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UNIVERSIDAD NACIONAL MAYOR DE SAN MARCOS
FACULTAD DE CIENCIAS FISICAS
ESCUELA ACADÉMICO PROFESIONAL DE INGENIERÍA MECÁNICA DE FLUIDOS
Diseño hidráulico de la Bocatoma Huachipa
MONOGRAFÍA
Para optar el Título de Ingeniero Mecánico de Fluidos por la Modalidad de
Suficiencia Profesional (M3)
AUTOR
Bch. Alexander Klaus, Huamán León
LIMA – PERÚ 2010
A MIS PADRES:
FERMIN HUAMÁN Y AMANDA LEÓN EN GRATITUD
AL SACRIFICIO Y AMOR CON
QUE ME HAN EDUCADO.
A MI ESPOSA:
VERONICA SALDARRIAGA POR SU AMOR
Y PACIENCIA.
A MIS HERMANOS:
ROBERT Y MARIELA POR SU APOYO.
A DORA SANCHEZ:
POR SUS ATENCIONES DIA A DIA.
A MIS TIOS:
MAXIMO HUAMAN Y
MARIA TORRES POR
SU CARIÑO Y APOYO.
AGRADECIMIENTO:
AL ING. JOSÉ JUAREZ, ASESOR,
POR TODO EL APOYO EN LA
PRESENTE MONOGRAFIA.
AL ING. CARLOS VASCONCELLOS,
ENRIQUE MARQUINA Y
JUAN CHANDUVI
POR SUS CONSEJOS Y ENSEÑANZAS.
ANTECEDENTES
La elaboración de la Ingeniería básica ha sido elaborado por la empresa SISA
(servicios de Ingeniería S.A.) por encargo del Consorcio Huachipa, Camargo
Correa (Brasil) – OTV (Francia).
Estudios que han sido realizados y sirvieron de base para el presente proyecto.
• Estudio de Factibilidad de la Bocatoma y la Planta de tratamiento
Fue elaborado por el Consorcio Consultor EWI-ATA en junio de
1997. Dentro del Estudio de Factibilidad: Optimización de la cuenca del
Río Rímac, entre Moyopampa y la Atarjea y el Impacto Ambiental de su
desarrollo.
• Estudio de Factibilidad Ramal Norte
Elaborado por el Consorcio Consultor Greeley Hansen – Latin
Consult en 1998, ha servido de base para la elaboración del estudio de
factibilidad del Ramal Norte para las proyecciones de Población y
demanda.
El Banco Mundial brindo financiamiento a la empresa SEDAPAL y complemento
los préstamos de largo plazo concedidos por la Agencia de Cooperación
Internacional del Japón y la Corporación Andina de Fomento, así como la
generación de recursos propios.
Debido a la gran importancia de la obra y por solicitud de Sedapal se considero
necesario realizar un modelo para asegurar el buen funcionamiento hidráulico de
la estructura. Se contrato al Laboratorio Nacional de Hidráulica el cual construyo
un modelo a escala 1/40 con el diseño original de 3 compuertas en el aliviadero
móvil, se verificaron los niveles de agua en el río para los distintos caudales, se
estudiaron los elementos de protección aguas arriba y abajo.
RESUMEN
La bocatoma Huachipa, constituye la obra de cabecera del Proyecto y está
dimensionada para derivar un caudal de 12 m3/s del río Rímac y permitir el paso
de la avenida milenaria por la estructura sin ocasionar daños en la misma.
La arquitectura hidráulica de la bocatoma Huachipa presenta una disposición
general constituida por los siguientes componentes:
1. Bocal de captación, dimensionada para permitir la derivación de un
caudal de hasta 12 m3/s.
2. Barraje mixto constituido por una parte móvil y barraje fijo, cuyas
funciones son las siguientes: (a) mantener el río un nivel de agua que
permita la derivación del caudal de diseño hacia la captación, (b)
manejar los sedimentos para mantener libre la captación y evitar
obstrucciones, y finalmente, (c) posibilitar el paso de la avenida
milenaria del río Rímac, sin ocasionar daños a la estructura.
3. Presa no vertedora, para compatibilizar las condiciones de los cauces
de aguas arriba y aguas abajo
4. Dique de encauzamiento margen derecha, destinado a evitar que el
remanso producido por el embase, inunde los terrenos ubicados en el
lado derecho del río Rímac aguas arriba de la estructura.
5. Campamento de operación y mantenimiento.
Dentro de la primera etapa de construcción, se considera la ejecución de
la bocal de captación, de la porción del barraje que corresponde a la parte
móvil (canal desripiador, canal de limpia y aliviadero de compuertas), y
del dique de encauzamiento de la margen derecha.
INDICE
RESUMEN
Pag.
I. INTRODUCCION…………………………………………………............... 1
1.1 ubicación y accesos………………………………………………………..1
II. OBJETIVOS………………………………………………………………….3
III. FUNDAMENTO TEORICO
3.1 Geología y Geotecnia……………………………………………………..4
3.1.1 Estudios básicos…………………………………………………...4
3.1.1.1 Topografía……………………………………………….4
3.1.1.2 Estudio geología de superficie…………………………...4
3.1.1.2.1 Rasgos geomorfológicos……………………..4
3.1.1.2.2 Condiciones hidrogeológicas………………...5
3.1.1.2.3 Geodinámica externa………………………...5
3.1.1.3 Geotecnia………………………………………………...6
3.1.1.3.1 Antecedentes…………………………………6
3.1.1.3.2 Trabajos de Perforación Diamantina y
Calicatas………………………………………6
3.1.1.4 Análisis de cimentación……………………………….....9
3.1.1.5 Evaluación Química del suelo.…..………………………9
3.2 Hidrología………………………………………………………………..11
3.2.1 Cuenca del río Rímac…………………………………………….11
3.2.1.1 Descripción General……………………………………11
3.2.2 Características físicas y climáticas……………………………….14
3.2.2.1 Ecología………………………………………………...14
3.2.2.2 Climatología……………………………………………17
3.2.2.2.1 Pluviometría………………………………...18
3.2.2.2.2 Temperatura………………………………...19
3.2.2.2.3 Evaporación………………………………...20
3.2.3 Caudales………………………………………………………….20
3.2.3.1 Hidrometría……………………………………………..20
3.2.3.2 Régimen del río Rimac…………………………………20
3.2.3.3 Caudales Máximo en periodo de avenidas……………..24
3.2.3.4 Caudales Máximos del estiaje………………………….29
3.3 Hidráulica Fluvial………………………………………………………..25
3.3.1 Morfología fluvial………………………………………………..25
3.3.1.1 Caracterización morfológica…………………………...25
3.3.2 Perfiles hidráulicos……………………………………………….27
3.3.2.1 Metodología…………………………………………….27
3.3.3 Datos geométricos………………………………………………..29
3.3.3.1 Secciones Transversales ………………………….……29
3.3.3.2 Coeficiente de rugosidad……………………………….30
3.3.3.3 Coeficiente por contracción y expansión del flujo……..30
3.3.4 Datos del flujo……………………………………………………31
3.3.5 Resultados………………………………………………………..31
3.4 Transporte de Sedimentos………………………………………………..34
3.4.1 Generalidades…………………………………………………….34
3.4.2 Información hidrológica y sedimentológica……………………...35
3.4.2.1 Caudales………………………………………………….35
3.4.2.2 Sedimentos……………………………………………….36
3.4.3 Estimado del transporte de sedimentos en el sitio de la Bocatoma
Huachipa…………………………………………………………41
3.4.3.1 Evaluación morfológica del río Rímac en el tramo de la
bocatoma Huachipa ……………………………………41
3.4.3.2 Estabilidad del cauce en el tramo
evaluado del río Rímac ……………………………….44
3.4.3.3 Características de los materiales
de lecho del río Rímac………………………………..46
3.4.3.4 Estimado del transporte de sedimentos de fondo del río Rímac………………………………………………….47
3.4.3.4.1 Método de Meyer-Peter y Müller …………...47
3.4.3.4.2 Método de Einstein ……………..…………...47
3.4.3.4.3 Estimado del transporte en suspensión
y total de sedimentos del río Rímac…………48
3.4.4 Socavación general del tramo del cauce evaluado sin proyecto…48
3.4.4.1 Metodología aplicada …………………………………..48
3.4.4.2 Resultados de cálculo …………………………………..51
3.4.4.3 Profundidad adoptada de la socavación
general del cauce………………………………………..51
3.4.5 Evaluación de la capacidad de evacuación de sedimentos de fondo
