Hidraulica_Aplicada_al_Diseno_de_Obras_H

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HIDRÁULICA
Aplicada al diseño de obras
Horacio Mery M.
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.Horacio Mery M.
HIDRÁULICA
Aplicada al diseño de obras
Este libro reúne los apuntes de clase del Prof. Horacio Mery a lo 
largo de los años y está orientado a ampliar los temas básicos que 
deben conocer los ingenieros que se inician en el diseño de obras 
hidráulicas. Dado ese carácter pedagógico, el texto resulta, así, de 
indudable utilidad y practicidad para abordar los principios de la 
disciplina.
Las obras hidráulicas son bellas obras de la Ingeniería Civil, que 
tienen la característica muy particular de que, una vez construidas 
y puestas en servicio, al cabo de cierto tiempo de operación es posi-
ble saber si funcionan bien o mal, si es necesario modificarlas o de-
jarlas de acuerdo con el proyecto. Es importante, entonces, que los 
ingenieros que se inician en esta especialidad tengan la posibilidad 
de ver en funcionamiento las obras en las que han participado como 
proyectistas, ser críticos y ganar experiencia en sus diseños futuros. 
Otros títulos 
de esta serie
Energía solar en 
arquitectura y construcción
Pedro Sarmiento
•
Geología estructural
Hans Niemeyer R.
•
El río y la forma. Introducción
a la geomorfología fluvial
Simon Elliott
•
 
Horacio Mery es Profesor Titular 
de la Universidad de Chile. Nació 
en Santiago en 1930 y recibió su tí-
tulo de Ingeniero civil en esa misma 
universidad en 1956. 
Ejerció como ingeniero en la Di-
rección de Obras Sanitarias del MOP. 
En 1957 ingresó a la ENDESA donde 
participó activamente en los proyec-
tos de las centrales hidroeléctricas 
Isla, Pullinque, Rapel, El Toro, Antu-
co, Colbún-Machicura, Pehuenche, 
Canutillar y Pangue, entre otras. 
Desde 1975 a 1991 se desempeñó 
como Jefe de la Sección de Obras 
Hidráulicas. Entre 1991 y 1995 
fue investigador de jornada parcial 
del Dpto. de Ingeniería Civil (U. de 
Chile). Desde 1992 a la fecha, es 
Asesor de la ex Dirección de Riego, 
actual DOH, actuando como con-
traparte en proyectos de riego y 
aguas lluvias. En forma paralela ha 
sido asesor hidráulico en diversas 
empresas (Hidroproyectos, EDIC, 
IFARLE, POCH, etc.). En el ámbito 
docente, ejerció como profesor en 
la U. de Chile, siendo actualmente 
profesor titular, dictando los cur-
sos de Mecánica de Fluidos, Hi-
dráulica de Canales, Escurrimien-
tos Transitorios y Diseño de Obras 
Hidráulicas. En la U. Católica de 
Chile dictó un breve lapso los cur-
sos de Mecánica de Fluidos y Cen-
trales Hidroeléctricas. Es miembro 
del Colegio e Instituto de Ingenie-
ros de Chile y del Comité Chileno 
de la ICOLD. Socio fundador de la 
SOCHID y presidente entre 1972 
y 1981. Ha publicado numerosos 
artículos en revistas y congresos na-
cionales y latinoamericanos.
RIL editores
bibliodiversidad
Hidráulica aplicada al diseño de obras
Hidráulica aplicada 
al diseño de obras
Horacio Mery M.
627 Mery M., Horacio
M 
 Hidráulica aplicada al diseño de obras / Horacio 
Mery M. –– Santiago : RIL editores, 2013.
454 p. ; 23 cm. ISBN 978-956-284-840-4
 1 Hidráulica
Hidráulica aplicada al diseño de obras
Primera edición: de 2013
© Horacio Mery M., 2013
Registro de Propiedad Intelectual 
Nº 223.291
© RIL® editores, 2013
Los Leones 2258
7511055 Providencia
Santiago de Chile
Tel. (56-2) 22238100
ril@rileditores.com • www.rileditores.com
Composición e impresión: RIL® editores
Los gráficos tomados del libro Hidráulica de canales abiertos, de Ven Te Chow (1994), 
se reproducen con permiso de McGraw-Hill Interamericana S.A.
Impreso en Chile • Printed in Chile 
ISBN Obra Completa: 978-956-284-840-4
Derechos reservados.
www.rileditores.com
mailto: ril@rileditores.com
Índice
Presentación . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 13
Prólogo . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 15
Agradecimientos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 17
I parte
Temas generales del diseño hidráulico
1.1. Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 19
1.1.1 Gasto Sólido . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 19
1.1.2. Acarreo de fondo . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 20
1.1.3. Acarreo en suspensión . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 20
1.1.4. Arrastre de cuerpos flotantes. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 21
1.2. Gasto líquido . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 21
1.2.1 Medición del caudal líquido . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 22
1.2.2 Régimen de caudales . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 24
1.2.3 Crecidas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 27
1.3. Hidráulica de las corrientes aluviales . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 30
1.3.1. Nociones de morfología fluvial . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 30
1.3.2. Relaciones empíricas de formas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 32
1.3.3. Caudal dominante . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 34
1.3.4. Características de los cauces naturales . . . . . . . . . . . . . . . . . . 35
1.3.5. Fórmula racional . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 37
1.3.6. Distribución de velocidades en el flujo turbulento . . . . . . . . . . 38
1.3.7. Perfil de velocidad en un canal aluvial . . . . . . . . . . . . . . . . . . 40
1.3.8. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 40
1.3.9. La fórmula empírica de Manning . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 42
1.3.10. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 46
1.3.11. Cálculo del eje hidráulico en un curso natural . . . . . . . . . . . 46
1.3.12. Método de cálculo . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 49
1.3.13. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 50
1.4. Acarreo de sólidos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 51
1.4.1. Generalidades . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 51
1.4.2. Propiedades de las partículas individuales de los sedimentos . 52
1.4.3. Mezcla de sedimentos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 53
1.4.4. Concentración de sedimentos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 54
1.4.5. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 55
1.4.6. Distribución del tamaño de las partículas . . . . . . . . . . . . . . . . 56
1.4.7. Velocidad de caída de una partícula de sedimento . . . . . . . . . 57
1.4.8. Ángulo de reposo . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 59
1.5. Movimiento de los sedimentos por el fondo . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 60
1.5.1. Fuerzas actuantes sobre las partículas de sedimento . . . . . . . . 60
1.5.2. Observaciones experimentales . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 62
1.5.3. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 65
1.5.4. Factores que afectan el inicio del movimiento de los sedimentos . . . 65
1.5.5. Fluidización del lecho . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 66
1.5.6. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 67
1.6. Inicio del movimiento en suspensión . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 67
1.6.1. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 68
1.7. Mecanismo del transporte de sedimentos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 69
1.7.1.Transporte de fondo (bed-load). Fórmulas empíricas . . . . . . . 69
1.7.2. Cálculo del transporte de fondo (bed-load) usando 
 un método racional . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 73
1.7.3. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 75
1.7.4. Teoría sobre el sedimento en suspensión . . . . . . . . . . . . . . . . . 77
1.7.5. Tasa de transporte de sedimento en suspensión . . . . . . . . . . . . 80
1.7.6. Cálculo de la tasa de transporte en suspensión . . . . . . . . . . . . 81
1.7.7. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 82
1.8. Protección con enrocados . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 85
1.8.1. Generalidades sobre enrocados . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 85
1.8.2. Determinación del tamaño de un enrocado estable 
 en una superficie horizontal . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 87
1.8.3. Fórmulas experimentales para fijar el tamaño de los enrocados . . . .89
1.8.4. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 91
1.8.5. Enrocados en taludes . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 92
1.8.6. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 94
1.9. Socavación general del lecho . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 95
1.9.1. Consideraciones generales . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 95
1.9.2. Metodología del USBR . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 96
1.9.3. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 97
1.9.4. Método de Lischtvan-Lebediev . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 98
1.9.5. Método de C.R. Neill . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 102
1.9.6. Criterio para la determinación de la socavación general del 
 lecho considerando la capacidad de acarreo del río . . . . . . . 103
1.10. Socavación Local . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 104
1.10.1. Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 104
1.10.2. Socavación local en torno a un machón de puente . . . . . . . 106
1.10.3. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 110
1.10.4. Socavación al pie de un umbral . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 112
1.10.5. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 114
1.10.6. Otras relaciones para estimar la socavación al pie de un umbral . 115
1.10.7. Socavación aguas abajo de un salto de esquí . . . . . . . . . . . . 117
Bibliografía . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 120
II parte
Válvulas, compuertas y otras obras específicas
2.1. Válvulas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 123
2.1.1. Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 123
2.1.2. Válvulas intermedias . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 124
2.1.3. Válvulas terminales . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 134
2.1.4. Disposición de una válvula terminal con válvula de seguridad . 139
2.1.5. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 139
2.1.6. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 141
2.2. Compuertas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 142
2.2.1. Tipos de compuertas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 142
2.2.2. Compuertas sumergidas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 148
2.2.3. Cierre de emergencia. Compuerta de mantención y stoplogs . . . 152
2.2.4. Elementos de una compuerta para sellar contra las partes fijas . 152
2.2.5. Determinación del caudal entregado por una compuerta . . . 155
2.2.6. Compuerta lateral . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 166
2.3. Entrega lateral o bifurcación de un canal. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 172
2.3.1. General . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 172
2.3.2. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 173
2.4. Diseño de vertederos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 175
2.4.1. Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 175
2.4.2. Vertimiento de un evacuador de crecidas . . . . . . . . . . . . . . . 175
2.4.3. Diseño de la cresta del vertedero . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 176
2.4.4. Vertedero de pared gruesa . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 178
