencia dinámica del pilote. E: Módulo de elasticidad del pilote. Ω: Sección transversal del pilote homogeneizada. l: Longitud del pilote. e: Rechazo (hundimiento del pilote bajo una serie de 10 golpes del mazo).

Despreciando M y P frente a Rd en el segundo miembro, se tiene:

( ) eRE

lRp

HM

PMHMH dd ⋅=

Ω⋅−−

+⋅− 22

2

11

Es decir:

( ) eRE

lRp

HM

PMHMH dd ⋅=

Ω⋅−−

+⋅− 22

2

11

O sea:

02

1 22 =

+

⋅+⋅−⋅+

Ω⋅

PM

pPMMHeR

E

lR dd

Por lo tanto:

( )( )

+Ω

⋅+⋅⋅++−

Ω=

PME

HpPMMlee

l

ERd

22 2


209

12.2. Fórmula de la “Engineering News Record” (1888).

La ecuación tiene la siguiente forma:

Ω⋅+⋅=

E

lReRMH dd

2

2

1

Si Ω

⋅=E

lRC d

20

2

1, entonces:

02

CReRMH dd ⋅+⋅=

Finalmente:

0Ce

MHRd

+=

Esta es la fórmula de la “Enginnering News Record” la cual es muy usada en Norteamérica con un coeficiente de seguridad igual a 6. Los valores corrientes de la constante C0, tomando como unidades las toneladas y los metros, son:

C0= 0,0254 (mazo de caída libre).

C0 = 0,00254 (mazo de vapor).

12.3. Fórmula del Hincado con Martillo Diesel.

La carga admisible R para un martillo “Delmag Diesel” está dada por:

( )( )PMle

MWR

+⋅+

⋅⋅=

εσ

1000

El coeficiente de seguridad σ es generalmente igual a 5/3. Por lo tanto, la fórmula que expresada de la siguiente manera:

( )( )PMle

MWR

+⋅+

⋅⋅=

ε

600

Donde: M: Peso del mazo (t). W: Energía del mazo (t·m). P: Peso del pilote (t). R: Resistencia dinámica del pilote (t). ε: Coeficiente característico de la elasticidad del pilote (0,3 para pilotes de acero y

hormigón). l: Longitud del pilote (m). e: Rechazo (hundimiento del pilote en mm bajo una serie de 10 golpes del mazo).


210

12.4. Consideraciones Para el Diseño de los Pilotes. Las cargas producidas por el proceso de hincado del pilote pueden ser un factor limitante a la hora de establecer el largo máximo del pilote a fundar. Los efectos más comunes que producen estas cargas son: pandeo, grandes cargas axiales y cargas laterales debido al posicionamiento inicial del martinete. La experiencia indica que se deben asumir las siguientes recomendaciones para evitar posibles fallas del pilote en el proceso de hincado:

• Para la verificación de pilote en el proceso de hincado se debe tomar un coeficiente de longitud efectiva (K) del pilote con un valor mínimo de 2,1 y un coeficiente de reducción mínimo de 1,0.

• Los momentos y cargas axiales deben ser calculados tomando en consideración el

sistema completo que produce la caída del martinete y el peso total del pilote que se va a fundar. Los momentos pueden ser estimados mediante una carga no menor al 2% de la carga axial aplicada horizontalmente en el extremo superior del pilote.

• No se debe permitir el incremento de un tercio de las tensiones admisibles.


211

13. Características y Propiedades de las Naves.

La variable más importante dentro de la ingeniería portuaria son las naves que operarán en los puertos a diseñar. Las naves generalmente controlan el diseño debido ya que se debe tener en cuenta sus dimensiones, fuerza de atraque y de amarre, la cuales constituyen las solicitaciones más importantes desde el punto de vista estructural. Además, existen diferentes tipos de puertos, los cuales se diferencian por el tipo de estructuras y facilidades que poseen dependiendo del tipo de naves que atenderán. Los tipos de naves más importantes son:

• Gaseros.

• Graneleros.

• Petroleros.


212

• Portacontenedores.

• Frigoríficos (Reefers).

• Roll On - Roll Off (Ro-Ro)

• Cruceros.


213

• Rompehielos.

• Remolcadores.

• Dry-Transport Ship


214

13.1. Definiciones Básicas. Al ingresar al mundo marítimo y portuario se debe conocer la nomenclatura básica para describir las propiedades de las embarcaciones. Alunas de las definiciones más importantes son:

a) Popa y Proa: Se llama proa a la parte delantera de un barco que va cortando las aguas del mar, mientras la Papa corresponde a la terminación posterior de la estructura de la nave.

b) Eslora: Longitud del eje longitudinal de la nave. c) Eslora entre perpendiculares: Distancia entre la perpendicular de proa y la

perpendicular de popa (Lpp). d) Manga: Longitud del eje transversal de la nave (ancho). e) Calado: El calado de un nave es la distancia vertical entre un punto de la línea de

flotación y la línea base o quilla.

f) Francobordo: Es la distancia vertical, medida en el costado del buque y en el centro de su eslora, comprendida entre la línea de flotación y la línea de cubierta principal. Entenderemos por cubierta principal la cubierta corrida más alta con medios permanentes de cierre. De este valor depende la seguridad del buque en la mar. A mayor francobordo, mayor altura de la cubierta sobre el agua y por tanto mayor seguridad.

g) Puntal: Corresponde a la suma del calado más el francobordo.

h) Línea de Flotación: Se define la línea de flotación como la separación entre la

parte sumergida del casco de su parte seca.

i) Quilla: Pieza que se ubica de popa a proa por la parte inferior del barco y en la que se asienta todo su armazón.

j) UKC: Es la abreviatura de la frase “Under Keel Clearance” que se puede traducir

como el claro bajo la quilla o resguardo bajo la quilla. En términos práctico, es la tolerancia existente entre el fondo marino y la quilla de la nave. Esta distancia o UKC permite que cuando la nave efectúa movimientos como cabeceo o balanceo, su quilla no se golpee con el fondo marino. Para su estimación se pueden realizar análisis estáticos o dinámicos, los cales se realizan mediante modelos computacionales de simulación.

k) Babor y Estribor: Babor es el lado izquierdo del eje longitudinal de la nave y

estribor, el derecho. Esto es situándose de cara a la proa de la nave.

l) Aleta y Amura: Amura son los costados del buque que empiezan a curvearse para formar la proa, existiendo amura babor y amura estribor. De igual forma, Aleta son los costados del buque que empiezan a curvearse para formar la popa, existiendo aleta babor y aleta estribor