por el aliviadero de compuertas de la presa derivadora………….54
3.4.5.1 Conceptualización y metodología aplicada……………..54
3.4.5.2 Capacidad de evacuación de los sedimentos de fondo por
el aliviadero de compuertas……………………………..57
3.4.6 Socavación del cauce aguas abajo de la poza disipadora de la presa
derivadora………………………………………………………..62
3.4.6.1 Metodología aplicada ………………………………..62
3.4.6.1.1 Método de Breusers ………………………..63
3.4.6.1.2 Metodo de Diezt… .………………………..63
3.4.7 Conclusiones……………………………………………………..63
3.5 Hidráulica de Captación…………………………………………………67
3.5.1 y 3.5.2 Altura de Vertederos…………………………………….67
3.5.3 Velocidad promedio en Canal de Limpia………………………...67
3.5.4 Diámetro de sedimento transportado por el Canal de Limpia…....67
3.5.5 Diámetro de sedimento transportado por el Canal Desripiador….67
3.5.6 Dimensionamiento de Vertederos………………………………..67
3.5.7 Rejillas……………………………………………………………70
3.5.8 Transiciones……………………………………………………...70
3.5.9 Sumergencia de tubería de conducción
a Planta de Tratamiento………………………………………….70
3.5.10 Orificios……………………………………………….………….71
3.5.11 Funcionamiento de Toma………………………………………...71
3.5.12 Ubicación y ángulo de eje de Captación con respecto
al eje del Cauce principal del río…………………………………71
3.5.13 Determinación del Nivel de operación en el embalse
(NAMO)………………………………………………………….71
3.6 Aliviaderos……………………………………………………………….72
3.6.1 Perfil longitudinal Hidráulico del río…………………………….72
3.6.2 Ubicación del Eje del Aliviadero………………………………...72
3.6.3 Determinación del ancho estable del cauce del río………………72
3.6.4 Determinación del Tamaño y numero de compuertas
del río…………………………………………………………….72
3.6.5 Nivel de agua máximo en el río para la avenida de diseño………73
3.6.6 Cota superior del puente de operación y presa no vertedora…….74
3.6.7 Poza de disipación de aliviadero de compuertas…………………74
3.6.8 Disipador de aliviadero fijo………………………………………75
3.6.9 Protección de enrocado de entrada y salida de aliviaderos………76
3.6.10 Dimensionamiento de Drenaje debajo de Poza…………………..76
3.6.11 Diámetro de sedimento de fondo transportado por los canales de
aproximación del aliviadero de compuertas de rio..……….…….77
3.7 Dimensionamiento de Drenaje Agrícola………………………………...78
IV. DISEÑO HIDRAULICO DE LA BOCATOMA HUACHIPA
4.1 Esquema General de Obras ……………………………………………..79
4.2 Captación ……………….……………………………………………….82
4.2.1 Captación funcionando 05 rejillas y 01 compuerta de
captación Perfil longitudinal Hidráulico del río………………….82
4.2.2 Captación funcionando 06 rejillas y 02 compuerta de
captación Perfil longitudinal Hidráulico del río………………….88
4.3 Aliviaderos..……………………………………………………………...90
4.3.1 Determinación del ancho estable del cauce del rio………………91
4.3.2 Dimensionamiento aguas arriba de aliviaderos.…………………92
4.3.2.1 Determinación de la cota superior del puente de operación
de los canales de Aproximación del Aliviadero de
compuertas y de presa no vertedora………….…..……..92
4.3.2.2 Protección de enrocado aguas arriba de aliviaderos ..…94
4.3.2.2.1 Aliviadero de compuertas……….….………...94
4.3.2.2.2 Aliviadero Fijo……………………………..…95
4.3.3 Dimensionamiento aguas abajo de aliviaderos…………………96
4.3.3.1 Aliviadero de compuertas………………………………96
4.3.3.1.1 Poza de Disipación…………………………96
4.3.3.1.2 Enrocado aguas abajo de poza de
disipación…………………………………..98
4.3.3.2 Aliviadero Fijo………………………………………….99
4.3.3.2.1 Disipador de dados de impacto en talud……99
4.3.3.2.2 Protección de enrocado aguas
abajo del aliviadero fijo.……………………100
4.3.4 Sifonamiento y subpresiones aliviaderos……………………...101
4.3.4.1 Aliviadero de compuertas……………………………..101
4.3.4.2 Aliviadero Fijo………………………………………..103
4.3.5 Caudal máximo por aliviadero de compuertas sin desborde
por aliviadero fijo.…………….……………………………103
4.4 Diámetros de sedimentos en suspensión transportados por el canal de
Limpia.………………………………………………………………..104
4.5 Cantidad de Sedimentos que ingresa a la Captación …………………..106
4.5.1 Por bifurcación …………………….…………………………..106
4.5.2 Altura de vertedero de captación sobre el fondo del río………..107
4.5.3 Efecto de curva del río………………….………………………107
4.5.4 Cantidad total de sedimentos que ingresa a la toma….………...108
4.6 Diámetros de sedimentos de fondo transportados por el rio…..……….108
4.7 Diámetros de sedimentos de fondo transportados por el canal de limpia y
desripiador……………………………………………………………..109
4.8 Diámetros de sedimentos de fondo transportados por los canales de
aproximación del aliviadero de compuertas………………….....…...111
4.9 Dimensionamiento Drenaje Agrícola……………………………….112
4.10 Dimensionamiento de Sistema de Drenaje debajo de Poza
de disipación…………………………………………………………..115
4.11 Perfil de Piso de Aliviadero de Compuertas…………………….…..118
4.12 Perfil Longitudinal de Dique Derecho aguas arriba de
Bocatoma………………………………………..…………………..119
4.13 Calculo de la altura del muro izquierdo del Canal de Limpia para
entrega de caudal de la Bocatoma ´´LA ATARJEA´´ por el
aliviadero Fijo………………………………………………….…….119
4.14 Desagüe y Limpieza de Captación ………………………………...120
4.14.1 Volumen de agua a nivel 417.25 y 415.60 msnm…….………121
4.14.2 Tiempo de desagüe de volumen V1 y V2……….……………121
4.14.3 Flujo en alcantarilla aguas abajo de compuerta………………122
4.14.4 Alcance del chorro de salida de alcantarilla….……….………123
4.14.5 Determinación de caudal de tubería de limpieza de sedimentos
de canaleta: (Øtuberia de PVC: 0.45m)……………………………..125
4.15 Nivel de agua en río para Q = 380m3/s …………………………129
4.16 Condiciones de funcionamiento Hidráulico aguas debajo de
compuertas de captación ………………………………………...130
4.17 Nivel de Operación en embalse para QCaptación = 5.0m3/s……….132
V. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES.........................................135
VI. BIBLIOGRAFIA
VII. ANEXOS
1
I. INTRODUCCION
El agua potable es indispensable para la vida del hombre, pero escasea en la
medida que la población aumenta y porque lamentablemente es desperdiciada.
LIMA no ha solucionado el problema del abastecimiento de agua para una parte
importante de su población.
Por tal motivo SEDAPAL empresa encargada del abastecimiento de agua para la
capital ha contratado al Consorcio Huachipa la ejecución de las obras del Proyecto
de Mejoramiento Sanitario de las Áreas Marginales de Lima – Lotes 1, 2 y 3, el
cual contempla la construcción de la infraestructura requerida para el suministro
de agua potable de una población estimada en 2´ 400, 000 habitantes asentada en
los distritos de San Antonio de Jicamarca (Chosica), Lurigancho, San Juan de
Lurigancho, Comas, Los Olivos y Puente Piedra y parte de los distritos de
Independencia, Carabayllo, San Martín de Porras, Ventanilla y el Callao.
El esquema del Proyecto incluye la construcción de una estructura de captación
sobre el río Rímac y su correspondiente estructura desarenador (Lote 1); una
planta de tratamiento emplazada en el terreno propiedad de SEDAPAL ubicado a
unos 750 m aguas abajo de la captación y sobre la margen derecha del río (Lote 2)
y finalmente, una línea de conducción llamada Ramal Norte y sus
correspondientes derivaciones y reservorios (Lote 3).