2.4.5. El vertedero de pared delgada . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 180
2.4.6. El vertedero de cresta Ogee . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 183
2.4.7. Otros aspectos de interés en el diseño de un vertedero Ogee . . . 186
2.4.8. Formas de crestas tipo Ogee . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 187
2.4.9. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 188
2.5. Vertedero lateral en un canal . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 189
2.5.1. General . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 189
2.5.2. Caudal de vertimiento . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 190
2.5.3. Fórmulas experimentales: . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 191
2.5.4. Aplicación: . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 192
2.5.5. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 193
2.6. Canal Colector . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 195
2.6.1. General . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 195
2.6.2. Teoría y cálculo del eje hidráulico (E.H) . . . . . . . . . . . . . . . . 196
2.6.3. Pendiente crítica en un canal colector . . . . . . . . . . . . . . . . . . 200
2.6.4. Pendiente transversal en el escurrimiento en el canal colector . . 203
2.7. Sifón Evacuador . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 203
2.7.1. Descripción del evacuador . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 203
2.7.2. Caudal evacuado por el sifón . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 204
2.7.3. Caudal máximo de un sifón evacuador . . . . . . . . . . . . . . . . . 206
2.7.4. Recomendaciones de diseño . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 209
2.7.5. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 210
2.8. Sifón invertido . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 211
2.8.1. Utilización del sifón invertido . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 211
2.8.2. Componentes del sifón . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 211
2.8.3. Tubería sifón . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 212
2.8.4. Transiciones . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 213
2.8.5. Obras de vaciado e inspección . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 214
2.8.6. Elementos de protección . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 215
2.8.7. Criterios de diseño hidráulico . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 215
2.8.8. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 219
2.9. Transiciones . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 221
2.9.1. General .. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 221
2.9.2. Transición alabeada recta . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 221
2.9.3. Transición alabeada curva . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 222
2.9.4. Transición tipo cuña . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 223
2.9.5. Transición de muros cilíndricos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 223
2.9.6. Transición de sección rectangular a circular . . . . . . . . . . . . . 224
2.9.7. Pérdidas de carga en las transiciones . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 224
2.9.8. Transiciones en régimen supercrítico . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 227
2.9.9. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 229
2.10. Escurrimientos supercríticos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 231
2.10.1. General . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 231
2.10.2. Cálculo del eje hidráulico en un canal de fuerte pendiente . 232
2.10.3. Curvas en el plano vertical . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 235
2.10.4. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 237
2.10.5. Cavitación. Predicción y disminución de los daños . . . . . . . 238
2.10.6. Subpresiones en un rápido evacuador . . . . . . . . . . . . . . . . . 251
2.10.7. Ondas rodantes . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 254
2.11. Disipadores de energía . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 256
2.11.1. Mecanismo de la disipación de energía . . . . . . . . . . . . . . . . 256
2.11.2. Tanques disipadores de energía . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 258
2.11.3. Fluctuación de la presión en el fondo del tanque . . . . . . . . 262
2.11.4. Disipador de energía de grada vertical . . . . . . . . . . . . . . . . 263
2.11.5. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 266
2.11.6. Salto de esquí . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 267
2.11.7. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 273
2.12. Caída de paramento vertical . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 275
2.12.1. General . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 275
2.12.2. Características hidráulicas de la caída . . . . . . . . . . . . . . . . . 276
2.12.3. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 278
2.13. Alcantarillas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 279
2.13.1. General . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 279
2.13.2. Condiciones de diseño hidráulico . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 280
2.13.3. Diseño de una alcantarilla estándar . . . . . . . . . . . . . . . . . . 283
2.13.4. Fórmulas para estimar el caudal de una alcantarilla . . . . . . 284
2.14. Rejas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 287
2.14.1. General . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 287
2.14.2. Pérdida de carga producida por una reja . . . . . . . . . . . . . . 288
2.14.3. Condiciones de diseño de rejas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 290
2.15. Subpresiones, filtraciones bajo estructuras fundadas en lecho fluvial . . 292
2.15.1. General . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 292
2.15.2. Criterio de Bligh y Lane . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 293
2.15.3. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 294
2.16. Diseño de Obras de Desarenación . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 295
2.16.1. General . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 295
2.16.2. Desripiación . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 297
2.16.3. Desarenación . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 302
2.16.4. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 314
2.16.5. Efecto de la turbulencia y la concentración del sedimento 
 en suspensión . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 316
2.16.6. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 318
2.16.7. Efecto de la turbulencia en la sedimentación de las partículas en 
 un desarenador . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 320
2.16.8. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 323
2.16.9. Diseño de la cámara de desarenación . . . . . . . . . . . . . . . . . 324
2.16.10. Aplicación. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 331
Bibliografía . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 332
III parte
Bocatomas y canales
3.1. Bocatomas . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 335
3.1.1. Introducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 335
3.1.2. Bocatomas en ríos de llanura . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 336
3.1.3. Bocatomas en embalses y lagos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 379
3.1.4. Bocatomas de montaña . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 385
3.2. Canales de aducción . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 393
3.2.1. Canales no revestidos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 394
3.2.2. Canales revestidos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 417
Bibliografía . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 451
13
Temas generales del diseño hidráulico
Presentación
La Sociedad Chilena de Ingeniería Hidráulica, fiel a sus estatutos, en el 
sentido de propender a la difusión de la disciplina hidráulica, ha decidido aus-
piciar y patrocinar la edición del libro “Hidráulica aplicada al diseño de obras” 
de don Horacio Mery Mery, que sin duda será una obra de consulta para todos 
aquellos que nos dedicamos a la práctica de la ingeniería hidráulica, ya sea 
como profesional, académico o investigador.
Esta obra contiene tres partes, a saber: “Temas generales del Diseño Hidráu-
lico”, que abarca la temática del gasto sólido, erosión, sedimentos, protección 
de enrocados y socavación. “Válvulas, Compuertas y otras Obras Específicas”, 
donde se desarrollan temas como vertederos, sifones, transiciones, alcantarillas, 
rejas, etc., además de válvulas y compuertas. En la tercera parte “Bocatomas 
y Canales”, aparecen muy bien explicados los temas de los diferentes tipos de 
bocatomas, en ríos de llanura, de montaña y en embalses y lagos, como tam-
bién canales revestidos y no revestidos. En cada una de las partes del libro, los 
diversos temas se muestran en forma didáctica, actualizada y muy bien docu-
mentada, matizado por la experiencia de su autor. 
Don Horacio Mery M. distinguido Ingeniero Hidráulico con una gran ex-
periencia profesional y docente en Ingeniería Hidráulica en general y Obras 
Hidráulicas en particular, nos entrega en este libro parte de su fructífera y larga 
experiencia desarrollada en Endesa y otras instituciones en que trabajó con la 
claridad de gran académico.
Este libro está llamado a ser un valioso libro de consulta, absolutamente 
fundamental en la biblioteca de cualquier Ingeniero Hidráulico. Esperamos, 
que más temprano que tarde, don Horacio finalice las partes dedicada a “Tube-
rías y Túneles” y a los “Escurrimientos Transitorios”. ya sea para complemen-
tar esta obra o editar una nueva. 
José Vargas Baecheler
PresidenteSociedad Chilena de Ingeniería Hidráulica
15
Temas generales del diseño hidráulico
Prólogo
El presente texto corresponde a los Apuntes de las materias tratadas por el 
autor, en el curso de “Hidráulica aplicada al diseño de Obras”, dictado en la 
Escuela de Ingeniería de la Universidad de Chile. El curso ha sido orientado a 
los temas más básicos que deben utilizar los ingenieros civiles que se inician en 
el diseño de Obras Hidráulicas. 
Quizás resulta pretencioso escribir sobre el tema de la Hidráulica aplicada 
al diseño de Obras, habiendo tantos textos que desarrollan los temas conteni-
dos en este libro con mayor profundidad, sin embargo el esfuerzo que significó 
la redacción de estos Apuntes me convenció de la utilidad de tenerlos organi-
zados en un texto.
Las Obras hidráulicas son bellas obras de la Ingeniería Civil, que tienen la 
característica muy particular que una vez construidas y puestas en servicio, al 
cabo de un cierto tiempo de operación se sabe si funcionan bien o mal, si es 
necesario modificarlas o dejarlas de acuerdo al proyecto. Es importante que los 
ingenieros que se inician en esta especialidad, tengan la posibilidad de ver en 
funcionamiento las obras en las que han participado como proyectistas, ser 
críticos y ganar experiencia en sus diseños futuros. 
Otra característica importante de las Obras hidráulicas es que en muchos 
casos, ellas pueden ser modeladas físicamente y hacer las correcciones ade-
cuadas antes que éstas se construyan. La modelación física es una poderosa 
herramienta de diseño, que tiene enormes ventajas en la seguridad, el buen 
funcionamiento y también en la economía del proyecto. En el país faltan labo-
ratorios de hidráulica y por otra parte se aprecia poco interés en los ingenieros 
dedicados al proyecto de Obras Hidráulicas, en recurrir a esta poderosa herra-
mienta de diseño.