215

m) Obra Viva y Obra Muerta: Se denomina obra viva a la parte sumergida del casco, mientras que la obra muerta corresponde a la parte del casco que se encuentra por encima de la línea de flotación.

n) DWT: El peso muerto (PM o DWT) es la diferencia entre el desplazamiento en

máxima carga y el desplazamiento en rosca, o sea, el peso máximo que la nave puede cargar.

o) GT: Es el volumen moldeado de todos los espacios incluidos de la nave” y se

utiliza determinar cosas tales como regulaciones que sirven de una nave, reglas de seguridad, honorarios de registro y deudas portuarias. También se conoce con el nombre de Arqueo Bruto.

p) TEU: Es la abreviación del término Twenty-Foot Equivalent Unit que representa la

unidad de medida de la capacidad del transporte marítimo en contenedores. Una TEU es la capacidad de carga de un contenedor normalizado de 20 pies.

q) Arqueo Neto: Es el volumen en toneladas de arqueo (2,83 m3) de los espacios

destinados al cargamento. Equivale en buques tanque aproximadamente del 7/10 al 8/10 del registro bruto.


216

14. Planificación Portuaria.

14.1. Determinación de Profundidades de Agua de las Áreas de Navegación y Flotación.

La determinación de la profundidad de agua necesaria en las diferentes áreas de navegación y flotación se debe realizar tomando en consideración lo siguientes aspectos:

• El calado de los buques y los factores relacionados con los barcos que puedan ocasionar que algún punto de su casco alcance la cota más baja que la correspondiente a la quilla plana en condiciones estáticas en agua de mar (H1).

• El nivel de agua que se considere y los factores que afectan s su variabilidad (H2),

que determinarán el plano de referencia para emplazar el buque. • Los márgenes de seguridad que se establezcan para prevenir un contacto del

buque con el fondo. La valoración de estos márgenes de seguridad se incluye dentro del bloque de factores de H1.

La consideración de los factores anteriores determinará la profundidad mínima de agua requerida en el emplazamiento o prefundid nominal, que para poder quedar garantizada como espacio disponible en el emplazamiento, exigirá tomar en consideración un conjunto de factores relacionados con el fondo (H3). El primer bloque de factores (H1) integra todos aquellos que dependen del buque, ya sea en condiciones estáticas o dinámicas, incluso aunque en movimiento esté originado por causas externas al propio buque (vientos, oleaje, corrientes, etc.), representa por tanto el nivel más bajo que puede alcanzar cualquier punto del buque, en relación con el nivel medio de las aguas en las que se encuentra. Por razones de coherencia se integra en este grupo el resguardo para seguridad y control de la maniobrabilidad del barco y los propios márgenes de seguridad del dimensionamiento, si bien se trata de espacios que en condiciones normales nunca serán alcanzados por el casco del buque. El segundo bloque de factores (H2), recoge el análisis de las mareas y otras variaciones del nivel medio de las aguas (mareas astronómicas y meteorológicas, variaciones de caudal de ríos, bombeo en dársenas esclusadas, etc.), es decir, factores que determinan el nivel medio de referencia de las aguas en lasque se encuentra el buque y que no generan movimientos verticales diferenciales significativos entre diferentes puntos del casco del buque. El tercer bloque (H3) recoge exclusivamente los que dependen del fondo, incluyendo imprecisiones de la batimetría, depósito de sedimentos y tolerancias de ejecución del dragado.

14.1.1. Criterios Generales. Los tres bloques citados en los párrafos anteriores no siempre necesitan ser objeto de análisis detallado. En particular el estudio de los factores relacionados con el nivel de las aguas se omite cuando la determinación de calados se efectúa a partir del nivel más bajo que puedan alcanzar las aguas (Nivel “0 NRS”, donde NRS representa el nivel de reducción de sondas o la más baja de las mareas bajas). Esta hipótesis equivale a suponer que lo buques pueden operar en cualesquiera condiciones de nivel de aguas


217

existentes, supuesto que es habitual en los casos en los que existen carreras de marea u otras variaciones del nivel de aguas reducidas. Para los casos en los que la variación del nivel de las aguas sea importante, se recomienda no omitir el estudio de este bloque de factores, ya que puede producir ahorros significativos en las necesidades de dragado, son sólo pequeñas pérdidas de operatividad. El bloque de factores relacionados con el bloque normalmente debe analizarse en todos los casos. Hay que hacer notar que los valores que se obtengan dependen en gran medida de las condiciones límites de operación que se establezcan para las diferentes maniobras de los buques, recomendándose al respecto evitar valores muy elevados, especialmente del oleaje, que no sean realmente representativos del clima marítimo existente de la zona, ya que , admitiendo unos porcentajes reducidos de tiempo de inoperatividad del área que se considere por circunstancias meteorológicas adversas, puede conseguirse un ahorro significativo de las necesidades de dragado. Finalmente, el tercer bloque de factores relacionados con el fondo, normalmente sólo se considera cuando se trata de realizar proyectos de dragado pero no cuando se trata de evaluar la navegación de un buque por zonas de calados controlados en los que habitualmente se parte de un nivel conocido como del fondo en el que deben estar ya deducidos los factores relacionados con el fondo.

Figura 14.1.1. Factores que intervienen en el dimensionamiento del calado del sitio.

14.1.2. Calado Estático de los Buques. El calado estático de los buques (De) se determinará para la flotación en agua de mar y corresponderá, para cada tipo de barcos (petroleros, graneleros, etc.), al de mayor calado que pueda operar en la instalación según las condiciones previstas de explotación de la misma, en el supuesto de que el estudio se realice considerando la flota subdividida en tramos, se considerará que para cada tipo de buques el de más calado corresponderá al