La avenida de diseño del río es de 580 m3/s. para calcular la cota de muros aguas
arriba del aliviadero y 470 m3/s para el cálculo de los disipadores de energía.
1.1 UBICACIÓN Y ACCESOS
La bocatoma Huachipa se ubica sobre el río Rímac en la cota 415 msnm,
a unos 2.0 km aguas arriba del cruce del puente Huachipa con la Av.
Cajamarquilla. Políticamente, el área donde se emplaza la captación, se
encuentra ubicada en el distrito de Lurigancho, provincia y departamento
de Lima.
El acceso a la margen derecha del emplazamiento de la bocatoma, donde
se ubica la estructura de derivación, se realiza desde la Av. Carapongo,
2
utilizando una trocha de condiciones carrozables que llega hasta el cauce
del río. El acceso a la margen izquierda, se realiza desde la carretera
Central utilizando una calle que termina en un parque construido sobre el
depósito de escombros ubicado inmediatamente aguas abajo del eje de la
bocatoma.
El eje de la bocatoma se encuentra entre las coordenadas N 8´ 671, 741.76
E 295, 214.34 y N 8 ´671, 713.96 E 295 128.75.
LIMA
O C
E A
N O
P A
C I F I C
O
BOLIVIA
CHILE
BRASIL
COLOMBIAECUADOR
TACNA
MOQUEGUA
AREQUIPA
PUNO
ICA AYACUCHO
APURIMAC
CUSCO
MADRE DE DIOS
HUANCAVELICA
JUNIN
LORETO
PASCO
UCAYALI
HUANUCOANCASH
LA LIBERTAD
SAN MARTIN
AMAZONAS
CAJAMARCALAMBAYEQUE
PIURA
TUMBES
PERU
3
II. OBJETIVOS
- Diseñar la Bocatoma Huachipa sobre el rio Rímac.
- Derivar por la Bocatoma Huachipa un caudal de 12m3/s del rio Rímac.
- Permitir el paso de la avenida milenaria sin ocasionar daños a la estructura
de captación.
4
III. FUNDAMENTO TEORICO
3.1 GEOLOGIA Y GEOTECNIA
3.1.1 Estudios básicos
3.1.1.1 Topografía
El levantamiento topográfico de la zona de estudio ha sido levantado a
nivel de detalle con curvas de nivel cada 1,00 m.
3.1.1.2 Estudio de Geología de Superficie
En el sitio de emplazamiento de la bocatoma el ancho del lecho del río es
de 210 m y está ocupado por los depósitos aluviales más recientes (Q-al1 y
Q-fl); los depósitos aluviales más antiguos (Q-al2 – Q-al3) se encuentran
conformando las terrazas de la margen derecha y margen izquierda
respectivamente. Este conjunto cuaternario forma parte del gran depósito
aluvial que se extiende tanto al sur como al norte yaciendo sobre los
grandes macizos rocosos intrusivos del Batolito de la Costa.
3.1.1.2.1 Rasgos Geomorfológicos
El lecho del río en esta área, tiene una pendiente hacia el oeste, con
una cota de 432 m.s.n.m., a 1,000 m aguas arriba del eje y de 397
m.s.n.m., a 1,000 m aguas abajo del mismo.
Se aprecian dos terrazas aluviales (Q-al3 y Q-al2) que indican los
pisos de los niveles más antiguos del valle; en la margen izquierda
falta la terraza (Q-al2) debido a fuerte erosión y cambios del flujo
del río como consecuencia de los diferentes movimientos
epirogenéticos producidos durante la etapa “cañón” y de sucesivos
períodos de rejuvenecimiento.
Debido a las sucesivas fases de levantamiento y erosión, durante un
lapso relativamente corto de tiempo geológico, se desarrollaron
varias terrazas que reflejan las pulsaciones asociadas a la etapa de
5
erosión “cañón” que representa el último episodio de erosión y que
continúa en el presente, aunque con menor intensidad.
3.1.1.2.2 Condiciones Hidrogeológicas
En el sector donde se emplazaran las obras de la bocatoma existen
depósitos de origen aluvial, los que aparte de muy ligeras
variaciones en cuanto al grado de compactación corresponden a un
marco casi homogéneo y típico con respecto a sus propiedades
hidrogeológicas, se ha verificado mediante perforaciones
diamantinas con recuperación de muestras y ensayos de
permeabilidad tipo Lefranc, los valores de permeabilidad están
entre 1.33 x 10 -2 y 5.69 x 10 -1 cm/seg, lo que corresponde a
valores esperados para un aluvial típico del río Rímac en el sector
del emplazamiento de la Bocatoma Huachipa, todo ello hasta
profundidades de 17 m por debajo del cauce.
3.1.1.2.3 Geodinámica Externa
En la superficie actual del área donde se emplazarán las obras de la
Bocatoma Huachipa no se han observado huellas de efectos
originados por eventos de geodinámica externa de gran magnitud
tales como inundaciones u otros tipos de eventos, sin embargo se
debe mencionar que las terrazas aluviales adyacentes y que
actualmente sirven como tierras de cultivo, normalmente están
recubiertas por una capa superficial de suelos conformados
predominantemente por limos y arcillas, los que pueden tener como
origen a los procesos de inundación ocurridos durante
extraordinarias crecidas del río Rímac, para tale eventos no se
cuenta con registro histórico.
6
3.1.1.3 GEOTECNIA
3.1.1.3.1 Antecedentes
Se han llevado a cabo inspecciones mediante la ejecución de
calicatas, perforaciones diamantinas, ensayos de Penetración
dinámica, ensayos de permeabilidad y ensayos de carga.
3.1.1.3.2 Trabajos de Perforación Diamantina y Calicatas
La exploración de campo se realizó mediante la excavación, a cielo
abierto, de 5 calicatas, para lo que se empleó una excavadora CAT-
450, alcanzándose profundidades de hasta 4.20 m,
aproximadamente, además se realizaron 3 perforaciones
diamantinas que alcanzaron profundidades de hasta 25 m.
a) Excavación de calicatas
Se han ejecutado 05 excavaciones de calicata a cielo abierto con
equipo mecanizado, alcanzando profundidades de hasta 4.20 m.
Las calicatas fueron muestreadas y registradas según la norma
ASTM D-2488.
Cuadro Nº 1: Resumen de Calicatas
Calicata Coordenadas UTM Cota Profundidad Profundidad
Nivel freático
Nº muestras
extraídas
Nº Norte Este msnm m m
CBH-01 8,671,764.61 295,218.85 416.00 4.10 2.85 (*) CBH-01A 8,671,768.00 295,216.00 416.00 4.20 2.90 2 CBH-02 8,671,793.65 295,202.17 416.00 3.20 2.50 4 CBH-03 8,671,600.40 295,284.86 416.00 3.00 1.20 2 CBH-04 8,671,561.08 295,305.11 419.50 3.00 N.A. 2
(*) No se muestreo esta calicata porque atravesó desmonte de construcciones y desperdicios.
b) Perforación Diamantina
Los sondeos fueron ejecutados siguiendo las normas establecidas en
la Norma ASTM D2113-99 “Practice for Diamond Core Drilling for
Site Investigation”, para perforaciones con sistema Wire Line y las
Normas de la D.C.D.M.A. “Diamond Core Drill Manufacture
Association”.
7
La profundidad promedio para cada sondaje fue de 25.00 m,
acumulando un total de 80.00 m perforados.
CUADRO Nº 2: PERFORACION DIAMANTINA
Taladro Coordenadas UTM Cota
Profundidad
alcanzada
Nivel
Freático
Revestimiento
Ensayos
Nº Norte Este (msnm) m (m) HW CONO PECK
LEFRANC
SDBH-01 8,671,715.92 295,214.54 413.50
20.00 0.60 17.00 3 6
SDBH-02 8,671,665.91 295,251.98 414.50
20.00 0.50 17.00 0 5
SDBH-03 8,671,586.43 295,292.39 416.00
15.00 1.10 14.00 0 5
SDBH-04 8,671,756.57 295,194.26 416.00
25.00 3.60 22.00 0 6
c) Ensayos de Penetración Estándar
Para definir las características de resistencia y compactación de los
suelos se realizaron ensayos de penetración estándar, por las
características granulométricas con alto contenido de gravas grandes
y bolones de los suelos atravesados, se efectuaron ensayos de
penetración con empleo de Cono Peck.