En los últimos años se ha producido un avance importante de la modela-
ción matemática de fenómenos hidráulicos, principalmente bi-dimensionales, 
gracias al avance en el cálculo numérico, y seguramente en el futuro se podrán 
predecir con mayor certeza muchos fenómenos hidráulicos que hoy día se re-
suelven gracias la experiencia y la intuición.
Es importante que los ingenieros que se inician en la especialidad, con vo-
cación en temas de diseño, se mantengan informados sobre los avances de las 
ciencias Hidráulicas y de sus aplicaciones, a través de las publicaciones y de 
16
Hidráulica aplicada al diseño de obras
artículos técnicos en revistas especializadas y de los trabajos presentados en los 
Congresos Nacionales e Internacionales (SOCHID, AIRH, ICOLD, etc). 
Tuve la suerte de iniciarme en el diseño hidráulico en la Empresa Nacional 
de Electricidad S.A., ENDESA, la que tenía excelentes profesionales, verda-
deros maestros que nos traspasaron su experiencia, constituyéndose en una 
verdadera Escuela para los que trabajamos en ella. Se hicieron modelos hidráu-
licos de todas aquellas obras que lo requerían, lo cual dio mucha seguridad al 
funcionamiento de las mismas, y que ha sido confirmado por la correcta ope-
ración de ellas en el tiempo..
He participado como Asesor de la Dirección de Obras Hidráulicas del 
MOP, principalmente en el área de revisión de proyectos. En esta actividad 
he alternado con muchos profesionales de diversas Empresas de Ingeniería 
dedicadas al diseño de Obras de Riego y de Aguas Lluvias, obteniendo en mu-
chas ocasiones valiosa experiencia. También he sido asesor a tiempo parcial de 
varias Empresas privadas de Ingeniería, en las que he tenido la oportunidad de 
trabajar en interesantes estudios y proyectos.
Quisiera hacer presente que me dediqué a la Docencia en la Universidad de 
Chile durante 50 años, lo que constituyó para mí una experiencia fascinante. 
Me inicié como Profesor Auxiliar del curso de Mecánica de Fluidos que dic-
taba el Profesor Sr. Fernando Bobenrieth a los Ingenieros Industriales y que 
además era mi Jefe en la ENDESA, a quien deseo recordar por su claridad en 
la exposición de las materias y sus brillantes razonamientos que empleaba para 
desarrollar los diversos temas en sus clases y no solamente en el ejercicio de la 
Cátedra sino también en el desarrollo de los proyectos en la ENDESA. 
Posteriormente, tuve la oportunidad de dictar diversas cátedras, todas en 
el área de la Hidráulica, muchas de ellas de materias básicas como Mecánica 
de Fluidos, Hidráulica de Canales, Hidráulica de Conducciones en Presión y de 
Escurrimientos Transitorios, para terminar con el Curso de Hidráulica apli-
cada al diseño de Obras. He querido dejar como testimonio de mi actividad 
docente, este Texto, que ojalá pueda ser de utilidad para alumnos e ingenieros 
que se inician en el diseño de Obras Hidráulicas.
En forma importante deseo destacar y agradecer al Ingeniero Sr. Ricardo 
González V. que fuera mi Profesor Auxiliar durante los últimos años del pe-
ríodo que impartí este curso y que actualmente se desempeña como Profesor 
del mismo. Él ha sido el verdadero motor que ha impulsado esta publicación, 
como Director de la SOCHID y ha colaborado en la revisión de los diferentes 
capítulos del curso y muy especialmente en las aplicaciones de las materias.
Para terminar, deseo manifestar mi intención de completar estos Apuntes 
en el futuro, con la Parte 4 dedicada a “Tuberías y Túneles” y la Parte 5 a los 
“Escurrimientos Transitorios”. 
Horacio Mery M.
Profesor Titular de la Universidad de Chile.
17
Temas generales del diseño hidráulico
Agradecimientos
En primer lugar debo agradecer al Directorio de la Sociedad Chilena de In-
geniería Hidráulica, SOCHID, representada por su Presidente Ing. Sr. José Var-
gas por haber impulsado, financiado y hecho posible esta publicación. Quiero 
destacar y agradecer especialmente al Director de la SOCHID, Ing. y Profesor 
del curso Sr. Ricardo Gonzalez V. que participó en la supervisión de la ejecu-
ción de las figuras del texto y coordinó la publicación de estos Apuntes con la 
Editorial. 
De la misma manera agradezco al actual Profesor del curso en la Universi-
dad. de Chile, Ing. Sr. Arturo Jorquera A. por su interés en mejorar la presenta-
ción original de los Apuntes con buenas figuras y especialmente a la Empresa 
INGENDESA que facilitó esta actividad, colaborando con técnicos dibujantes 
los que desarrollaron su labor con gran interés. Entre ellos deseo destacar espe-
cialmente al Sr. Roberto Padilla.
Horacio Mery M.
Autor
19
I parte
Temas generales del diseño hidráulico
1.1. Introducción
1.1.1 Gasto Sólido
Muchas obras hidráulicas tienen contacto directo con las corrientes naturales 
como son los ríos, quebradas o esteros; por ejemplo, las bocatomas que captan 
las aguas de un río, estero o lago para luego conducirlas para su utilización, ya 
sea en el riego de los terrenos agrícolas, en la generación de energía o con fines 
de abastecimiento urbano. También cabe mencionar las obras de defensas ribe-
reñas, las cuales protegen a poblaciones ubicadas en la cercanía de un cauce o 
a un tramo de carretera que se desarrolla orillando el cauce. Otro ejemplo muy 
común es el de un puente que une las dos riberas del río. La superestructura de 
un puente tiene apoyos denominados «machones o cepas» en contacto directo 
con el escurrimiento. También, hay obras que devuelven el caudal líquido al río; 
son las «obras de descarga», que usualmente quedan en contacto directo con 
una corriente natural. También cabe indicar el caso de las centrales de bombeo 
o las casas de máquinas de las centrales hidroeléctricas, que captan y descargan 
directamente al río. En fin, se podría continuar con innumerables ejemplos. 
Todas estas obras tienen contacto no solo con el caudal líquido de la co-
rriente natural, sino que también con las partículas sólidas de suelo que arras-
tra la corriente. También las construcciones quedan sometidas a la acción ero-
siva de las corrientes líquidas que tienen contacto directo con ellas (socavación 
del terrenocircundante a las obras). Resulta importante, entonces, analizar la 
capacidad que tiene una corriente líquida de arrastrar partículas de suelo y de 
erosionar al lecho fluvial.
Refiriéndonos al fenómeno de acarreo de sólidos de una corriente líquida, 
puede establecerse que hay dos formas de movimiento de los sedimentos: a) 
acarreo en suspensión y b) acarreo de fondo.
20
Hidráulica aplicada al diseño de obras
1.1.2. Acarreo de fondo
Corresponde a la fracción del sedimento que se mueve por el fondo del cauce, 
y está constituida por las partículas más gruesas que se deslizan debido a las 
fuerzas hidrodinámicas que actúan sobre ellas. Este movimiento generalmente 
es intermitente, con avances y detención y, eventualmente, con saltos de las 
partículas. En el primer caso se trata del acarreo de fondo propiamente tal y 
el segundo es el arrastre por saltación. Si las partículas se mueven en un cauce 
o en una canalización, con una distribución no uniforme de la velocidad del 
escurrimiento, las partículas pueden depositarse en las zonas de baja veloci-
dad formando depósitos o bancos de sedimentos. Estos bancos pueden generar 
inconvenientes como la disminución de la capacidad del caudal líquido de la 
aducción, e incluso pueden bloquearla completamente.
Las partículas sólidas que son arrastradas por la corriente, pueden ocasio-
nar desgastes en las paredes de una canalización o a los álabes de las máquinas 
hidráulicas, como son las bombas y las turbinas. En estos casos, es necesario 
construir tanques desarenadores o desripiadores a fin de eliminar parte del aca-
rreo sólido.
Los ríos o cauces naturales que alimentan a embalses, normalmente acarrean 
partículas sólidas principalmente durante las crecidas, formándose embanques 
o depósitos de material fluvial (piedras, gravas, gravillas, arenas y limos). Estos 
depósitos constituyen configuraciones del lecho denominadas «deltas», en la 
entrada a los embalses donde se produce una disminución de la velocidad del 
escurrimiento por el aumento de la altura de la masa líquida. Estos depósitos 
avanzan lentamente hacia la presa durante la vida útil del embalse, lo que se 
traducirá en una pérdida de su volumen de acumulación durante el período de 
operación de la obra.
1.1.3. Acarreo en suspensión
Las partículas de sedimentos más pequeñas son transportadas por el escurri-
miento sin que toquen el fondo, en verdadera mezcla con las partículas líqui-
das. Este tipo de transporte de sólidos se denomina arrastre en suspensión. Las 
partículas sólidas son levantadas por la turbulencia del escurrimiento (agita-
ción interna de las partículas líquidas que se mueven). Una partícula de un 
determinado tamaño puede ser arrastrada por el fondo de la canalización o en 
suspensión, dependiendo del nivel de turbulencia del escurrimiento.
Los sedimentos transportados en suspensión son lo suficientemente móviles 
y no presentan los inconvenientes que suelen ocasionar los acarreos de fondo. 