218

de mayor desplazamiento. Dado que en el proceso de determinación de las profundidades de agua en las áreas de navegación y flotación intervienen otros parámetros además del calado del buque, será necesario, en general, analizar los casos más desfavorables correspondientes a lo diferentes tipos de buques que puedan operar en el área, sin que sea válida la simplificación de analizar exclusivamente un solo buque correspondiente al de mayor calado de todos ellos. En general, el análisis se efectuará suponiendo que alguna vez los buques operarán a plena cargo, salvo en el caso de astilleros o instalaciones de reparación de buques, en los que la condición de diseño corresponderá a buques en rosca o lastre según sus criterios de explotación. Para muelles o atraques, podrá considerarse excepcionalmente el supuesto de que los buques siempre operan en carga parcial, solamente en el caso de las normas de explotación definan con precisión los criterios y procedimientos a seguir para garantizar la seguridad. En el supuesto de que se contemplen operaciones de buques con calados mayores de de plena carga será necesario evaluar previamente la posibilidad de utilizar las áreas de navegación y flotación correspondientes, determinando las condiciones climatológicas (mareas, vientos, oleaje, etc.) y de seguridad y ayudas a la navegación (resguardos, remolcadores, etc.), que permitieses efectuar las operaciones requeridas. Las dimensiones y características de los diferentes tipos de buques de proyecto deberán ser suministradas al proyectista por las autoridades o propietarios de la instalación de acuerdo con la utilización prevista. Cuando las dimensiones de los buques no sean claramente conocidas, y a falta de información precisa, podrán utilizarse para el proyecto de áreas de navegación y flotación las dimensiones medias de los buques a plena carga. Cuando los buques estén en condiciones de carga parcial deberá recurrirse a curvas o tablas específicas para obtener el calado y el desplazamiento en esas condiciones, si bien podrán aproximarse por fórmulas empíricas de validez reconocida. En el caso de buques de formas muy llenas (petroleros, por ejemplo) puede suponerse que, en cualquier condición de carga, se mantiene constante el coeficiente de bloque. Para otros tipos de buques se supondrá que el coeficiente de bloque del buque se mantiene constante para cualquier condición de carga comprendida entre el 60 y el 100% y puede tener decrementos de hasta el 10% del valor anterior para condiciones de carga inferiores al 60% de la plena carga.

14.1.3. Cambios en la Densidad del Agua. Se incluye en este concepto el cambio en el calado del buque (ds) producido por variaciones en la densidad del agua en la que navega (salinidad, temperatura, sólidos en suspensión, etc.). Dado que los calados de los buques se determinan habitualmente para la condición más desfavorable con densidades del agua del mar, la corrección sólo debe aplicarse cuan do el barco pasa de navegación en agua salada a navegación en agua dulce, ocasionándose incrementos del calado estático del buque del 3%, cifra determinada suponiendo un peso específico del agua de mar de 1,03 t/m3 frente a 1,00 t/m3 del agua dulce. Estos valores pueden considerarse como característicos tanto a efecto de estudios determinísticos como semiprobabilísticos.


219

14.1.4. Sobrecalado por Distribución de Cargas. Se incluyen en este concepto los incrementos de calado (dg) que se producen en el buque en relación con la situación de quilla a nivel, debidos a timados, escoras o deformaciones ocasionadas por diferentes condiciones de carga. No se incluye en este concepto los sobrecalados debidos a escoras por carga irregular o desplazamientos de cargas. Estos sobrecalados alcanzan su mayor valor a proa o popa del buque en donde pueden cuantificarse para mercantes a plena carga en un máximo de 0,0025·Lpp (eslora entre perpendiculares); para grandes petroleros o graneleros pueden reducirse a 0,0015·Lpp y para otro tipo de buques pueden cifrarse en 0,0020·Lpp. Estos valores también pueden considerarse como característicos tanto a efectos de estudios determinísticos como semiprobabilísticos, dada la pequeña cuantía de los mismos. El trimado en carga parcial puede alcanzar valores hasta 10 veces superiores a los anteriores, sin que en ningún caso llegue a ocasionarse un calado superior al de plena carga con su sobrecalado correspondiente. En caso de considerarse condiciones de carga parcial, se incorporarán a los criterios de explotación los sobrecalados máximos admisibles por distribución de cargas.

14.1.5. Trimado Dinámico. Se entiende por trimado dinámico o squat el incremente adicional del calado de un buque (dt) en relación con el nivel estático del agua, producido por el movimiento del barco a una velocidad determinada. La navegación de un buque en aguas tranquilas ocasiona una velocidad relativa ente el barco y el agua. Esta diferencia de velocidades altera la distribución de presiones hidrodinámicas alrededor del buque generando los siguientes efectos:

• Un descenso del nivel del agua, que es variable a los largo de la eslora del buque. • Una fuerza vertical descendente actuando sobre el casco del buque y un momento

con relación al eje horizontal transversal, que ocasionan un desplazamiento del buque en su plano longitudinal de simetría, que se compone por tanto de dos movimientos:

Una traslación vertical descendente uniforme. Un giro sobre el eje horizontal transversal.

El trimado dinámico es la combinación de ambos efectos (descenso del nivel del agua y los dos movimientos) que producen variaciones del calado del buque de distinto valor a lo largo de su eslora. Habitualmente se denomina trimado dinámico al valor máximo del sobrecalado, que puede producirse en la proa o en la popa del barco según el tipo de embarcación, presentándose generalmente en la proa para la mayoría de los barcos comerciales.


220

14.1.6. Movimientos del Buque Producidos por el Oleaje. Los efectos del oleaje sobre el buque pueden ocasionar un incremento (dw) considerable en los requerimientos de calado del barco. La magnitud de estos movimientos verticales depende de los parámetros del oleaje (altura, período y dirección), de las características del barco (tipo de barco, calado, condiciones de carga y velocidad de navegación) y de la profundidad de agua existente en el emplazamiento. Los mayores movimientos se producen cuando el período del oleaje coincide con el período natural de oscilación del buque, circunstancia en la que reproducen fenómenos de resonancia. Dado que a 8 segundos para los buques de mayores desplazamientos, son las olas largas de mar de fondo las que tienen una mayor incidencia en el movimiento de este tipo de buques. Para pequeñas embarcaciones los períodos críticos del oleaje son menores, pudiendo cifrarse en 2-3 s para embarcaciones de hasta 6 m de eslora, 3-5 s para 12 m de eslora y 5-7 s para 20 m de eslora. El procedimiento genérico de abordar el estudio de los movimientos del buque inducidos por el oleaje es determinar el operador de amplitud de respuesta o función de transferencia, que determina la relación entre el movimiento del buque y la altura de ola incidente para cada frecuencia y dirección del oleaje. La frecuencia a utilizar es la frecuencia relativa del oleaje en relación con la velocidad del barco y la dirección de las olas. Este sistema de análisis es complejo y no admite una generalización simplificada de sus conclusiones, especialmente cuando se induce el fenómeno de resonancia. No obstante y teniendo en consideración que estas condiciones normalmente estarán excluidas de los procedimientos habituales de operación para la navegación y permanencia de buques en condiciones de seguridad, debido a los grandes ángulos de cabeceo y balance que pueden ocasionarse, es posible establecer los criterios simplificados (no aplicables a embarcaciones con Lpp < 60 m.) para evaluar los incrementos de calado necesarios para hacer frente a los movimientos debidos al oleaje.