Ensayo de Penetración con Cono Peck
El ensayo de auscultación con cono dinámico consiste en la
introducción en forma continua de una punta cónica tipo Peck. El
equipo que se emplea para introducir la punta cónica en el suelo es el
mismo que el empleado en el Ensayo de Penetración Estándar (STP,
ASTM D 1586), en el que se reemplaza la cuchara estándar por un
cono de 6.35 cm (2.5") diámetro y 60° de ángulo en la punta. Este
cono se hinca en forma continua en el terreno.
8
El registro de esta auscultación se efectúa contando el número de
golpes para introducir la punta cónica cada 15 cm. El resultado se
presenta en forma gráfica indicando el número de golpes por cada 30
cm de penetración.
d) Ensayos de Permeabilidad Tipo Lefranc (a carga constante)
Este ensayo se realizó para medir el coeficiente de permeabilidad en
suelos permeables de tipo granular, con tramos de ensayo ubicados
por debajo del nivel freático.
Cuadro Nº 3: Resumen de Ensayos de Permeabilidad
Fecha Sondeo Profundidad
(m)
Nivel de
agua (m)
Q (cm3/seg) K
( cm/seg)
Carga
03/12/08
SDBH-01
2.00 0.40 670.83 5.69 E-01 constante
04/12/08 5.00 0.40 425.00 1.76 E-01 constante
04/12/08 8.00 0.40 1936.67 2.46 E-01 constante
05/12/08 11.00 0.40
709.52 4.08 E-01 constante
06/12/08 14.00 0.40
1047.22 3.10 E-01 constante
06/12/08 17.00 0.40
441.67 1.53 E-01 constante
09/12/08
SDBH-02
2.00 0.50 73.83 1.50 E-02 constante
09/12/08 5.00 0.50 189.50 1.26 E-01 constante
10/12/08 8.00 0.50 434.88 1.49 E-01 constante
10/12/08 11.00 0.50 632.62 4.20 E-01 constante
11/12/08 14.00 0.50 403.81 2.75 E-01 constante
11/12/08 17.00 0.50 285.83 1.79 E-01 constante
13/12/08
SDBH-03
2.00 1.10 679.17 1.92 E-01 constante
14/12/08 5.00 1.10 673.69 2.01 E-01 constante
14/12/08 8.00 1.10 534.05 1.02 E-01 constante
14/12/08 11.00 1.10 472.36 9.91 E-02 constante
15/12/08 14.00 1.10 669.09 2.04 E-01 constante
26/11/08 SDBH-04 3.50 - 3.70 3.50 523.61 1.33 E-02 constante
9
Fecha Sondeo Profundidad
(m)
Nivel de
agua (m)
Q (cm3/seg) K
( cm/seg)
Carga
27/11/08
SDBH-04
5.00 3.50 946.67 7.53 E-02 constante
27/11/08 8.00 – 8.40 3.50 1240.00 2.94 E-02 constante
28/11/08 11.00 3.50 845.45 6.40 E-02 constante
29/11/08 14.00 3.50 179.67 1.46 E-02 constante
30/11/08 17.00 3.50 199.67 1.49 E-02 constante
3.1.1.5 ANALISIS DE CIMENTACION
Se ha identificado como único tipo de material a los depósitos
cuaternarios (suelos fluvio – aluviales). Los suelos indicados (Q-al/Q-fl)
se localizan en el área del proyecto cubriendo totalmente el área hasta
profundidad que no se ha determinado pero que según informaciones
bibliográficas puede alcanzar o superar 100 m, estos suelos consisten de
grava arenosa con muy poco fino que proviene de la alteración y
desintegración de las rocas del batolito costanero y que han sido
transportadas por las aguas del río Rímac; éstos suelos tienen color gris a
claro y los finos no tienen plasticidad.
La unidad geotécnica descrita del sitio de la bocatoma caracteriza al techo
o parte superior de la secuencia estratigráfica de materiales de suelos
inconsolidados y se correlaciona con los suelos fluvioaluviales del área
del valle de Lima y según la clasificación SUCS corresponden a GP –
GM.
3.1.1.6 EVALUACION QUIMICA DEL SUELO
El suelo tiene un efecto agresivo a la cimentación, debido a la presencia
de sulfatos y cloruros principalmente, que actúan sobre el concreto y el
acero de refuerzo, causándole efectos nocivos y hasta destructivos sobre
las estructuras. En el siguiente cuadro se presentan los límites permisibles
recomendados por el Comité ACI 318-83 y los valores recopilados de la
10
literatura existente sobre las cantidades en partes por millón (p.p.m) de
sulfatos, cloruros y sales totales; así como el grado de alteración y las
observaciones del ataque a las armaduras y al concreto.
Cuadro Nº 4: Límites Permisibles
Presencia en el
suelo de:
p.p.m Grado de
agresividad
química
Consecuencia
Sulfatos
0 - 1000
1000 - 2000
2000 - 20000
> 20000
Leve
Moderado
Severo
Muy severo
Ocasiona un ataque químico al
concreto de la cimentación
Cloruros > 6000 Perjudicial Ocasiona problemas de corrosión de
armaduras o elementos metálicos
Sales solubles
totales
> 15000 Perjudicial Ocasiona Problemas de pérdida de
resistencia mecánica por problema
de lixiviación
En el área investigada los niveles de sales solubles y cloruros se
encuentran por debajo de los límites perjudiciales; sin embargo los
valores de sulfatos encontrados en muestras de las calicatas CBH-01 y
CBH-03, muestran valores de sulfatos que se encuentran en el rango de
1000 – 2000 ppm lo que significa un grado de alteración moderado, lo
que significa que se produciría un ataque químico moderado al concreto
de la cimentación.
Por lo antes expuesto, se considera que debe mejorarse la resistencia del
concreto a los sulfatos, para ello deberá producirse un concreto
impermeable y denso, elaborado con cemento resistente a sulfatos;
empleándose un cemento Pórtland Tipo II, o un cemento normal con el
agregado de una adición mineral, de comportamiento equivalente
debidamente verificado. La relación agua cemento no debe exceder de
0.50, y la resistencia a especificar no deberá ser inferior a 30 MPa.
11
3.2 HIDROLOGIA
3.2.1 Cuenca del río Rimac
3.2.1.1 Descripción general
La cuenca del Rímac se halla comprendida entre los paralelos
76º05' y 77º11' de Longitud Oeste y 11º28' y 12º15' de Latitud Sur.
Políticamente, se ubica en el departamento de Lima, ocupando las
provincias de Lima y Huarochirí. Limita por el Norte con la cuenca
del río Chillón, por el Sur con las cuencas de los ríos Mala y Lurín,
por el Este con la cuenca del Mantaro y por el Oeste con el Océano
Pacífico. El río Rímac tiene sus orígenes en los deshielos del
nevado Uco ubicado a 5,100 msnm, alimentándose con las
precipitaciones que caen en la parte alta de su cuenca colectora y con
los deshielos de los nevados que existen en la cuenca.
Hidrográficamente, la cuenca se encuentra ubicada en la parte central
de la vertiente occidental de los Andes, cuyas aguas, provenientes en su
mayor parte de los aportes pluviométricos desembocan en el Océano
Pacífico; tiene un área de drenaje de 3,312 km2. Tiene dos subcuencas
importantes: la de San Mateo con 1,276 km2 de superficie y la de
Santa Eulalia con 1,094 km2, respectivamente. La confluencia de
ambos ríos se produce cerca de la localidad de Chosica.
El curso principal de la cuenca tiene un recorrido total de 145 km y
una pendiente promedio de 3.62 %. De la superficie total de 3,312
km2, la cuenca húmeda se circunscribe a 2,237 km2, es decir, el
61.2 % del área total contribuye al escurrimiento superficial.
Los ríos San Mateo y Santa Eulalia, cuentan hasta su confluencia, con
una pendiente de 4.94 % y 6.33 % respectivamente; en el curso
inferior, desde la confluencia de los ríos Santa Eulalia y San Mateo, el
río Rímac cuenta con una pendiente de 1.7 %.