No presentan el riesgo de causar obstrucciones en las canalizaciones y basta 
un aumento de la velocidad para ponerlos en movimiento nuevamente. Pueden 
producir abrasión en los álabes de turbinas y bombas, por lo que muchas aduc-
21
Temas generales del diseño hidráulico
ciones deben contemplar tanques desarenadores a fin de extraer parcialmente a 
los sedimentos en suspensión.
En general, la mayor cantidad de los sedimentos se transporta en suspen-
sión, mientras que el arrastre de fondo es una fracción menor de la totalidad 
del sólido arrastrado por la corriente. En el caso de los embalses, al disminuir 
la velocidad de la masa de agua, en la medida que se aproxima a la presa, los 
sólidos en suspensión tienden a depositarse en el fondo del vaso. Durante las 
crecidas del río, hay un aumento considerable de los sólidos acarreados en 
suspensión y una parte importante de los sedimentos pasa hacia aguas abajo a 
través del «evacuador de crecidas» (obra hidráulica importante de una presa, 
que permite el paso de las crecidas del río).
1.1.4. Arrastre de cuerpos flotantes
Los cursos de agua suelen arrastrar, principalmente durante las crecidas, cuer-
pos flotantes de diversa naturaleza, como troncos, ramas de árboles, restos de 
arbustos y hojas. Estos cuerpos flotantes son arrastrados por los torrentes de las 
quebradas que alimentan a los ríos, y transportados por la corriente principal. 
Las ramas de los arbustos mezcladas con los sedimentos en suspensión, con un 
enorme poder de colmatación, pueden ser trasportados a media profundidad.
Estos elementos flotantes deben ser eliminados o atajados en la entrada a una 
aducción mediante rejas, las que deben limpiarse continuamente, en forma manual 
con rastrillos o bien con equipos mecánicos, denominados «limpia-rejas». Cuando 
la superficie de una reja es muy grande, debe recurrirse a un limpia-rejas mecánico 
por la imposibilidad física de efectuar la limpieza manual. El caso más típico es la 
«obra de captación» de un canal, en la cual se dispone la reja en un plano inclinado 
en la entrada misma, aguas arriba de las compuertas de admisión que permiten 
regular el caudal que entra al canal. Si se acumula mucho material arrastrado por 
la corriente en la superficie de la reja, aumentará la pérdida de carga en el escurri-
miento a través de ella y se peraltará el nivel aguas arriba de la reja. En este sentido, 
disponer una reja en una obra hidráulica implica asegurar la correcta operación de 
la obra, y así mantener limpia la superficie de la misma.
1.2. Gasto líquido
Al referirnos al caudal líquido transportado por un curso natural, necesaria-
mente llegamos al tema de la Hidrología, conocimientos que han sido entrega-
dos detalladamente en un curso anterior. Aquí solo haremos una referencia de 
los temas directamente relacionados con el proyecto de las obras hidráulicas. 
La precipitación que cae en una cuenca en un determinado día, no está 
necesariamente ligada con la del día anterior o la del siguiente; en cambio, los 
22
Hidráulica aplicada al diseño de obras
caudales que escurren durante varios días consecutivos en un río sí tienen una 
cierta continuidad, y están más o menos correlacionados. De esta manera, los 
caudales de dos días sucesivos no son independientes. Esta ligazón de continui-
dad entre dos caudales, que corresponden a dos instantes cualesquiera de la 
curva cronológica de caudales, será más débil cuanto mayor es el tiempo que 
los separa. Se llama tiempo de correlación al intervalo de tiempo a partir del 
cual los caudales relativos se hacen independientes. Este tiempo, que en cierto 
modo caracteriza la inercia de la cuenca, puede variar entre algunos días para 
una cuenca pequeña impermeable en régimen pluvial, hasta varios meses para 
una gran cuenca con fuerte retención subterránea, nival o glaciar.
Los caudales líquidos de un río son muy variables a lo largo de un año y 
también de un año a otro. La variable meteorológica es decisiva y el caudal de 
los ríos depende de las condiciones meteorológicas actuales y la de los años 
anteriores. Por otra parte, es importante el régimen al cual está sometida la 
cuenca, lo que depende básicamente de su situación geográfica. Hay ríos que 
se desarrollan en zonas donde el régimen tiene, sobre todo, características ni-
vales (los caudales dependen, fundamentalmente, de la nieve que se derrite en 
la cordillera), otros ríos están sometidos a un régimen esencialmente pluvial 
(los caudales dependen de la lluvia en la cuenca) y también hay cursos de agua 
sometidos a un régimen mixto nivo-pluvial (los caudales dependen de ambos 
factores en distintas proporciones). 
Debido a la gran variabilidad de estas condiciones, se puede sostener que 
los caudales de un curso natural son aleatorios y no pueden predecirse. Los 
caudales registrados en una determinada sección del río, constituyen una mues-
tra estadística que a lo largo del tiempo conserva ciertas características propias, 
y esta variable aleatoria que es el caudal, sigue ciertas leyesestadísticas que se 
cumplen razonablemente bien en un período de varios años. La muestra esta-
dística nos permite determinar los valores medios mes a mes, para un año de 
cierta probabilidad de ocurrencia. El ingeniero que diseña una obra hidráulica 
debe acostumbrarse a trabajar con estos valores probables y estimativos deter-
minados mediante la muestra estadística. Para que la muestra estadística de los 
caudales en una determinada sección de río, sea representativa, sin duda debe 
corresponder a un número suficiente de años, valor que podría situarse alrede-
dor de los treinta años.
1.2.1 Medición del caudal líquido
Es conveniente disponer de medidas continuas del caudal en la sección del río 
que interesa. En nuestro país, la Dirección General de Aguas del Ministerio de 
Obras Públicas es la institución del Estado que controla los principales cursos 
de agua, mediante sus estaciones fluviométricas instaladas a lo largo del país. 
23
Temas generales del diseño hidráulico
La medición del caudal puede efectuarse en forma simple a través del nivel, 
siempre que se conozca la curva de descarga de la sección del río que se con-
trola. Es importante ubicar la sección apropiada, que debe ser lo más estable 
posible, de modo que la curva de descarga no varíe demasiado a lo largo del 
tiempo. Lo ideal es contar con una sección relativamente estrecha de fondo 
rocoso, sin embanques o depósitos de sedimentos. Solo así se podrá contar con 
una curva de descarga estable en el tiempo. Si se produce escurrimiento crítico 
en la sección es mucho mejor, ya que el nivel de agua no dependerá del eje hi-
dráulico del tramo del río aguas abajo de la sección. 
La figura 1.1 ilustra una estación fluviométrica típica en un río. El esquema 
muestra como el nivel puede determinarse simplemente midiéndolo en regletas 
(llamadas limnímetros) instaladas en uno de las márgenes (las medidas podrán 
efectuarse algunas veces al día), o bien, en forma más precisa, con instrumentos 
que lo registran en forma continua (limnígrafo). Este instrumento posee un 
flotador con un contrapeso que acciona una aguja que inscribe el nivel de agua 
sobre un rollo de papel. Este rollo puede retirarse cada cierto tiempo para tra-
ducir, mediante la curva de descarga de la sección, los caudales del río a nivel 
horario. Hoy en día, los niveles y caudales pueden transmitirse a distancia a 
una central receptora de datos, y así se puede contar con estos antecedentes en 
forma instantánea.
Figura 1.1 Estación fluviométrica
La curva de descarga de una sección de río debe controlarse cada cierto 
tiempo, mediante mediciones del caudal del río y el nivel simultáneamente. 
Esta medida se denomina «aforo» y se lleva a cabo con un molinete, el cual 
previamente debe estar bien calibrado. Este instrumento registra la velocidad 
puntual de la corriente detectando el número de revoluciones de una hélice. El 
hidromensor sumerge al molinete mediante un cable, estando el molinete las-
trado con un escandallo (lastre de forma hidrodinámica de cierto peso). Para 
efectuar un aforo en una corriente natural, deben efectuarse mediciones en di-
versas verticales y, en cada vertical deben considerarse varios puntos de medida. 
24
Hidráulica aplicada al diseño de obras
Generalmente esta operación se ejecuta desde un carro-andarivel. En el gabi-
nete se puede efectuar la integración numérica de las velocidades por las áreas 
de influencia. La figura 1.2 muestra una estación fluviométrica en el río Maule. 
Puede apreciarse el cable para el carro-andarivel.
Figura 1.2. Estación fluviométrica Maule en Colbún.
En la figura 1.3 se muestra una curva de descarga de una sección de río. El 
gran inconveniente práctico es que, por lo general, interesa conocer los niveles 
para los grandes caudales del río y estos valores son muy complicados de con-
trolar con medidas de terreno, por la dificultad de hacer coincidir estas últimas 
con una condición extrema del río.
1.2.2 Régimen de caudales
En todo proyecto de una obra hidráulica en contacto con el escurrimiento de 
un río o cauce natural, se requiere disponer de los caudales en una determinada 
sección de río. Como ya se ha indicado, en la estación fluviométrica más cerca-
na se tendrá la estadística de caudales, que puede ser de los caudales horarios 
(cuando hay un registro continuo) o bien de caudales diarios cuando las medi-
das son lecturas a ciertas horas. Los valores registrados deben ser extendidos a 
la sección del río que interesa, generalmente amplificándolos por la relación de 
las áreas aportantes:
25
Temas generales del diseño hidráulico
Figura 1.3. Curva de descarga en una sección de río.