14.1.7. Escoras de Buques por la Acción del Viento. La actuación del viento sobre el buque produce movimientos de escora que dan lugar a sobrecalados (dv) cuya cuantía depende de las características dinámicas del buque y de la acción del viento que se considere. Este efecto es prácticamente despreciable para la actuación de vientos longitudinales, teniendo una mayor incidencia en el caso de vientos transversales, si bien su repercusión en los calados también es mínima salvo en el caso de embarcaciones de casco plano o de algunas embarcaciones menores de navegación a vela. La cuantificación aproximada de su efecto para buques en navegación puede realizarse suponiendo que la resultante de los vientos que actúan transversalmente sobre el buque está desplazada en relación al centro de deriva del mismo en donde se sitúa la resultante de las cargas de deriva, lo que ocasiona un giro alrededor del eje longitudinal del buque (balance) hasta alcanzar un valor en el que el par adrizante estabilizador equilibra el momento de las cargas exteriores del viento. Para buques amarrados el efecto es similar si bien las cargas exteriores producidas por el viento estarán equilibradas por los tiros de las amarras o las reacciones de las defensas, con lo cual habrá que considerar un brazo del par diferente.


221

Figura 14.1.2. Esquema de las fuerzas generadores de la escora por acción del viento.

14.1.8. Escoras de Buques por la Acción de la Corriente. El movimiento de un buque en navegación sometido a la acción de la corriente, una vez alcanzado el régimen de equilibrio permanente, no produce escoras ni sobrecalados adicionales, ya que la línea de acción de la resultante de las cargas de la corriente sobre el buque coincide con la de las cargas de deriva, no existiendo ningún par desequilibrado generador de ángulos de balance; sin embargo cuando se altera la situación de equilibrio permanente debido a la presencia de corrientes de actuación variable, lo que sucede frecuentemente en el caso de corrientes transversales por cambios en la alineación de la vía navegable o por interposición de obstáculos físicos, puede presentarse un par desequilibrado ocasionado porque el equilibrio de las fuerzas de la corriente sobre el buque no se produce con las fuerzas de deriva aplicadas en el centro de deriva, sino con las fuerzas de inercia aplicadas en el centro de gravedad. Este efecto, que es prácticamente despreciable para corrientes actuando longitudinalmente y que tiene una incidencia mínima en el caso de corrientes transversales, puede calcularse determinando el giro de balance del buque necesario para que el par adrizante equilibre el momento de las cargas exteriores de la corriente.


222

Figura 14.1.3. Esquema de las fuerzas generadores de la escora por acción de la corriente.

14.1.9. Resonancias por fenómenos de Ondas Largas. En recintos confinados naturales (bahías) o artificiales (dársenas) se tendrá especial cuidado en comprobar la posibilidad de fenómenos de resonancia debidos a la penetración de ondas largas. En este caso, cuando hay coincidencia de periodos, podrían presentarse alteraciones de niveles de hasta 3,00 m sobre los previstos, por lo que su efecto podría ser de gran trascendencia. Para evitar este supuesto se recomienda adoptar medidas correctoras que impidan que se produzca.

14.1.10. Margen para Imprecisiones de la Batimetría. Se incluye en este concepto el resguardo adicional que debe preverse para cubrir las imprecisiones de la batimetría. En el estado actual de la técnica de investigación batimétrica realizada con ecosonda y sonar de barrido lateral o sistemas equivalentes puede considerarse que la precisión de los registros obtenidos es superior al 99% de la profundidad de agua existente; las imprecisiones de la batimetría no proceden normalmente del equipo de registro sino de las oscilaciones que puedan presentarse en la


223

embarcación en la que se instalan, oscilaciones que a su vez se deben fundamentalmente al oleaje máximo que se admita durante la campaña de toma de datos y que pueden evitarse con un sistema de compensación del oleaje. Suponiendo que este oleaje está limitado a olas de 0,50 m de altura significante en aguas exteriores y en 0,25 m en aguas interiores, pueden considerarse los márgenes siguientes:

Figura 14.1.4. Tolerancias admisibles para las batimetrías.

En el supuesto de que la batimetría no esté realizada con sonar de barrido lateral o sistema equivalente que permita la localización de posibles puntos altos entre dos líneas registradas con el ecosonda no podrían seguirse los criterios anteriores. Para evitar los riesgos que se podrían derivar para la navegación en estos supuestos, se recomienda disponer de una batimetría precisa controlada con sonar de barrido total en todas las áreas de navegación en las que la profundidad de agua sea estricta en relación con los buques mayores que naveguen por ellas. Se entenderán como profundidades de agua estrictas los inferiores al 150% del buque más desfavorable a plena carga cuando se trata de fondos limosos o arenosos y los inferiores al 200% cuando se trata de fondos rocosos.

14.1.11. Depósito de Sedimentos Entre Dos Campañas de Dragado. La profundidad de agua adicional que deberá preverse para los aterramientos que se puedan producir entre dos campañas de dragado dependerá de la dinámica litoral o fluvial del emplazamiento que se considere y del tiempo que transcurran entre dos campañas sucesivas de dragado. Este fenómeno deberá tomarse especialmente en consideración en el caso de cauces fluviales o cuando se trate de tramos de costa sometidos a transportes transversales o longitudinales de sedimentos de cuantía apreciable. A falta de estudios de dinámica litoral o fluvial se recomienda efectuar como mínimo previsiones basadas en la evolución histórica de las profundidades de agua, estableciendo mediciones periódicas de contraste para garantizar que las previsiones no son superadas.

14.1.12. Tolerancia de Ejecución del Dragado. La tolerancia de ejecución del dragado depende fundamentalmente de las características de los suelos, del equipo de dragado utilizado y de las condiciones medioambientales limites en las que se permite la operación de estos equipos. A título indicativo se recomienda adoptar tolerancias de 0,30 m para suelos blandos y 0,50 m para terrenos de naturaleza rocosa. Esta profundidad de agua adicional no se tomará en consideración en el supuesto de que en el proyecto y ejecución de las obras de dragado no se admitan tolerancias por defecto, ya que en estos casos el control de calidad de las obras de dragado deberá garantizar que no quedan puntos por encima de la cota requerida.