12
A partir de la confluencia de dichos ríos, el valle empieza a abrirse
y es en este tramo que el río ha formado su cono de
deyección sobre el cual se encuentra una importante zona
agrícola y la propia ciudad de Lima. El río Santa Eulalia recibe a
lo largo de su recorrido el aporte de numerosos ríos y quebradas,
siendo la más importantes: Pilligua, Yana y Potoga, por la margen
derecha y Sacsa, Pacococha y Cerpa por la margen derecha.
Las precipitaciones son casi nulas (10 mm/año) en la parte
baja (Lima) y se incrementan con la altura; a 2,400 msnm, la
precipitación total anual alcanza un valor de 260 mm, y a 4,350
msnm es del orden de los 800 mm. La zona húmeda de la
cuenca abarca el 61.2 % de la superficie, con aportes mayores a
200 m anuales. Las mayores precipitaciones se encuentran entre
diciembre a marzo, período en el cual se aporta el 70% de la
precipitación anual.
13
Figura N° 1 Cuenca del río Rímac
14
3.2.2 Características físicas y climáticas
3.2.2.1 Ecología
Desde el punto de vista potencial agropecuario, las formaciones
ecológicas que se advierten en la cuenca del río Rímac para los
distintos pisos ecológicos son: Desierto sub.-tropical, con un potencial
medio ambiental muy bueno, el matorral desértico sub.-tropical, con
potencial medio ambiental regular para la actividad agrícola; Estepa
espinosa Montano baja, con un potencial medio ambiental bueno para la
explotación agropecuaria; Páramo muy húmedo sub-alpino, con
potencial medio ambiental de regular a bueno y finalmente, la Tundra
Pluvial Alpina, con potencial medio ambiental muy pobre.
Las praderas identificadas dentro del área de puna, presentan
un estado de conservación de regular a degradado.
Anualmente, sobre todo en el periodo de lluvias o sea enero-marzo, es
común que se produzca deslizamientos de tierra y lodo,
comúnmente llamados huaycos, principalmente para el área de
la formación Estepa Espinosa Montano Bajo, ocasionando
interrupción de carreteras, ferrocarriles y telégrafos, dada la fuerte
pendiente, asociada a un irracional uso de las tierras, prácticas agrícolas
discordantes a la conservación del suelo y también, a la falta de todo tipo
de vegetación natural.
Existe una apreciable cantidad de áreas forestales diseminadas entre los
pisos Estepa Espinosa Montano Bajo y Estepa Montano, principalmente
en eucaliptos que influyen en la fisonomía de la cuenca del río Rímac.
15
En la cuenca del Río Rímac, se ha determinado la existencia de tres
pisos ecológicos, los que se ubican en la región latitudinal tropical:
Basal, Premontano y Montano.
Las zonas de vida identificadas en este entorno, de acuerdo al
Mapa Ecológico del Perú, distribuidas en los pisos ecológicos antes
mencionados, son las siguientes:
a) Desierto desecado – Subtropical (dd‐S)
Se extiende desde el litoral del Océano Pacífico hasta una altitud
de 600 msnm. En esta zona de vida, el clima es semicálido –
desecado, que se caracteriza por tener una biotemperatura media
anual entre 18 º C y 19.5 º C y un promedio de precipitación anual
entre 9.15 y 12.6 milímetros. La vegetación casi no existe; sin
embargo, se puede observar algunos halófitos tal como el “vidrio”
(Sesuvium portulacastrum).
La mayor parte de esta zona de vida carece de actividad
agropecuaria, debido a la escases de precipitaciones; sin
embargo, en los lugares que disponen de riego permanente se
ha desarrollado una agricultura amplia y diversa.
b) Desierto superárido – subtropical (ds‐S)
Se extiende a continuación del desierto desecado – subtropical (dd-
S), entre los 600 y 800 msnm. El clima de esta zona de
vida es semicálido – superárido, que se caracteriza por tener
una biotemperatura media anual entre 18.5 º C y 19.5 º C y un
promedio de precipitación pluvial anual variable entre 31 y 62
milímetros. Se observa algunos arbustos xerófilos, gramíneas
estacionales y árboles pequeños del genero Acacia.
16
Bajo condiciones naturales, no se realizan actividades
agropecuarias. En los lugares que disponen infraestructura de
riego se desarrolla un amplio cuadro de cultivos tropicales y
subtropicales.
c) Desierto perárido – Premontano Tropical (dp‐PT)
Se ubica en la franja siguiente del desierto superárido – subtropical
(ds-S), entre 800 y los 1,200 msnm. El clima es semicálido –
perárido que se caracteriza por tener una biotemperatura media
anual entre 19.5 º C y 20.5 º C y un promedio de precipitación
pluvial anual variable entre 63 y 140 mm. Un buen
indicador la presencia del “gigantón” (Neoraimondia
macrostibas), cactus prismático de porte gigante, que se ubica en
el nivel superior en su límite con el matorral desértico – premontano
Tropical (md-PT). La composición florística es más compleja que
los desiertos anteriores.
d) Matorral desértico – Premontano Tropical (md –PT)
Se le puede observar en la franja contigua al desierto perárido –
premontano Tropical (dp –PT), entre los 1200 y 1800 msnm.
El clima es semicálido – árido, que se caracteriza por tener una
biotemperatura media anual entre 20.5 º C y 21.5 º C y un
promedio de precipitación pluvial anual variable entre 140 y
200 milímetros. Se observa un manto de vegetación herbácea
compuesta por gramíneas y la presencia del Neoraimondia
macrostibas, cactus gigante prismático como indicador de esta
Zona de Vida.
17
El relieve de esta Zona de Vida es mayormente ondulado y
quebrado, con pequeñas áreas con pendientes suaves en el fondo
del valle de Santa Eulalia y del Rímac, donde se lleva a cabo una
agricultura de pequeña escala en los terrenos con disponibilidad de
riego; en cambio, en las áreas de laderas de cerros con
pendientes fuertes se pastorea ganado caprino.
e) Matorral desértico – Montano Bajo Tropical (md‐MBT)
Está ubicada en la franja adyacente al matorral desértico –
premontano tropical (md – PT), en la margen derecha del río Santa
Eulalia, entre los 1,800 y 3,000 msnm. El clima es templado cálido
– árido, que se caracteriza por tener una biotemperatura media
anual entre 15ºC y 17ºC y un promedio de precipitación pluvial
anual variable entre 175 y 200 milímetros. Es frecuente ver la
“achupalla” (Pitcarnia sp) y algunas especies del género Fourcroya.
Durante la época de lluvia, se desarrolla un manto de hierbas de
corto periodo vegetativo constituido generalmente por gramíneas
utilizadas para el pastoreo de ganado caprino. También es u
indicador el “huanarpo” de los géneros Cnidoscolus y Jatropha.
Las pocas tierras aptas para la agricultura, son utilizadas mediante
pequeños canales de riego. El resto del área son tierras eriazas
con vegetación efímera estacional utilizada para el pastoreo de
ganado caprino especialmente.
3.2.2.2 Climatología
En la cuenca del río Rímac se encuentra cuatro (04) tipos de
clima, según la clasificación de Thornwhite:
18
1. En la cuenca baja, se tiene un clima árido, con deficiencia de
lluvias, semicálido y húmedo, con un rango de temperatura
media anual de 19 ºC a 16 ºC; ésta, representa el 39% del
total del área de la cuenca.
2. En la cuenca media baja, se tiene un clima semi seco, con
invierno, otoño y primavera secos, templados y húmedos,
con un rango de temperatura media anual de 16 ºC a 13 ºC;
ésta, representa el 13% del total del área de la cuenca.
3. En la cuenca media alta, se tiene un clima semiseco, con
invierno, otoño y primavera secos, semifrio y húmedo, con un
rango de temperatura media anual de 13 ºC a 8 ºC; ésta,
representa el 15% del total del área de la cuenca.
4. En la cuenca alta, se tiene un clima lluvioso, con un rango de
temperatura media anual de 8 ºC a 2 º C; esta, representa el 33%
del total del área de la cuenca.
3.2.2.2.1 Pluviometría
La precipitación en la cuenca del río Rímac es registrada en
diferentes estaciones meteorológicas dispersas en toda su
extensión; algunas de las más importantes, se reportan en el
Cuadro N° 5.
La precipitación en la cuenca tiene relación creciente con la
altitud, variando de 0 mm como total anual en Lima y Callao,
aumentando a 49 mm/año en Santa Eulalia (1,080 msnm.); en
Matucana, se registra 265 mm/año y en Ticlio 675
mm/año. Otra referencia se tiene en Casapalca (4,191 msnm),
donde la lluvia anual promedio llega a 667 mm.