..
..
icaFluviométrE
icaFluviométrE
Q
A
AQ ×=
Q = caudal en la sección de interés
A 
= área de la cuenca aportante hasta la sección de interes
icaFluviométrEQ . = caudal observado en la estación fluviométrica
icaFluviométrEA . = área de la cuenca en la estación fluviométrica
Entre los valores de los caudales utilizados se distinguen:
a) Caudales medios diarios:
Estos caudales se determinan a partir de la cota media «z» del río en la estación 
fluviométrica (registro limnigráfico) para el día considerado, y utilizando la 
curva de descarga de la estación: Q = f(z) se determina el caudal. En los perío-
dos de crecidas o en cursos de agua con un régimen marcadamente glaciar, los 
caudales pueden variar notablemente de una hora a otra. En ausencia de un 
limnígrafo, se hace indispensable efectuar de dos 2 a tres medidas al día para 
tener una media relativamente correcta.
b) Caudales medios mensuales:
El caudal medio mensual corresponde a la media aritmética de los caudales 
medios diarios. El método simplista de admitir que el caudal medio mensual 
puede determinarse tomando la media aritmética de las alturas de agua o de 
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
0 1000 2000 3000 4000 5000 6000 7000 8000
A
ltu
ra
 d
e 
es
cu
rr
im
ie
nt
o 
[m
]
Caudal [m3/s]
Biobío en Desembocadura (DGA) 
Período de validez: Abril 1997 - Enero 1999.
26
Hidráulica aplicada al diseño de obras
los niveles del mes, puede conducir a errores inadmisibles cuando los caudales 
son irregulares.
c) Caudal medio anual o módulo:
Se calcula con la media aritmética de los 12 caudales medios mensuales. Los 
gastos medios mensuales deben ponderarse considerando el número de días de 
cada mes.
El caudal medio diario o el medio mensual varían mucho de un año a otro 
en la misma época y, para resumir las características de los caudales del río con 
el objeto de estudiar una obra hidráulica (bocatoma o embalse, por ejemplo), 
se suelen establecer los caudales medios mensuales del año medio. Para estos 
efectos, se admite como caudal medio mensual a la media aritmética de los cau-
dales medios mensuales registrados durante todo el período de observaciones.
Como se ve, este procedimiento conduce a una serie de valores artificiales 
del régimen del río, debido a la compensación de los años secos y húmedos. 
Este método puede conducir a graves errores; por ejemplo, en la determinación 
de la capacidad requerida por un embalse estacional o de la generación de la 
energía generable en una central hidroeléctrica. Es más adecuado utilizar la se-
rie completa de los valores observados o, en su defecto, considerar los caudales 
de tres años típicos: el año normal, el año seco y el año húmedo.
Para visualizar la variación estacional del régimen de caudales, resulta con-
veniente trazar las curvas de frecuencias relativas de los caudales medios men-
suales determinados con la serie de años observados. La curva correspondiente 
a la frecuencia de un 50%, representa el valor de la mediana de cada serie de 
gastos medios mensuales de un mismo mes, y su valor depende de la forma de 
repartición de frecuencias correspondientes a cada mes.
Es así como puede determinarse el valor de los caudales medios mensuales 
que tienen probabilidades de 10, 25, 50, 75 y 90%, de ser excedidos. Esta fami-
lia de curvas da una informaciónmucho más completa sobre el régimen de los 
caudales del río que la clásica curva correspondiente al año medio. En la figura 
1.4 se muestra el caso típico del estero Arrayán en La Montosa. 
Dejando de lado la clasificación cronológica de los caudales, la manera más 
simple de ordenar una serie de observaciones es según el orden de magnitud 
creciente o decreciente. Es la llamada clasificación monótona. Esta ordenación 
da origen a la «curva de gastos clasificados», de gran utilidad en proyectos. Esta 
curva da el valor del caudal diario que es alcanzado o excedido durante «n» 
días del año (o también del porcentaje del tiempo total de las observaciones). 
La costumbre es mostrar al caudal en el eje de las ordenadas, y el porcentaje 
del tiempo o días en el eje de las abscisas. Para los estadísticos esta curva es un 
diagrama o polígono acumulativo de frecuencias. De la misma manera, se pue-
den clasificar los caudales diarios en un período de un mes, de un año o de una 
serie anual. En este caso es usual indicar en el eje de las abscisas los 365 días 
del año, pero es más correcto señalar el porcentaje del período de observación.
27
Temas generales del diseño hidráulico
La curva de gastos clasificados se presta muy bien para el análisis del cau-
dal medio derivado, mediante una captación de pasada en un río. Hay varios 
caudales característicos: DCM, que es el caudal característico máximo y que 
corresponde al caudal sobrepasado durante 10 días por año; DC6, que es el 
caudal sobrepasado durante seis meses o gasto de frecuencia 0,5; también los 
caudales DC1, DC3, DC9, correspondientes a caudales excedidos durante 1 
mes, 3 meses y 9 meses respectivamente. Otro gasto característico es el DCE, o 
gasto máximo de estiaje (caudal excedido durante 355 días del año).
Los estadísticos, a menudo, prefieren las curvas de distribución de frecuen-
cias a los diagramas acumulativos. La curva de distribución de frecuencia más 
simple se presenta, normalmente, como un diagrama de bastones. Se eligen 
intervalos de caudal y a cada intervalo se le asigna un bastón, cuya altura re-
presenta a escala el número de días con los caudales diarios registrados dentro 
del intervalo. 
0
2
4
6
8
10
12
ABR MAY JUN JUL AGO SEP OCT NOV DIC ENE FEB MAR
Q
 [m
3/
s]
5% 10% 25% 50% 85%
Figura 1.4. Caudales medios mensuales. Arrayán en La Montosa.
1.2.3 Crecidas
La crecida de un río puede ser descrita como un fenómeno hidrológico excep-
cional, de ocurrencia eventual, que se caracteriza por el aumento importante 
del caudal del río a causa de un período de lluvias intensas, o bien, al derreti-
miento extraordinario de nieves, debido a un aumento importante de la radia-
ción solar. El aumento del caudal del río solicitará especialmente a las obras 
hidráulicas ubicadas en contacto directo con sus aguas. En Chile hablamos 
habitualmente de «crecida», pero también se emplean otros términos como 
«riada». Algunos hidrólogos se refieren a crecidas cuando el caudal instantáneo 
máximo es igual o superior a entre 3 a 5 veces el módulo, y para otros son fenó-
28
Hidráulica aplicada al diseño de obras
menos de baja probabilidad de ocurrencia (1 a 5%). Se denomina crecida anual 
a la que presente el mayor caudal observado, que puede ser el mayor caudal 
medio diario o el mayor caudal instantáneo.
Figura 1.5. Curva de gastos clasificados. Río Cruces en Rucaco.
El conocimiento del caudal «peak» o máximo caudal durante la crecida del 
río que se considerará en el diseño de la obra, es de fundamental importancia 
en todo proyecto. Esta crecida, que en adelante se denominará «crecida de di-
seño», determina las dimensiones principales de la obra hidráulica. A modo de 
ejemplo, consideremos el caso de un puente; el máximo caudal fijará los niveles 
máximos de las aguas del río y, por lo tanto, nos define las cotas de la calzada 
superior (superestructura) y además se producirán simultáneamente las máxi-
mas velocidades de la corriente y, en consecuencia, las mayores socavaciones en 
los apoyos y estribos. de este modo, quedarán fijadas las características de las 
fundaciones del puente. Podríamos enumerar muchas obras hidráulicas cuyas 
particularidades quedan fuertemente determinadas por la crecida de diseño, 
como los «evacuadores de crecidas» de las presas, las obras de defensa fluviales 
de poblaciones o de carreteras, colectores de aguas lluvias, casas de máquinas 
de centrales hidroeléctricas o de plantas de bombeo, etc.
En el control fluviométrico de un río, ubicado en una cierta sección de su 
desarrollo, registramos continuamente crecidas, pero durante un período relati-
vamente limitado, digamos 30, 40 o 50 años. Es un lapso muy corto y sabemos, 
con seguridad, que estos valores del caudal no se repetirán en el futuro, espe-
cialmente durante la vida útil de la obra. En Hidrología se adopta un criterio 
probabílistico para caracterizar a una crecida, determinando el número de años 
1
10
100
1000
0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
C
au
da
l [
m
3 /s
]
% de Tiempo
Caudales Medios Diaros - 1969/70 a 1999/00
29
Temas generales del diseño hidráulico
durante el cual se supone podría ocurrir tal crecida. Es el llamado período de 
retorno TR. Así, se usa el término de «crecida milenaria» y se refiere claramente 
a establecer la mayor crecida que podría producirse en un período de 1000 años, 
o la crecida de 500 años o cualquier otro valor de tiempo TR. Para determinar la 
máxima crecida que puede esperarse en un determinado período, la Hidrología ha 
desarrollado métodos de análisis de frecuencia de crecidas que permiten extrapolar 
los valores observados a períodos de un mayor número de años.
Sin embargo, resulta difícil establecer la seguridad con que debe diseñarse 
una determinada obra hidráulica y, en general, no hay un consenso sobre esto. 