224

14.1.13. Niveles de Coronación de Muelles según Criterios de Explotación. El nivel de los muelles se establece en función del Nivel Medio de Operación (NMO) de las aguas, incrementando en las cantidades siguientes, en función del desplazamiento de los buques mayores que operen en el muelle:

• Buques de gran desplazamiento (∆ > 10.000 t) = + 2.50 m • Buques de desplazamiento medio (10.000 t ≥ ∆ > 1.000 t) = +2.00 m

• Buques de pequeño desplazamiento (∆ ≤ 1.000 t) (excepto embarcaciones

deportivas) = +1.50 m

• Embarcaciones deportivas (Eslora > 12 m) = +1.00 m

• Embarcaciones deportivas (Eslora ≤ 12 m) = +0.50 m

14.2. Determinación de la Configuración y Dimensiones en Planta de las Áreas de Navegación y Flotación.

La determinación de la configuración y dimensiones en planta necesarias en las diferentes áreas de Navegación y Flotación se realizará en cada caso tomando en consideración los factores siguientes:

• El tamaño, dimensiones y características de maniobrabilidad de los buques y los factores relacionados con los barcos, incluida la disponibilidad de remolcadores, de los que depende la superficie necesaria para la realización de la navegación, maniobras o permanencia de los buques en el área que se considere (B1).

• Las ayudas a la navegación disponibles y los factores que afectan a su exactitud y

fiabilidad, que determinarán las líneas o puntos de referencia para emplazar el buque (B2).

• Los márgenes de seguridad que se establezcan para prevenir un contacto del

buque con los contornos de las Áreas de Navegación o Flotación, o con otras embarcaciones u objetos fijos o flotantes que puedan existir en el entorno. La valoración de estos márgenes de seguridad se incluye dentro del bloque de factores B1.

La consideración de los factores anteriores cuantificará la superficie y dimensiones mínimas requeridas en planta, o dimensiones nominales, que deberán ser exigidas a las profundidades nominales de agua si se analiza la utilización de espacios de agua o en los gálibos aéreos si se trata de la ocupación de estos espacios. Estas superficies horizontales, exigirán tomar en consideración un conjunto de factores relacionados con los contornos (B3). Adicionalmente a estos factores que son específicos de la navegación y flotación del buque, será necesario tomar en cada caso otros condicionantes ajenos a esta función, que pueden resultar determinantes para el diseño del Área que se analice.


225

En la actualidad no se dispone de un modelo de análisis integral que tome en consideración todos los factores, por lo que el dimensionamiento en planta de las Áreas de Navegación y Fondeo se viene realizando habitualmente por algunos de los procedimientos siguientes:

• Métodos totalmente empíricos que fijan las dimensiones en función de criterios de buena práctica de ingeniería.

• Métodos semiempíricos, que combinan el análisis matemático de algunos de los

factores, con la consideración empírica de los restantes. • Simulación mediante modelos con ordenador con pilotos humanos o mediante el

uso de pilotos automáticos, en combinación con el análisis estadístico de los resultados obtenidos.

14.2.1. Vías de Navegación. El proyecto de una vía de navegación depende principalmente de los siguientes factores:

• El tamaño, dimensiones y características de maniobrabilidad de los buques más desfavorables que se prevé recibir (que pudieran no ser los mayores, por lo que habitualmente se precisará analizar diversos tipos de buques); en el supuesto de que el estudio se realice considerando la flota subdividida en tramos se considerará el más desfavorable de cada tramo.

• El volumen y naturaleza del tráfico, así como las velocidades admisibles de

navegación.

• El tipo de navegación que se prevea realizar, en función del número de vías de circulación disponibles.

• Las características geométricas de la alineación de la vía navegable y las

condiciones del entorno en que se encuentre situada.

• El tipo de las ayudas a la navegación, así como sus características de exactitud y disponibilidad.

• La profundidad y características geométricas transversales de la vía navegable.

• La estabilidad de los taludes de la vía navegable.

• Las condiciones climáticas marítimas y meteorológicas existentes en la zona,

especialmente la naturaleza e intensidad de las corrientes transversales y muy destacadamente la variación de estas corrientes a lo largo del eje de la vía navegable.

• La experiencia de los operadores de la vía navegable

Para la aplicación de cualquiera de los dos métodos establecidos, determinístico o semiprobabilístico, se partirá de una traza de la vía de navegación, determinándose a


226

continuación la anchura requerida en todas sus secciones críticas, para establecer posteriormente las transiciones de anchura entre los diferentes tramos. El procedimiento será iterativo en la medida en que la consideración de los diferentes factores obligue a reconsiderar alguno de los parámetros iniciales de diseño. Aunque el trazado en planta de las vías navegables depende en gran medida de las condiciones locales, pueden establecerse las siguientes recomendaciones generales a tomar en consideración en el diseño:

• La vía de navegación debe ser lo más rectilínea posible, evitando trazados en S (curva seguida de contracurva).

• La vía navegable deberá seguir, si es factible, la dirección de las corrientes

principales, de manera que se minimice el efecto de las corrientes transversales. Este criterio también deberá seguirse con vientos y oleajes, si bien será más difícil de conseguir dado que normalmente provendrán de diversas direcciones.

• La vía de navegación debe evitar las áreas de acreción o depósito de sedimentos,

para minimizar los costos de mantenimiento.

• Las vías de navegación de aproximación se orientarán si es factible, de manera que se eviten los temporales de través, es decir, orientándolas preferentemente en la dirección del oleaje reinante o cuanto más formando ángulo de hasta 15/20° entre eje de la vía de navegación y la dirección de estos oleajes reinantes.

• Las vías de navegación de aproximación a las bocas de los puertos deben ser

preferentemente rectas evitando curvas en o próximas a la entrada del puerto, de manera que se evite la necesidad de que los buques tengan que efectuar correcciones de rumbo en una zona difícil y crítica para la navegación. Si fuere imprescindible disponer curvas se situarán, si es posible, de manera que la vía de navegación cumpla las condiciones recomendadas para paso de secciones estrechas.

• El trazado de las vías de navegación tratará de evitar que los barcos tengan que

efectuar la aproximación a muelles y atraques transversalmente a ellos, lo que podría producir un accidente en caso de pérdida de control del buque. De ser posible la vía de navegación deberá quedar situada paralela a muelles y atraques para que esta maniobra se efectúe con mínimo riesgo. Esta precaución se extremará en caso de tratarse de tráfico de mercancías peligrosas.