19
La precipitación está concentrada en cinco (05) meses del año,
de diciembre a abril; en los meses restantes, los valores son
bajos o nulos. Durante los meses lluviosos es frecuente la
ocurrencia de los deslizamientos de taludes en la Carretera
Central y en las quebradas de la cuenca.
Para un año seco, medio y húmedo la precipitación promedio
total anual es 382 mm, 497 mm y 571 mm, respectivamente. Se
ha determinado que la precipitación promedio de la cuenca,
evaluada a partir del mapa de isoyetas, es de orden de 100 mm,
se debe destacar el hecho significativo, que el 80% del
volumen pluviométrico se produce a partir de la cota de los
3,000 metros.
Cuadro N° 5
Estaciones pluviométricas – Cuenca del río Rímac
Dpto Prov Longitud Latitud Altitud Operador
Milloc Lima Huarochirí 11° 34’ 76°214’ 4,400 EDEGEL La Quisha Lima Huarochirí 11° 31’ 76° 23’ 4,650 SENAMHI Mina Calqui Lima Huarochirí 11° 35’ 76° 29’ 4,600 SENAMHI Pirhua Lima Huarochirí 11° 41’ 76° 19’ 4,750 SENAMHI Carampoma Lima Huarochirí 11° 39’ 76° 31’ 3,272 SENAMHI Marcapomacocha Lima Huarochirí 11° 25’ 76° 20’ 4,400 SENAMHI Casapalca Lima Huarochirí 11° 39’ 76° 14’ 4,143 CENTROMIN
Bellavista Lima Huarochirí 11° 42’ 76° 17’ 3,800 CENTROMIN
3.2.2.2.2 Temperatura
Este parámetro tiene significativa variación en la extensión de
la cuenca, así, en la vecindad del mar, la temperatura media
anual es de 19 ºC, variando a 18 ºC en Ñaña (566 msnm) y a 15
ºC en Matucana y finalmente, 5 ºC en Milloc (4400 msnm). La
variación estacional no es tan pronunciada como la variación
diaria.
20
3.2.2.2.3 Evaporación
La evaporación asume un papel importante en el balance
hídrico de la cuenca. Se observa que tiene una variación
creciente de acuerdo a la altitud; en Lima se tiene 516
mm/año, aumentando a 921 mm en Ñaña y en Matucana a 1,890
mm/año. En los límites superiores de la cuenca se registra 1,139
mm/año.
3.2.3 Caudales
3.2.3.1 Hidrometría
Existen numerosas estaciones de aforo instaladas en la cuenca del
río Rímac y operadas por diferentes instituciones como EDEGEL,
SEDAPAL,SENAMHI, CENTROMIN, entre otras.
La estación más representativa, es la denominada Chosica, cuya
sección de control se ubica aguas abajo del desagüe de la central
hidroeléctrica de Moyopampa y aguas arriba de la toma para la
hidroeléctrica de Huampaní. Esta estación es actualmente operada por
el SENAMHI, quien registra los caudales diarios mínimos, promedio
y máximos desde 1968.
3.2.3.2 Régimen del río Rímac
El río Rímac es de régimen irregular; sus mayores descargas, guardan
correspondencia con el periodo de lluvias que ocurre en la cuenca
húmeda.
21
Las descargas registradas en la estación de aforos de Chosica (1968-
2007), arrojan un caudal medio anual de 31.09 m3/s, equivalente a 980
millones de m3 de masa anual.
El caudal medio registrado en el periodo de avenidas (enero – abril)
es de 50 m3/s, mientras que en el periodo de estiaje (mayo-diciembre)
es de 21 m3/s.
Figura N° 2 Caudales medios mensuales – Río Rímac en Estación Chosica
Los registros de estiaje entre los meses de junio y noviembre, incluyen
el aporte de las aguas de trasvase de la cuenca del río Mantaro, al río
Santa Eulalia (Proyecto Marca I), que desde 1969 entrega un caudal
promedio de 4.1 m3/s.
3.2.3.3 Caudales máximos en período de avenidas
Se utiliza en el dimensionamiento de las estructura de la bocatoma
Huachipa.
22
Se ha procesado la información correspondiente a los registros de
caudales máximos reportados por el SENAMHI en la estación Chosica
en el período comprendido entre 1968 al 2007, cuya serie se presenta
en el Cuadro N° 6 y en la Figura Nº 3.
Cuadro N° 6
Serie histórica de caudales máximos del río Rímac – Estación Chosica
Año Qmax
(m3/s)
Año Qmax
(m3/s)
Año Qmax
(m3/s)
Año Qmax
(m3/s)
Año Qmax
(m3/s) 1920 95 1936 105 1952 175 1976 162 1992 33
1921 99 1937 175 1953 202 1977 151 1993 114
1922 97 1938 205 1954 380 1978 144 1994 134
1923 90.5 1939 254.5 1955 155 1979 85 1995 60
1924 SD 1940 385.4 1956 100 1980 216 1996 109
1925 187.1 1941 315.8 1957 99.8 1981 SD 1997 76
1926 137.6 1942 44.2 1958 175 1982 SD 1998 121
1927 183.5 1943 40.1 1959 77.4 1983 SD 1999 126
1928 139.8 1944 94.5 1968 81 1984 SD 2000 107
Año Qmax
(m3/s)
Año Qmax
(m3/s)
Año Qmax
(m3/s)
Año Qmax
(m3/s)
Año Qmax
(m3/s) 1929 320.1 1945 185 1969 158 1985 SD 2001 114
1930 97.6 1946 130 1970 139 1986 158 2002 81
1931 480 1947 130 1971 210 1987 168 2003 111
1932 225 1948 108 1972 115 1988 83 2004 77
1933 200 1949 98.5 1973 79 1989 58 2005 64
1934 250 1950 316 1974 144 1990 35 2006 80
1935 98.8 1951 164 1975 116 1991 67 2007 102
Una primera inspección visual del histograma de caudales
máximos presentado en la Figura Nº 3, muestra una clara variación
del comportamiento del río en los últimos 40 años, con respecto
los correspondientes a los 40 anteriores a 1968, que coincide con
la calidad de la información reportada por el SENAMHI.
23
Figura N° 3 Histograma de caudales máximos del río Rímac – Estación Chosica
El análisis de frecuencias realizados con varios tipos de distribuciones
probabilísticos, da como resultado los caudales mostrados en el
Cuadro N° 7.
Cuadro N° 7
Análisis de frecuencias del Qmáx – Río Rimac
Período de
retorno
(años)
Q max (m3/s) para diferentes distribuciones
Halphen
Tipo A
Gumbel
Gamma Pearson
Tipo 3
LogNormal
2P
1000 442 447 417 440 550
200 371 367 353 368 427
100 338 333 324 336 377
50 305 298 294 303 330
24
Los caudales máximos instantáneos, se obtienen mediante la
aplicación de la fórmula de Fuller, que considera un factor de
amplificación que depende del área de la cuenca (1+2.66/S0.3).
Para la cuenca del Rímac, el factor que resulta de la
aplicación de la fórmula mencionada, es de 1.23.
Los caudales máximos y máximos instantáneos
determinados para diferentes períodos de retorno se presentan
en el Cuadro N° 8.
Cuadro N° 8
Caudales de avenidas Río Rímac en Estación Chosica
Período de
Retorno (años)
Qmax
(m3/s)
Qmax�inst
(m3/s)
1,000 470 578
200 382 470
100 344 423
50 307 378
3.2.3.4 Caudales máximos del estiaje
Los caudales máximos que se presentarán en el estiaje, son de
interés para el dimensionamiento de las obras de desvío que se
ejecutarán durante el período constructivo.
Para tal efecto, se ha realizado el análisis de frecuencias de los caudales
máximos que se presentan durante el período de estiaje del río
mediante la aplicación de la metodología indicada en el acápite
anterior y con el soporte del programa HYFRAN.
25
Los valores obtenidos considerando como período de estiaje los
meses de abril - diciembre, mayo - diciembre y mayo - noviembre, para
tiempos de retornos de 2, 3 y 5 años, se muestran en el Cuadro Nº 5.