Sí hay criterios generales adoptados en proyectos anteriores y que pueden servir 
como valores referenciales. A modo de ejemplo: ¿Qué seguridad darían uste-
des al proyecto de un puente de una carretera principal? En la determinación 
del criterio de seguridad para fijar el caudal instantáneo máximo de la crecida 
de diseño, resulta importante analizar los posibles daños que ocasionaría la 
destrucción de la obra en cuestión debido a una crecida mayor. A modo de 
ejemplo, en junio de 1986 hubo crecidas muy grandes en el centro del país y 
varios puentes de la carretera 5 Sur quedaron fuera de uso por destrucción de 
los terraplenes de acceso. Estas fallas significaron para el país fuertes costos en 
el transporte de carga, e innumerables incomodidades para los pasajeros por 
el aumento de los tiempos de traslado. La sumatoria de todos los costos cons-
tituiría el costo de falla de la obra hidráulica a nivel de país. Es difícil evaluar 
el costo de falla de una obra hidráulica y más aún si hay pérdidas de vidas 
humanas (el costo de la vida humana no tiene precio). Técnicamente, desde el 
punto de vista puramente económico, y a nivel de país, puede establecerse que 
el período de retorno TR de la crecida de diseño de una obra hidráulica, debe 
corresponder a aquel valor que hace al costo incremental (aumento del costo de 
la obra cuando TR se aumenta en 1 año) igual al costo de la falla anual.
En la figura 1.6 se muestra el hidrograma de la gran crecida del río Maule 
en Colbún entre el 14 y el 19 de Junio de 1986 (108 hrs.), con un caudal pico 
de 5800 [m3/s] y un volumen total aportado de 840 millones de [m3], con un 
período de retorno estimado de 100 años.
Es importante precisar la probabilidad de que en un período de «n» años, 
ocurra una crecida igual o mayor a la del caudal QP de período de retorno de 
TR. La probabilidad de excedencia del caudal QP en un año es de:
RT
p 1= 
La probabilidad de que dicho gasto no sea excedido, es: q = 1- p y, por lo 
tanto, la probabilidad de que no sea excedido durante un período de «n» años, 
será:
n
R
n T
q 





−=
11 
30
Hidráulica aplicada al diseño de obras
La probabilidad de que elcaudal QP sea excedido, será entonces: 
n
R
n T
p 





−−=
111
A modo de ejemplo: El evacuador de crecidas de una presa se ha diseñado 
para el caudal de crecida QP de TR = 1000 años. ¿Cuál es la probabilidad de que 
este caudal sea excedido durante la vida útil de la obra supuesta de 100 años?
( )100100 001,011 −−=p = 0,095 ≈ 0,1
El resultado nos indica que hay un 10% de probabilidad de que se presente 
la crecida milenaria durante la vida útil de la presa estimada en 100 años.
0
1000
2000
3000
4000
5000
6000
13-Jun 14-Jun 15-Jun 16-Jun 17-Jun 18-Jun 19-Jun 20-Jun
Q
 [m
3/
s]
Figura 1.6. Hidrograma de la crecida de 1986 en Colbún.
1.3. Hidráulica de las corrientes aluviales
1.3.1. Nociones de morfología fluvial
El régimen hidrológico de los ríos está determinado por las características de 
la cuenca y de las precipitaciones (en forma de lluvia o nieve). Generalmente 
relacionamos el caudal de un río con las lluvias recientes; es decir, pensamos 
en la escorrentía directa de la cuenca como la realidad hidrológica más impor-
tante. Pero hay casos en que la fusión de las nieves explica el régimen del río, o 
las aguas subterráneas que explican la permanencia de un caudal base del río 
durante un período seco e inversamente la infiltración a través del cauce per-
meable explica los cambios entre los diversos tramos de un río.
31
Temas generales del diseño hidráulico
Se llaman ríos aluviales aquellos que escurren sobre materiales sedimenta-
rios, generalmente aportados por el propio río. El lecho de estos ríos tiene un 
cierto espesor de material granular (prácticamente sueltos) depositado durante 
cientos de años por la corriente fluvial. Es frecuente que los depósitos de los 
sedimentos cubran una superficie mucho mayor que la del cauce mismo for-
mando una llanura, parcial y ocasionalmente inundable, lo que provoca impor-
tantes cambios en el lecho. En cambio, los ríos con cauces labrados en terrenos 
rocosos o cohesivos suelen ser ríos encajonados y, en general, presentan una 
menor interacción con los asentamientos de las poblaciones de la zona.
Desde el punto de vista del régimen hidráulico, es muy importante la pen-
diente del río. En general, los ríos son torrenciales cuando la pendiente es ma-
yor del 1,5% aproximadamente. Desde el punto de vista geológico, puede ad-
mitirse que la característica en la cabecera de la cuenca es la erosión, mientras 
que el transporte de los materiales sólidos caracteriza el tramo medio del río y 
la depositación de los sedimentos caracteriza el tramo final.
La curva de gastos clasificados o de frecuencia de caudales, nos muestra la 
característica hidrológica fundamental para caracterizar un río, como también 
la forma de los hidrogramas de las crecidas que se relacionan con la forma de 
la cuenca y de su red de drenaje.
En la naturaleza es muy raro encontrar cauces rectos y regulares. Puede 
admitirse que existen dos morfologías típicas:
• Río con cauce trenzado
En general corresponde a un cauce muy ancho, compuesto por una multiplicidad 
de cauces menores entrelazados o trenzados que dejan islotes (sumergibles) entre 
sí, al unirse y separase estos brazos. Son cauces inestables o divagantes porque las 
crecidas los modifican considerablemente. La presencia de estos ríos se asocia con 
una gran capacidad de transporte de sólidos; o, dicho de otra manera, una corrien-
te cargada de sedimentos es propensa a formar un cauce trenzado. Es frecuente 
encontrar estos ríos en las áreas de piedemonte, donde abandonan sus cursos de 
montaña perdiendo pendiente y a la vez depositando sedimentos (figura 1.7). 
Figura 1.7: Río de cauce trenzado 
Fuente: Hidráulica Fluvial y Transporte de Sedimentos. 
Niño, Y. Universidad de Chile. 2006.
32
Hidráulica aplicada al diseño de obras
• Río de cauce sinuoso o meandriforme
El cauce es único, pero presenta curvas o meandros. En el laboratorio es posible 
mostrar que una corriente de agua y sedimentos, que circula en un cauce aluvial 
recto, origina meandros a partir de la más mínima imperfección de la alinea-
ción u otra causa externa accidental. La ondulación en planta va acompañada 
de asimetría en las secciones transversales, dado que la corriente se profundiza 
en la orilla cóncava o exterior de la curva.
Se denomina «thalweg» a la línea que une los puntos de mayor profundi-
dad de las distintas secciones transversales a lo largo del cauce. En la orilla interior 
de la curva se depositan materiales que emergen en forma de playa, mientras que 
la orilla exterior es más abrupta y profunda. Los meandros tienen una morfología 
dinámica en el sentido evolutivo. Esta evolución es compleja y resulta de la combi-
nación de dos procesos: un desplazamiento del meandro hacia aguas abajo y una 
profundización de las orillas en dirección perpendicular a la anterior.
El ritmo de evolución de los meandros depende de la resistencia a la erosión 
de las orillas. En el caso de ríos que discurren por llanos aluviales poco resis-
tentes, los meandros se mueven grandes distancias. Los meandros pueden ser 
tanto regulares como irregulares o deformados, debido a la heterogeneidad de 
la resistencia de las orillas. Pueden ser simples si solo presentan una longitud de 
onda dominante, o bien compuestos con más de una frecuencia dominante. El 
punto final de la evolución libre de un meandro es su estrangulamiento; es de-
cir, el encuentro en el cuello para formar un atajo y el abandono de los lóbulos 
que permanecen como lagunas (ver figura 1.8).
Figura 1.8 Cauce con meandros.
1.3.2. Relaciones empíricas de formas
Si se considera que un río es una corriente de agua que forma libremente su 
cauce en una llanura, ajustando su anchura, profundidad y su desarrollo en 
planta, surge la interrogante de como se desarrollará el río y la geometría que 
adoptaría el cauce. Este tema ha ocupado a muchos investigadores en geo-
morfología de ríos. Se cuenta con observaciones sencillas de las características 
geométricas de los ríos que sugieren relaciones empíricas entre ellas, sin embar-
go el porqué el río adopta tales formas aún no tiene una respuesta.
33
Temas generales del diseño hidráulico
La primera relación empírica de interés se refiere a establecer las condi-
ciones para que un río sea de cauce trenzado o meandriforme. Según el libro 
Ingeniería de Ríos, de Juan P. Martin Vide, se ha establecido que, aproxima-
damente, el valor del parámetro 44,0Qi× establece la separación entre ambos 
tipos de cauces. En efecto:
Si 0116,044,0 >×Qi el río tendría su cauce trenzado (en unidades métricas).
Si 0116,044,0 <×Qi el río adopta la forma meandriforme.
La frontera que separa ambos tipos de formas no es nítida; presenta una 
dispersión considerable. De hecho, algunos ríos son trenzados y sinuosos al 
mismo tiempo. Es frecuente que un río sea trenzado en su tramo superior y 
meandriforme aguas abajo, donde la pendiente es menor, aunque el caudal sea 
mayor.