• El paso de secciones estrechas (puentes, bocanas, etc.) se efectuará en tramos

rectos bien balizados de la vía navegable, manteniendo la alineación recta en una distancia mínima de 5 esloras (L) del buque máximo, a uno y otro lado de la sección estrecha.

• En caso de precisarse curvas es mejor una sola curva que una secuencia de

pequeñas curvas a cortos intervalos, siempre y cuando la vía navegable esté correctamente balizada.


227

• El radio de las curvas será como mínimo de 5 esloras (L) del buque de mayores dimensiones que se prevé utilizará la vía navegable, utilizándose preferiblemente radios de 10 esloras (L) o más si es factible; los valores mayores se utilizarán cuanto más grande sea el ángulo entre las alineaciones rectas que definen la curva.

• La longitud de los tramos curvos no debe ser mayor que la mitad del radio de la

curva, lo que significa que el ángulo entre alineaciones rectas no debe ser superior a 30°, si es factible.

• Los tramos rectos situados entre curvas deben tener, si es factible, una longitud de

10 veces la eslora (L) del buque mayor que se prevea utilizará la vía navegable. • La distancia de visibilidad medida en el eje de la vía de navegación debe ser

superior a la distancia de parada del buque de diseño suponiendo que navega a la velocidad máxima de navegación admisible en la vía.

• Las transiciones entre tramos de diferente anchura se efectuarán ajustando las

líneas límites o de limitación mediante alineaciones rectas con variaciones en planta no mayores de 1:10 (preferentemente 1:20) en cada una de ellas.

14.2.2. Anchura de las Vías de Navegación. La anchura de la vía de navegación, medida perpendicularmente al eje longitudinal de la vía, se determinará como suma de los términos siguientes:

Bt = Bn + Br

En donde: Bt: Anchura total de la vía de navegación Bn: Anchura nominal de la vía de navegación o espacio libre que debe quedar

permanentemente disponible para la navegación de los buques, incluyendo los Márgenes de Seguridad. Esta anchura nominal incluye por tanto la influencia de todos los factores designados como B1 y B2.

Br: Anchura adicional de reserva para tomar en consideración los factores (B3) relacionados con los contornos. (Por ejemplo reserva para inestabilidad de los taludes en el caso de que los contornos de la vía de navegación estén resueltos con esta tipología estructural). Esta anchura podrá ser diferente a una y otra margen Bri o Brd según la naturaleza y características de las mismas.

La anchura total Bt se medirá en el punto más estrecho de la sección transversal de la vía de navegación, que, tratándose de espacios de agua, normalmente coincidirá con la anchura entre taludes o cajeros de las márgenes de la vía medida a la profundidad nominal de la vía de navegación correspondiente al buque de diseño. En el supuesto de que se desarrollen muelles o atraques o cualquier otro tipo de instalación en las márgenes de la vía de navegación, los espacios requeridos para su implantación y operación con los márgenes de seguridad que se establezcan, se situarán fuera de la anchura total Bt de la vía de navegación. A falta de criterios específicos se


228

mantendrá una reserva de espacio de 2,5 veces la manga del buque de diseño, entre el límite del canal y cualquier barco que pudiera estar atracado en los muelles contiguos. Asimismo se mantendrá este espacio de reserva de 2,5 B, entre el límite del canal y la posición más avanzada que pudiera alcanzar un buque fondeado o amarrado en sus proximidades. La determinación de la anchura nominal Bn de la vía de navegación se calculará de acuerdo con los criterios según se utilice el método determinístico o el semiprobabilístico.

14.2.3. Áreas de Maniobra. Dentro del concepto de áreas de maniobra, se engloban las zonas que tienen al menos una de las finalidades siguientes:

• Parar el buque. • Revirar el buque. • Dar arrancada al buque.

Cuando un barco se aproxima a un puerto o a un terminal, ya sea navegando desde el mar abierto o por una vía de navegación, debe hacerlo a una velocidad mínima suficiente para mantener la navegación controlada en función de las características del emplazamiento y de las condiciones climáticas existentes. Antes de que el buque efectúe las maniobras de atraque debe poder reducir su velocidad prácticamente a cero, necesitando un espacio suficiente para que esta parada del buque pueda desarrollarse en condiciones de seguridad. Por otra parte y simultánea o posteriormente a la operación anterior, es necesario en un gran número de casos que el buque cambie su orientación, girando en espacios reducidos para adecuarse a la alineación requerida por el muelle o atraque que vaya a ocupar. El proceso es similar en las maniobras de salida, pudiendo requerirse reviro de buques y aceleración de su movimiento para alcanzar las condiciones necesarias de navegación para abandonar el puerto en condiciones de seguridad. Los espacios necesarios para esta doble función de parada (o aceleración) y reviro del buque se engloban dentro del concepto de áreas de maniobra, ya que frecuentemente son operaciones interconectadas y que en ocasiones pueden desarrollarse en un mismo espacio. El dimensionamiento de las áreas de maniobra depende fundamentalmente de los aspectos siguientes:

• El tamaño, dimensiones y características de los buques más desfavorables que se prevee recibir (que pudieran no ser los mayores, por lo que habitualmente se precisará analizar diversos tipos de buques).

• El volumen y naturaleza del tráfico, así como las velocidades admisibles de

navegación con que los buques acceden a estas áreas.

• Las características geométricas de los espacios en los que deben desarrollarse estas maniobras.


229

• El clima marítimo existente en la zona y en particular las condiciones límites de

operación que se establezcan para la realización de las maniobras. • Los efectos de caída lateral de la popa que se producen en las fases finales de la

maniobra y que son más acusados en los buques de formas llenas, a bajas velocidades, y más acentuados cuanto más elevada es la profundidad de agua y cuanto mayor es el régimen de máquina atrás utilizado en la maniobra.

• La disponibilidad de remolcadores y las características de los mismos para la

realización de las diferentes operaciones asociadas a la maniobra. En el análisis que se realiza en los apartados posteriores, se supone que no se efectúan maniobras de dos o más buques simultáneamente, por lo que las dimensiones que aquí se establecen están basadas en los espacios requeridos para un solo buque.