Cuadro N°
9
Cuadales máximos en estiaje (m3/s)
Período de
Retorno (años)
Abril-Diciembre Mayo-Diciembre Mayo-Noviembre
Qmax Qmax�inst Qmax Qmax�inst Qmax Qmax�inst
2 62 76 42 52 31 38
3 74 91 50 62 37 46
5 86 105 59 73 43 53
3.3 HIDRAULICA FLUVIAL
3.3.1 Morfología fluvial
3.3.1.1 Caracterización morfológica
La caracterización morfológica del río Rímac en el emplazamiento de la
bocatoma Huachipa, se realiza a partir del análisis de las imágenes
satelitales obtenidas del Google Earth, así como de los levantamientos
topográficos y visitas de inspección realizadas.
En la imagen satelital que se muestra en la Figura N° 4, se puede apreciar
que el eje de la bocatoma propuesto en el estudio definitivo se ubica en
una contracción del cauce que se ha producido como consecuencia del
arrojo de desmonte sobre el talud de la margen izquierda del río. El ancho
del cauce en el cierre es de unos 150 m, unos 30 m más que las secciones
sin contraer de aguas arriba y aguas abajo.
La imagen muestra también, la presencia de un cauce principal de unos 25-
30 m de ancho que se ubica en el centro del cauce existente y tiende a
dirigirse hacia la margen derecha en el lado de aguas abajo.
26
Figura N°4 Imagen satelital de la ubicación de la bocatoma
Los levantamientos topográficos realizados recientemente, demuestran que
la imagen satelital disponible es bastante antigua ya que la sección ha sido
donde se ubica en eje ha continuado estrechándose como producto de la
colocación de material de desmonte en ambas márgenes del río.
La sección actual ha reducido su ancho a 110 m y presenta un cauce
principal de 20 m de ancho que se ha recostado hacia la margen el lado
derecho del río, configurándose una situación hidráulicamente favorable
para la implantación de la captación por esa margen.
La margen derecha del río limita con una terraza baja localizada a no más
de 2 m de altura sobre el cauce principal, donde se han desarrollado
terrenos de cultivo; en la margen izquierda, el cauce limita con una terraza
alta situada a más de 5 m por encima del mismo, donde se sitúa una losa
deportiva y un parque que se ubican en el límite de una urbanización que
se extiende hasta la Carretera Central
Eje
27
La pendiente promedio del río, evaluada desde 1 km aguas arriba del eje
hasta 1 km aguas abajo, es de 0.015, lo que le confiere un carácter
semitorrentoso y con moderada capacidad de arrastre de sedimentos de
fondo y gran capacidad de transporte de material flotante (ramas y bolsas)
y en suspensión.
3.3.2 Perfiles hidráulicos
3.3.2.1 Metodología
Los perfiles hidráulicos del río Rímac son evaluados mediante la
aplicación del modelo numérico desarrollado por el Hydrologic
Engineering Center, US Army Corps of Engineers, denominado HEC-
RAS, el cual es aplicable a un flujo estacionario unidimensional,
gradualmente variado.
Las bases del procedimiento de cálculo corresponden a la solución de la
ecuación de energía. Las pérdidas de carga por energía entre secciones
transversales son evaluadas como pérdidas por fricción y pérdidas por
contracción y expansión.
A continuación se muestra la ecuación general de cálculo:
ehg
VZY
g
VZY +++=++
22
211
11
222
22
αα
Donde:
21,YY = Tirantes en las secciones transversales (m).
21,ZZ = Altura del fondo relativo al plano de referencia (m s.n.m.).
21,VV = Velocidades medias para el total de las respectivas áreas
hidráulicas (m/s).
28
21,αα = Coeficientes de distribución de velocidades.
g = Aceleración de la gravedad (9.81 m/s²).
eh = Pérdida de carga (m).
La ecuación general para la determinación de las pérdidas de carga es:
−+=
g
Va
g
VaCLSh fe 22
211
222
Donde:
L = Longitud del tramo en cálculo (m).
fS = Gradiente de energía representativa entre dos secciones.
C = Coeficiente de pérdida por contracción o expansión.
La obtención de los resultados resulta de la aplicación de la ecuación
mediante un proceso iterativo, suponiendo flujo normal como condición
inicial.
El caudal es calculado para cada sección mediante la siguiente forma de
la ecuación de Manning:
∑=
=p
i
fiTotal SKQ1
2/1
3/21ii
i
i RAn
K
=
Donde: TotalQ = Caudal total en una sección (m3/s).
iK = Caudal en la subsección i [i = 1.....p] (m3/s).
29
fS = Pendiente.
iA = Area en la subsección i [i = 1.....p] (m2).
iR = Radio hidráulico en la subsección i [i = 1.....p] (m).
in = Coeficiente de rugosidad de Maning en la subsección
Para el cálculo de caudales en una sección transversal, compuesta de
diferentes áreas parciales, se requiere que el caudal sea subdividido en
áreas por las cuales las velocidades son uniformemente distribuidas como
se aprecia en la figura inferior.
Bajo esta condición se subdivide el caudal a través de la sección
transversal del cauce del río en áreas, las cuales son definidas según los
coeficientes de rugosidad.
3.3.3 Datos geométricos
3.3.3.1 Secciones transversales
El archivo de datos geométricos se conforma introduciendo en el modelo
las secciones transversales del río Rímac levantadas en el mes de octubre
A1P1
A2P2
A3P3
n1
n2
n3
Margen Margen Cauce
30
del 2008, las cuales se desarrollan desde 1 km aguas arriba del eje de la
bocatoma hasta 1 km aguas abajo del mismo. El espaciamiento de las
secciones transversales levantadas es de 100 m
La ubicación de las secciones transversales ha sido determinada teniendo
en cuenta las características longitudinales del río en cada tramo, la
variabilidad del cauce transversalmente, presencia de obras de
interferencia, curso del río en curvas, formación de meandros, presencia de
ramificaciones, condiciones de perpendicularidad a la dirección del flujo.
3.3.3.2 Coeficiente de rugosidad
Para la determinación de los coeficientes de rugosidad se ha tomado en
cuenta las inspecciones de campo efectuadas, así como la experiencia y las
descripciones de diferentes libros considerando las características de la
superficie rugosa imperante, tipo de suelo, condiciones de vegetación,
irregularidades del cauce del río, alineamiento del talwed del río, zonas de
erosión y deposición, obstrucciones tamaño y forma del cauce, caudales en
épocas de avenidas y estiaje y niveles del pelo de agua observados y/o
registrados.
Un coeficiente de rugosidad de 0.040 se estima conveniente de adoptar
para el cauce principal.
3.3.3.3 Coeficientes por contracción y expansión del flujo
Los coeficientes para determinar las pérdidas por contracción y expansión
de flujo entre secciones se determinan en base a los levantamientos
topográficos y observaciones de campo, considerando el estrechamiento o
ensanchamiento del cauce.
Se ha estimado conveniente utilizar coeficientes de 0.5 y 0.8 para las
contracciones y expansiones del cauce, respectivamente.
31
3.3.4 Datos del flujo
Como datos de flujo se ha utilizado los caudales de avenidas de 470 y 580
m3/s, establecidos en el estudio hidrológico.
Se ha elegido la opción de flujo mixto; es decir, el propio programa será el
que determine el régimen de flujo. La sección de control de aguas arriba y
aguas abajo se determina mediante la aplicación de la fórmula de
Manning, considerando una pendiente de 0.015.
3.3.5 Resultados
El perfil hidráulico interesa para la determinación de la curva de remanso
generada por la implantación de la estructura, así como para la evaluación
del nivel aguas abajo de la bocatoma para el cálculo de la sumergencia del
resalto hidráulico. Para el primer escenario, se ha corrido el programa
HEC-RAS para el caudal máximo instantáneo correspondiente a la avenida
con período de retorno 1/1000 años, estimado en 580 m3/s.
El perfil hidráulico se presenta en la Figura N° 5:
-600 -500 -400 -300 -200 -100 0 100 200 300 400 500 600 700 800 900 1000
405
410
415
420
425
430
435
Main Channel Distance (m)
Ele
vation
(m
)
Legend
EG PF 2
WS PF 2
Ground
Rimac Rimac
Figura N° 5 Perfil hidráulico del río Rímac Q= 580 m3/s
32
Los datos de relevancia para el diseño, se presentan en el Cuadro Nº10.
.