En los ríos con meandros se aceptan ciertas relaciones empíricas, entre la 
longitud de la onda «λ », su amplitud « a », el caudal «Q » y la anchura del 
cauce «b » en la superficie libre, aun cuando existe mucha dispersión entre los 
datos de campo.
Se ha establecido que la longitud «λ » está comprendida entre 7 y 11 veces 
la anchura superficial «b » (el valor común es 10) y la amplitud del meandro es 
unas 3 veces el valor de «b». Esta relación tiene menos fundamentos debido a 
que el ancho varia durante la evolución del meandro, mientras que «λ » puede 
permanecer sin cambios (figura 1.8). Esta longitud «λ » sería proporcional al 
parámetro 3,0
5,0
b
Q
. 
Examinando las dimensiones de las secciones transversales de los ríos, se ha 
determinado que la anchura de la corriente es proporcional a la raíz cuadrada 
del caudal. Por otra parte, la velocidad media es mayor cuanto mayor es la pro-
fundidad, y como según Manning la velocidad es proporcional a « 3/2h » en un 
cauce ancho, se deduce que la profundidad crece más suavemente con el caudalque la anchura. Por lo tanto, la relación de forma de la sección «
h
b
» crecerá 
suavemente con el caudal. Un río más caudaloso tendrá un cauce más ancho y 
profundo que un río menos caudaloso, pero será más ancho en proporción a 
su profundidad.
Es así como el caudal «Q » determina el ancho «b » y la longitud de la 
onda «λ », de modo que existe una semejanza geométrica en planta en los ríos 
con meandros, no así entre las secciones transversales pues no guardan una se-
mejanza geométrica, sino que existe una distorsión entre la dimensión vertical 
y la horizontal.
34
Hidráulica aplicada al diseño de obras
También se ha establecido que la relación de forma «
h
b
» es mayor, cuanto 
menor es el contenido de material fino del cauce, y cauces con materiales gruesos 
originan cauces de mayor anchura. También la relación de forma «
h
b
» aumenta 
con el transporte sólido. También se observa que el aumento del transporte 
sólido disminuye la sinuosidad, o sea que el cauce tiende a ser más recto. Es así 
como con el aumento del gasto sólido o de su tamaño característico, la sección 
de escurrimiento puede hacerse muy ancha y poco profunda, y el cauce del río 
en planta tan poco curva, que el río pasa de ser meandriforme a cauce trenzado. 
Esto puede ocurrir con grandes aportes de sedimentos de las orillas del río.
1.3.3. Caudal dominante
Hasta ahora se ha indicado el caudal ""Q , pero surge de inmediato la pregun-
ta; ¿Qué caudal debe emplearse, siendo el caudal un parámetro esencialmente 
variable? Indudablemente el caudal es el que da lugar a la geometría del cauce; 
es decir, aceptamos que la geometría depende del caudal. Si la forma de la sec-
ción es permanente, se debe a que ciertos caudales, por su magnitud o frecuen-
cia, o ambas, prevalecen y la caracterizan. 
Imaginemos una llanura perfecta y que por ella se inicia el escurrimiento 
de un río; los caudales normales empezarían por abrir un cauce inicialmente 
pequeño que iría creciendo; es decir, aumentando las dimensiones de la sec-
ción. Los caudales altos desbordarían frecuentemente y la llanura aumentaría 
de espesor debido a la sedimentación. La subida de la llanura y el aumento de 
tamaño del cauce, poco a poco harían más infrecuente los desbordamientos. 
Este proceso tendería, asintóticamente, a una situación de equilibrio con un 
cauce principal que contendría las aguas la mayor parte del tiempo, excepto 
durante unas pocas crecidas (o avenidas) que excederían la capacidad de la 
sección del río.
La figura 1.9 ilustra el proceso formativo del río.
Figura 1.9 Proceso de formación de un cauce.
35
Temas generales del diseño hidráulico
El caudal que llega a rebasar el cauce resulta de especial importancia por-
que es el principal responsable de la forma y dimensiones de sección de escurri-
miento. Visto de otro ángulo, cuando el caudal desborda la sección, parte del 
mismo escurre por las llanuras adyacentes y el flujo no cambia esencialmente 
en el cauce principal.
El caudal de cauce lleno se conoce como «caudal formativo del río» y, 
según algunos autores, se daría dos veces al año como promedio o tendría un 
período de retorno de 4,1=RT años. Sin embargo, en una hidrología irregular, 
el caudal formativo tiene un período de retorno mayor o igual a cinco años.
1.3.4. Características de los cauces naturales
En la zona central del país, los ríos presentan características diversas según la 
ubicación geográfica del tramo de río que se considera. Es el caso de los ríos de 
cordillera (torrentes de montaña), de precordillera, de llanura (en la depresión 
central del país) y de los ríos de baja pendiente en su cercanía a la desemboca-
dura en el mar.
En las zonas cordilleranas los ríos se caracterizan por tener cauces angostos 
de gran pendiente, con escurrimientos de baja altura, gran velocidad y caudales 
pequeños. Los lechos están formados por grandes bloques y piedras grandes, 
que le confieren gran rugosidad. En general presentan un trazado poco sinuoso 
debido a la resistencia a la erosión de las riberas. Evidentemente, los caudales 
son bajos debido a cuencas reducidas. Los escurrimientos son torrenciales. En 
este tipo de cauces la capacidad de acarreo es superior a la cuantía del sedimen-
to que se mueve por el fondo, lo cual genera un déficit que se manifiesta en las 
grandes piedras y bloques que pavimentan el fondo. Este material permanece 
por períodos largos hasta que ocurra una crecida importante, capaz de movi-
lizar estos materiales. La estabilidad morfológica de los ríos cordilleranos está 
directamente relacionada con el aporte de las laderas. En los cauces de alta 
montaña, al no existir prácticamente erosión de las riberas, los cambios de for-
ma quedan supeditados a las modificaciones locales producidas por derrumbes 
o deslizamiento de las riberas, y fenómenos de erosión del fondo por caídas y 
por las altas velocidades del escurrimiento durante las crecidas. 
Aguas abajo, en las zonas precordilleranas los cauces tienden a ensanchar-
se, lo que unido a una disminución gradual de la pendiente produce la depo-
sitación de los sedimentos arrastrados. Es así como a menudo se observa la 
formación de conos de deyección, ya que los ríos forman sus cauces sobre los 
depósitos sedimentarios. Estas zonas de depositación constituyen los conos o 
abanicos fluviales, los que en las épocas de estiaje se presentan con cauces di-
vididos en múltiples brazos, configurando los denominados cauces trenzados o 
divagantes. Generalmente estos cauces presentan uno o más brazos principales 
36
Hidráulica aplicada al diseño de obras
en los que se concentra gran parte del caudal, quedando el resto de la sección 
ocupada por brazos secundarios y de inundación.
En los brazos principales, la fuente u origen de los sedimentos lo constituye la 
erosión de las riberas, por lo cual este tipo de río es morfológicamente más inestable. 
El poder de acarreo del escurrimiento se satisface parcialmente por el movimiento 
de los sedimentos más finos, y los más gruesos forman el lecho del río que solo se 
mueve con los caudales mayores o de las crecidas. Estos materiales más gruesos pro-
tegen los más finos que se encuentran bajo ellos formando una verdadera coraza, 
produciéndose una selección en la granulometría de los sedimentos del lecho.
A modo de ejemplo, en la figura 1.10 se muestra un tramo del Río Choapa 
(IV región), el cual corresponde a un tramo de gran pendiente y materiales 
gruesos, en tanto que en la figura 1.11 se muestra un tramo del alto Biobío que 
presenta un lecho rocoso bien formado, angosto y de gran profundidad.
Figura 1.10. Río Choapa. Cerca de Salamanca. Río de gran pendiente 
y materiales gruesos.
Figura 1.11. Río Biobío. Lecho rocoso, zona de angostura 
y gran profundidad. Zona del Alto Biobío.
37
Temas generales del diseño hidráulico
1.3.5. Fórmula racional
La fórmula racional, conocida también como fórmula de Darcy, originalmente 
se aplicó a los escurrimientos en presión; sin embargo, se ha comprobado desde 
mediados del siglo pasado, que la fórmula es perfectamente aplicable también 
a las corrientes abiertas. 
Esta fórmula establece para una tubería de sección circular, la siguiente 
relación para la pérdida friccional unitaria (pérdida por unidad de longitud):
g
v
D
fJ
2
1 2
××= (1)
Siendo: 
f = factor de fricción
v = velocidad media del escurrimiento
D = diámetro del conducto
En una corriente abierta, como se muestra en la figura 1.12, alcanzando el 
régimen uniforme (condición de equilibrio entre la componente del peso y la 
fuerza friccional producida por las paredes), se verifica:
Figura 1.12. Escurrimiento en un tramo de canal. 