14.2.4. Dimensionamiento de la Zona de Arrancada de Buques. El dimensionamiento de la zona de arrancada de buques, ya sea por métodos determinísticos o semiprobabilísticos se efectuará con criterios análogos a los de la zona de parada, suponiendo que los barcos, en esta maniobra, pasen de velocidad nula a la admisible en las vías de navegación o rutas de acceso. Dado que en este proceso el buque irá mejorando su capacidad de control de la maniobra en la medida que vaya aumentando su velocidad, los aspectos de especialidad surgen en el tramo inicial de la maniobra y normalmente quedan cubiertos por las previsiones de espacio que se hayan efectuado en relación con las maniobras de acceso, si ambas maniobras se realizan en las mismas condiciones Climáticas Límites de Operación y contando con la misma asistencia de remolcadores. En el caso de que estas circunstancias no se cumplan deberán verificarse los aspectos siguientes:

• La capacidad de los elementos de remolque y otros medios propios del buque (hélice, timón, hélices tranversales, etc.) para controlar la posición del buque, con los márgenes de seguridad requeridos.

• Los movimientos (giros y desplazamientos) descontrolados del buque que puedan

presentarse en esta fase inicial de las maniobras y la incidencia que pudieran tener en la ruta y espacios ocupados posteriormente por el buque.

14.2.5. Balizamiento de las Áreas de Maniobras. El balizamiento de las zonas de parada del buque se efectuará con los criterios de la AISM, utilizando las marcas habituales (cardinales, laterales, enfilaciones, etc.) que allí se establecen y prestando la atención preferente a la definición de los bordes del área de navegación, ya que el buque normalmente abandonará el eje de la vía y necesitará conocer con precisión la situación en que se encuentra en relación con los límites del área disponible. El balizamiento de las áreas de maniobra se dirigirá fundamentalmente a señalizar los contornos de las superficies disponibles (que normalmente serán polígonos de lados


230

rectos envolventes de las superficies requeridas), así como los ejes y puntos fundamentales para la maniobra (rutas de acceso a las áreas de maniobra, área central para el fondeo de anclas, etc.). La proximidad de estas áreas a las infraestructuras existentes permitirá que en gran número de casos puedan utilizarse referencias fijas para este balizamiento.

14.2.6. Balizamiento de las Áreas de Maniobras. Se denomina fondeadero a la zona en la que los buques arrojan el ancla, o fondean, en espera de poder entrar en la parte del puerto destinada a realizar las operaciones típicamente portuarias (carga, descarga, avituallamiento, reparaciones, etc.), lo que no excluye que frecuentemente estas operaciones se realicen también en los fondeaderos. Generalmente los puertos se establecen en el fondo de bahías o radas naturales suficientemente amplias y, cuando menos parcialmente, abrigadas de los temporales y marejadas por salientes de la costa, arrecifes, islotes, bajos fondos o, en definitiva, por la conveniente forma de las curvas batimétricas. En estos casos los fondeaderos se sitúan habitualmente en el antepuerto o en aguas exteriores próximas al puerto, aunque también pueden disponerse fondeaderos abrigados por espigones artificiales. En otros casos los puertos se sitúan al final de canales de navegación y los fondeaderos podrían también disponerse en ensanchamientos del canal de navegación. Tratándose de instalaciones situados en Alta Mar (Offshore) los fondeaderos quedarían emplazados en zonas generalmente poco abrigadas. El proyecto de un fondeadero depende principalmente de los factores siguientes:

• El tamaño, dimensiones y características de los buques más desfavorables que se prevé recibir (que pudieran no ser los mayores), por lo que habitualmente se precisará analizar diversos tipos de buques).

• El tipo de operaciones que se prevea desarrollar en ellos, incluidas las

características típicamente portuarias, así como la naturaleza de las mercancías transportadas por los buques que utilizarán el fondeadero y, en su caso, las de las mercancías que se manipularán en ellos.

• La duración de la estadía al ancla de los buques que permanecerán u operarán en

el fondeadero.

• La configuración general del emplazamiento y la disponibilidad de espacios para la realización de las maniobras de acceso, verificación, permanencia, operación y salida.

• El número de puntos de fondeo a instalar en el emplazamiento. • El clima marítimo existente en la zona y las condiciones límites de operación que

se establezcan para las diferentes funciones. • Las características físicas del emplazamiento y en particular la profundidad y

declive del fondo y la calidad de los suelos para servir de tenedero de anclas.


231

• Las condiciones medioambientales a preservar en el emplazamiento y la disponibilidad de medios de lucha anticontaminación disponibles en el caso de efectuarse operaciones de carga y descarga de mercancías.

• La disponibilidad de remolcadores y otros elementos de ayuda a la navegación y a

las operaciones portuarias, en su caso.

• La proximidad de embarcaderos o muelles para embarcaciones menores auxiliares de las operaciones.

14.2.7. Amarraderos y Campos de Boyas. Se incluyen dentro de este apartado las instalaciones en las que los buques permanecen amarrados a boyas u otros elementos fijos o flotantes, diferentes de los muelles, y en los que pueden realizar operaciones típicamente portuarias. El elemento diferencial de este tipo de instalaciones es la ausencia de muelles o atraques de tipo convencional, lo que no excluye que en determinados casos puedan disponerse de plataformas auxiliares en las que se concentran algunas operaciones relacionadas con la carga y descarga. La utilización de este tipo de instalaciones viene en general impuesto por la ausencia de estructuras fijas de abrigo, ya sea por tratarse de emplazamientos situados en las aguas exteriores de los puertos, o porque no exista un mínimo de infraestructura portuaria que permita desarrollar en ella las operaciones típicamente portuarias. Las instalaciones de este tipo responden fundamentalmente a dos tipologías principales:

• Monoboyas o monoduques de Alba (mooring dolphin). • Campos de boyas, que en algún caso se configuran con utilización de las anclas

del buque. Los factores fundamentales que afectan al dimensionamiento de amarraderos y campos de boyas son los siguientes:

• El tamaño, dimensiones y características de los Buques de Proyecto. • El tipo de operaciones portuarias que se prevea desarrollar en ellos y la naturaleza

de las mercancías a manipular. • La configuración general del emplazamiento y la disponibilidad de espacios para la

realización de las maniobras de acceso, permanencia y salida.

• El número de amarraderos y campos de boyas a instalar en el emplazamiento. • El clima marítimo existente en la zona, y las condiciones límites de operatividad

que se establezcan para las diferentes operaciones portuarias.


232

• Las condiciones medioambientales a preservar en el emplazamiento y la disponibilidad de medios de lucha anticontaminación disponibles en el caso de determinadas cargas.

• La disponibilidad de remolcadores y otros elementos de ayuda a la navegación y a

las operaciones portuarias.

14.2.8. Dársenas y Muelles. Las dársenas se dimensionarán tomando en consideración los siguientes condicionantes principales:

• La configuración general del puerto, la integración de la dársena en sus áreas de flotación y la integración de sus muelles y superficies terrestres en la ordenación territorial del puerto.

• La navegación de acceso y salida de los buques a la dársena, tomando en

consideración los mayores buques de diseño que se prevea puedan operar en ellas.

• La longitud de muelles que se requiera en sus diferentes alineaciones, en función

de los tipos y dimensiones de los buques que se prevé operen en cada una de ellas, valorándose al respecto la intercambiabilidad de puestos de atraque y la movilidad de los equipos, así como la conveniencia de disponer de alineaciones rectas y de que no se generen ángulos menores de 50° entre dos alineaciones de muelles contiguas. Asimismo se valorará la incidencia de requerimientos especiales que puedan provenir de determinado tipo de muelles (p.e. rampas o tacones para buques Ro-Ro).

• Los niveles de agitación que se produzcan para las diferentes condiciones de

oleaje que puedan presentarse en el emplazamiento en función del clima marítimo existente, así como los porcentajes de excedencia de los niveles de agitación que se consideren máximos admisibles atendiendo a los usos previstos para la dársena.

• Las condiciones de resonancia o amplificación de las ondas de período largo. • La naturaleza de los paramentos que configuren la dársena especialmente en

relación con sus características de reflexión del oleaje incidente. Se tomará en cuenta a este respecto la influencia que pudiera tener el hecho de que los muelles estén ocupados, ya que representa una modificación significativa de las condiciones de reflexión de algunos paramentos.

• El régimen de corrientes existentes en la dársena, que deberá ser mínimo,

recomendándose que incluso en el caso de tratarse de dársenas situadas en corrientes fluviales, no existan corrientes longitudinales en la dársena mayores de 1,5 m/s.


233

• Los regímenes de vientos existentes en el emplazamiento y su incidencia en el tipo de operaciones a desarrollar en la dársena. Con carácter general se recomienda que las dársenas queden configuradas de manera que los muelles principales queden orientados en la dirección que tengan la mínima presentación de viento y oleaje transversal al buque, que suele ser lo más favorable desde el punto de vista del barco ya atracado; sin embargo será necesario valorar la incidencia de los vientos transversales en los equipos de carga y descarga, que en algunos casos puede ser determinante, y que podrían conducir a una orientación de los muelles diferente de la anterior. Asimismo deberá analizarse la incidencia de vientos y oleajes en las operaciones de atraque y desatraque, por lo que la orientación de los muelles resultaría finalmente una solución de compromiso.

• Los fenómenos de sedimentación existentes en la zona y el riesgo de presentación

de aterramientos. Asimismo, y en el caso que proceda, la posibilidad de presentación de hielos a la deriva.

• Las características geológicas y geotécnicas del emplazamiento y la idoneidad

consecuente de los terrenos para recibir obras de infraestructura, realizar dragados o servir para la fijación de las anclas.

• Los impactos medioambientales que puedan presentarse tanto en fase de

construcción como de servicio.

• Los requerimientos especiales de seguridad que puedan venir impuestos por el tráfico de determinadas mercancías, con especial atención al caso de mercancías peligrosas para las que se exigirá que los barcos que operen con ellas queden atracados con la proa orientada a la salida.

• Las previsibles ampliaciones de la dársena y del puerto en general, y las

limitaciones que a este respecto pudiera representar la configuración que se adopte para la dársena. Se analizará en particular la posibilidad de utilizar profundidades de agua superiores a las requeridas por los buques mayores de diseño, recomendándose que se estudie la sensibilidad del proyecto para profundidades de agua que superen en 2 m. a las requeridas.

En la práctica, la consideración de todos estos condicionantes conducirá a soluciones de compromiso en las que se consiga un equilibrio entre requerimientos que a veces resultarán contrapuestos, circunstancia que, en general, vendrá agravada por el hecho de que gran parte de las dársenas habrán estado sometidas a un proceso de evolución histórica en la que todos estos condicionantes no se habrán tomado en consideración con las perspectivas actuales.


234

15. Bibliografía.

• ARCHIVE FOR RESEARCH AND TECHNOLOGY ON THE NORTH SEA AND BALTIC COAST. Wave Overtopping of Sea Defenses and Related Structures: Assessment Manual, 2007.

• ENGINEER RESEARCH AND DEVELOPMENT CENTER OF THE US ARMY

CORPS OF ENGINEERS. Coastal Engineering Manual, 2002. • THE OVERSEAS COASTAL AREA DEVELOPMENT INSTITUTE OF JAPAN.

Technical Standards and Commentaries for Port and Harbour Facilities in Japan, 2002.

• CIVIL ENGINEERING AND BUILDING STRUCTURES STANDARDS

COMMITTEE. British Standards. • AMERICAN CONCRETE INSTITUTE. Building Code Requirements for Structural

Concrete (ACI 318-08) and Commentary, 2008. • AMERICAN PETROLEUM INSTITUTE. Recommended Practice for Planning,

Designing and Constructing Fixed Offshore Platforms—Working Stress Design (API-RP-2A-WSD), 2000.

• ZAVEN Y DAVIDIAN. Pilotes y Cimentaciones Sobre Pilotes, 1977.

• DEPARTAMENTO DE PUERTOS DEL ESTAD DEL MINISTERIO DE FOMENTO

DE ESPAÑA. Recomendaciones para Obras Marítimas, 1999.

• ROY WHITLOW. Fundamentos de Mecánica de Suelos, Segunda Edición, 1994.

• ENGINEER RESEARCH AND DEVELOPMENT CENTER OF THE US ARMY CORPS OF ENGINEERS. United Facilities Criteria.

• UNIVERSIDAD DE CANTABRIA. Documentos de Referencia, 2000.

• UNAM. Análisis y Descripción Estadística del Oleaje, 2005.

• PATRICIO WINCKLER. Clases del Diplomado en Ingeniería Marítima de la

Universidad de Valparaíso, 2009.

• JONATHAN CASTILLO. Memoria para Obtener el Título de Constructor Civil de la Universidad de Santiago de Chile: “Obras de Atraque en un Proyectos de Obras Marítimas”, 2009.

• VICENTE NEGRO VALDECANTOS, OVIDIO VARELA CARNERO. Diseño de

Diques Rompeolas, 2002.

Texto Curso de Puertos

Documents

Transcript of Texto Curso de Puertos