LPsenLA ××=××× 0. τθγ
γ = peso específico del agua = 9800 [N/m3]
A = área mojada [m2]
P = perímetro mojado [m]
Rh = A/P (radio hidráulico) = Dh/4 (Dh es el diámetro hidráulico de la con-
ducción y equivale a 4 x Rh) 
0τ = tensión tangencial en la pared [N/m2]
=θ ángulo del fondo con respecto al plano horizontal
38
Hidráulica aplicadaal diseño de obras
De la relación anterior se obtiene:
θγτ senRh ××=0 (2)
Cuando se produce la condición de equilibrio, la pendiente de la línea de 
energía «J» es igual a la pendiente del canal, «senθ», por lo que se verifica:
g
v
D
fsen
h 2
1 2
××=θ (3)
f
Dseng
v h
××
=
θ2
 (4)
En sección circular el radio hidráulico es igual a D/4 y, por lo tanto, para 
utilizar la fórmula racional en una corriente abierta de sección cualquiera, debe 
utilizarse el denominado «diámetro hidráulico Dh», tal que:
hh RD ×= 4 (5)
Volviendo a la ecuación (4), la velocidad media del flujo puede expresarse 
como:
4
8 θsenD
f
gv h
×
×= (6)
Ahora bien, mediante la relación (2) se puede expresar la velocidad de corte 
« ∗v »:
JRgv h ××== ρ
τ 0
* (7)
El término «v*» se denomina velocidad de corte (shear velocity) y es un 
parámetro muy significativo en toda la hidrodinámica. Teniendo presente la 
relación (1), la ecuación (7) se puede escribir:
vfv ×=
8*
 (8)
1.3.6. Distribución de velocidades en el flujo turbulento
Recordando de la Hidráulica, junto a la pared de la canalización se produce 
una película muy fina del líquido que envuelve las asperezas de la pared, deno-
minada «subcapa laminar» de espesor «δ*». En esta capa, el movimiento del 
líquido es laminar. Si las asperezas son grandes, como ocurre en las corrientes 
39
Temas generales del diseño hidráulico
aluviales, esta capa se destruye y el flujo se denomina «plenamente rugoso». En 
cambio, con asperezas menores existe esta subcapa laminar y el flujo turbulento 
se denomina de «pared lisa».
Otro concepto de gran importancia es la «capa límite», que corresponde a 
toda la zona del flujo cuyas velocidades están afectadas por las paredes de la 
conducción. Normalmente, en un flujo desarrollado, como el que ocurre en un 
canal o cauce natural, la capa límite compromete a todo el escurrimiento. Este 
espesor se denomina usualmente por «δ». 
En un flujo turbulento de pared lisa, supuesto bidimensional, se distinguen 
tres zonas:
a) Subcapa laminar próxima a la pared, en la cual existen grandes esfuerzos 
viscosos y esfuerzos turbulentos despreciables.
b) Región externa con esfuerzos viscosos pequeños y grandes esfuerzos tur-
bulentos.
c) Región de transición entre ambas zonas, denominada normalmente zona 
turbulenta.
El espesor de la subcapa laminar es de aproximadamente: 
*
* 10 v
υδ ×≈ , 
siendo =υ viscosidad cinemática del líquido. Denominando «y» a la distancia 
desde el fondo al punto considerado, la repartición de velocidades es lineal y 
según Schlichting (1979), se verifica:
υ
yv
v
v ×
= *
*
 ( 
υ
yv ×* < 5 ) (9)
La zona turbulenta de transición tiene una repartición logarítmica de velo-
cidades llamada «ley de la pared» y dada por la relación: 
5,5)(log1 *
*
+×=
υκ
yv
v
v
n para 30 a 70 < υ
yv ×* e 
δ
y < 0,1 a 0,15 (10)
=κ constante de von Karman = 0,40
En la zona externa es válida la ley del «déficit de velocidad», dada por la 
relación: 
)(log1
*
max
δκ
y
v
vv
n×−=
−
 ; >
δ
y 0,1 a 0,15 (11)
Si la pared del fondo es rugosa, como ocurre con los fondos aluviales, hay 
un efecto importante de la pared en el escurrimiento. Muchos experimentos 
indican que para una capa límite turbulenta, la ley de la pared es:
21
*
*
)(log1 DDyv
v
v
n ++×= υκ
 ; <
δ
y 0,1 a 0,15 (12)
10
40
Hidráulica aplicada al diseño de obras
El término D1 = 5,5 y el término D2 = 0 en pared lisa. En la pared rugosa, 
según Schlichting (1979), el término D2 vale:
)(log13 *2 υκ
vk
D Sn×−= ; =Sk rugosidad equivalente. (13)
Reemplazando el valor de D1 y D2 en la ecuación de la velocidad se obtiene:
5,8)(log1
*
+×=
S
n k
y
v
v
κ
 (14)
En la capa límite turbulenta, la distribución de velocidad puede aproximar-
se a una ley potencial del tipo:
Ny
v
v 1
max
)(
δ
= (15)
En la pared lisa N = 7 y en un régimen uniforme en canal abierto: 
f
N 8×= κ (16)
1.3.7. Perfil de velocidad en un canal aluvial
En la mayoría de los esteros, arroyos y cauces naturales, el flujo es plenamente 
turbulento y el espesor de la capa límite se iguala a la profundidad del escu-
rrimiento. En un lecho de gravas, el perfil de velocidad completo y la tensión 
tangencial en el fondo están afectados por el tamaño del sedimento.
El tamaño representativo del sedimento « sd » y el espesor de la subcapa 
laminar « ∗δ » cumplen la siguiente relación:
10
*
*
Rds =
δ 
siendo 
υ
sdvR ** =
Si el tamaño de « sd » es pequeño comparado con el valor de «δ*», (R < 4 a 
5), el escurrimiento puede considerarse de pared lisa. Por el contrario, si R >75 
a 100, el flujo es plenamente rugoso (R*< 4 a 5... si R* > 75 a 100)
1.3.8. Aplicación
a) Un río muy ancho tiene un escurrimiento con una profundidad total de 
2,7 [m] y una pendiente media de 0,0006. Se pide determinar la velocidad de 
corte y la tensión tangencial de fondo.
Como el radio hidráulico en una sección muy ancha es igual a la profundi-
dad «h», la tensión tangencial de fondo resulta:
41
Temas generales del diseño hidráulico
Tensión de fondo: τo = 9800*2,70*0,0006 = 15,9 [Pa] 
Velocidad de corte: 
1000
9,15
* =v = 0,126 [m/s]
b) Considere un escurrimiento en un cauce natural de ancho basal de 60 
[m] y una pendiente longitudinal de 0,8/1000. Como parte de una experiencia 
de laboratorio, se ha medido la velocidad en dos puntos: a una altura y = 0,1 
[m] desde el fondo se midió una velocidad de 1,95 [m/s], y a una altura y = 
0,50 [m] se midió una velocidad de 2,60 [m/s]. Considerando flujo plenamente 
rugoso, se pide determinar el esfuerzo de corte, la altura de escurrimiento, la 
velocidad media del flujo y caudal por unidad de ancho.
En primer lugar, es necesario calcular la velocidad de corte (v*). La ecuación 
(14) se puede escribir:
*
* 5,8)log(log vkyvv snn ×+−= κ
Evaluando en dos puntos genéricos (1) y (2), se tiene:
*1
*
1 5,8)log(log vky
vv snn ×+−= κ
 y 
*2
*
2 5,8)log(log vky
vv snn ×+−= κ
Restando v1 – v2, se llega a:
)log(log 21*21 yy
vvv nn −=− κ
Despejando v*, se obtiene:
)log(log
)(
21
21
* yy
vvv
nn −
−×
=
κ
Evaluando en los puntos (1) y (2):
 
)5,0log1,0(log
)6,295,1(4,0
*
nn
xv
−
−
=
 
= 0,162 [m/s]
La tensión tangencial de fondo: 1000162,0 20 ×=τ = 26,2 [Pa]
Teniendo presente que θghsenv =* : h = 0008,08,9
162,0 2
×
= 3,35 [m]
Con la ecuación (14), para y = 0,10 [m] se debe verificar:
5,810,0log
4,0
1
16,0
95,1
+×=
s
n k
Calculando y despejando, se obtiene ks = 0,024 [m]
42
Hidráulica aplicada al diseño de obras
Según la fórmula de fricción para pared rugosa, se tiene:
)
7,3
log(21
s
h
k
D
f
×= ; (Dh = 4 * h)
)
024,0
35,347,3log(21 ×××=
f
f = 0,023
La velocidad media se calcula con la relación: 
v = v* =× f
8 0,162 * 18,65 = 3,02 [m/s]
El caudal por unidad de ancho es: q = 3,35 * 3,02 = 10,12 [m3/s/m]
1.3.9. La fórmula empírica de Manning
Un problema habitual en el diseño de una obra hidráulica relacionada directa-
mente con los niveles de un curso natural, es determinar los niveles de agua del 
río que pueden presentarse en la zona, para diferentes caudales. Para determi-
nar la pérdida de carga friccional de un tramo de río, en la práctica se prefiere 
utilizar la fórmula empírica de Manning. Esta fórmula tiene más de 100 años 
desde su proposición y existe una amplia experiencia sobre el coeficiente empí-
rico de rugosidad «n». La literatura técnica tiene múltiples antecedentes y hoy 
en día es de amplio uso en todo el mundo.
La fórmula de Manning fue deducida a partir de la relación de Chézy 
(1760), que establece:
JRCv h ××= (17)
«C» es un parámetro dimensional, que Chézy supuso constante. Las in-
vestigaciones hidráulicas posteriores, durante el siglo XIX, demostraron que 
el coeficiente «C» depende de las características geométricas y rugosas de las 
paredes de la canalización, y es así como surgieron innumerables relaciones que 
se utilizaron ampliamente en la Ingeniería Hidráulica.
Según F. M. Henderson (1969) se puede aceptar que la tensión tangencial