Cuadro N° 10
Características hidráulicas en la sección de bocatoma
Para el segundo escenario, se ha corrido el HEC RAS para un caudal de
470 m3/s, que corresponde al caudal máximo para una avenida con período
de retorno 1/1000 años.
El perfil hidráulico se muestra en la Figura N° 6 ; mientras que los datos
de la sección ubicada inmediatamente aguas abajo de la estructura en el
Cuadro N° 11 y la Figura N° 7.
33
-800 -700 -600 -500 -400 -300 -200 -100 0 100 200 300 400 500 600 700 800
400
405
410
415
420
425
430
Main Channel Distance (m)
Ele
vatio
n (
m)
Legend
EG PF 3
WS PF 3
Ground
Rimac Rimac
Figura N° 6 Perfil hidráulico del río Rímac Q= 470 m3/s
Cuadro N° 11
Características hidráulicas de la sección aguas abajo de la bocatoma Q= 470 m3/s
34
-150 -100 -50 0 50 100412
414
416
418
420
422
424
426
Station (m)
Ele
va
tio
n (
m)
Legend
EG PF 3
WS PF 3
2.0 m/s
2.3 m/s
2.5 m/s
2.8 m/s
3.0 m/s
3.3 m/s
3.5 m/s
3.8 m/s
4.0 m/s
Ground
Ineff
Bank Sta
.04
Figura N° 7 Sección aguas abajo de la bocatoma Q= 470 m3/s
3.4 TRANSPORTE DE SEDIMENTOS
3.4.1 Generalidades
La bocatoma Huachipa y su presa derivadora se han diseñado para resistir
las fuerzas hidrodinámicas y del acarreo de sedimentos correspondiente al
tránsito del caudal de avenidas con periodo de retorno de de 1000 años, y
un caudal de captación de la bocatoma de 10 m3/s (5 m3/s en una primera
etapa). Para asegurar un diseño flexible, seguro, y de buen
funcionamiento bajo distintas condiciones de operación, es necesario
cuantificar el transporte de sedimentos que transita en el río Rímac por el
sitio de emplazamiento del proyecto, la sedimentación que produce aguas
arriba de la presa derivadora y la socavación que se produce aguas abajo
de la misma.
35
3.4.2 Información hidrológica y sedimentológica
3.4.2.1 Caudales
Según reporta el Informe de Hidrología “Bocatoma Huachipa – Estudio
Hidrológico (2008)”, el caudal medio anual registrado es de 31.09 m3/s
(980.45 MMC), el caudal medio registrado en el periodo de avenidas
(Enero-Abril) es de 50 m3/s (1576.8 MMC), y el caudal medio registrado
para el periodo (Mayo-Diciembre) es de 21 m3/s (662.25 MMC). Estos
valores fueron estimados a partir de los registros históricos de los caudales
diarios mínimo, promedio y máximo de la estación de aforos Chosica
(años 1968-2007), así como de los registros históricos de caudales
máximos promedios disponibles para el periodo 1921-1967.
Los caudales de estiajes entre los mes de Junio y Noviembre, considera el
caudal trasvasado (4.1 m3/s) de la cuenca Mantaro hacia la subcuenca de
Santa Eulalia (Proyecto Marca I), que se encuentra en operación desde el
año 1969. Los caudales máximos en periodo de avenidas, reportados en el
Informe de Hidrología, se consignan en el siguiente Cuadro 12
Cuadro 12 Caudales de máximas avenidas con distintos periodos de retorno
Caudales (m3/s) Periodo de retorno (años)
50 100 200 1000
Caudales máximos 307 382 444 470
Caudales máximos instantáneos
378 423 470 578
Fuente: Bocatoma Huachipa – Estudio Hidrológico (2008) La cuantificación del transporte de sedimentos, en el sitio de
emplazamiento de la bocatoma Huachipa y su presa derivadora, se realizó
aplicando el caudal máximo instantáneo correspondiente al periodo de
retorno de 1000 años. Para estimar la socavación general del lecho del
tramo evaluado del río Rímac, sin proyecto, se utilizó el caudal de avenida
de 578 m3/s, que corresponde al caudal máximo instantáneo para el
36
periodo de retorno de 1000 años, pero con su factor de corrección por las
características de las avenidas en el río Rímac.
En la estimación de la fosa de socavación a la salida de la poza disipadora
(aguas abajo de la presa derivadora), se utilizó el caudal máximo diario
correspondiente al periodo de retorno de 1000 años, de 470 m3/s. Este
valor del caudal, también fue aplicado para evaluar la capacidad de
evacuación de los sedimentos de fondo por el aliviadero de compuertas de
la presa derivadora.
3.4.2.2 Sedimentos
En general, la revisión de la información concurrente y disponible
confirma que la información sobre sedimentos en la cuenca del río Rímac
es escasa y limitada a los sólidos disueltos y en suspensión. El predominio
del transporte del material del lecho, deslizamientos y huaycos en la
cuenca del río Rímac, sugiere la necesidad de contar con información
sobre los sedimentos de arrastre de fondo, principalmente durante el
periodo de avenidas por la irregularidad del río Rímac.
En base a los datos de los aforos de caudales y las mediciones de sólidos
en suspensión, realizados por SEDAPAL durante el periodo de Enero 1994
a Junio 1997, se estimaron los promedios mensuales de sólidos en
suspensión como producto de las concentraciones por los caudales medios
mensuales del mismo periodo. En los Cuadros 13, 14 y 15 se muestran los
valores estimados de la carga mensual de sólidos en suspensión en la
Bocatoma de la Planta de Atarjea, en el Puente Huachipa y en el Puente
Ñaña, precisando que la Bocatoma Huachipa se localiza a 2.18 km aguas
arriba del Puente Huachipa y aguas abajo del Puente Ñaña. Ver Figura 9
del ítem 3.4.3.
37
Cuadro 13 Bocatoma de la Planta Atarjea – Carga de sedimentos en suspensión
(*) Datos de SEDAPAL
Cuadro 14 Puente Huachipa – Carga de sedimentos en suspensión
(*) Datos de SEDAPAL
38
Cuadro 15 Puente Ñaña – Carga de sedimentos en suspensión
(*) Datos de SEDAPAL
39
La carga media anual de los sedimentos en suspensión transportados por el
río Rímac a la altura de la Bocatoma La Atarjea es de 36,664 ton/año, en el
Puente Huachipa es de 32,454 ton/año, y en el Puente Ñaña de 24,441
ton/año. Si la distancia aproximada del río Rímac entre los puentes
Huachipa y Ñaña es aproximadamente 9.87 km, la carga media anual de
sedimentos en suspensión en el sitio de la Bocatoma Huachipa sería de
30,684 ton/año. Con relación a los sólidos disueltos, la carga media anual
de sólidos disueltos (carga de lavado) en la bocatoma Huachipa sería de
324,857 ton/año, es decir en el rango de 328,761 ton/año (Puente
Huachipa) y 311,087 ton/año (Puente Ñaña).
La carga total de sedimentos (sólidos disueltos y sedimentos en
suspensión) media anual en la bocatoma Huachipa, sin considerar la carga
de arrastre de fondo, es de 355,541 ton/año. La carga de sedimentos en
suspensión representa el 9.45% de la carga de sólidos disueltos. Por lo
tanto, la presencia de los sólidos disueltos en el flujo del río Rímac tendría
un mayor efecto en la operación de la bocatoma y la Planta de Tratamiento
de Agua Huachipa. En la Figura 2.1, se muestra del gráfico de transporte
de sedimentos en suspensión para el mes de Febrero (medidos en distintos
puntos de muestreo en el río Rímac durante el periodo Marzo 1996 – Junio
1997) reportado por INADE (1998) en el “Plan de Manejo y Estudios de
Factibilidad de la Cuenca del Río Rímac”. Este gráfico ha sido adaptado a
nuestro estudio específico, a fin de estimar el caudal de sedimentos en
suspensión (ton/mes) que pasa por la bocatoma Huachipa en el río Rímac,
obteniéndose el valor de 12,163 ton/mes (aproximadamente el 40% de la
carga media anual de sedimentos en suspensión).
40
Figura 8 Transporte de sedimentos en suspensión en río Rímac– Bocatoma
Huachipa, durante el mes Febrero (Periodo Marzo 1996 - Junio 1997)
El régimen altamente irregular del río Rímac, las características pulsantes
de las avenidas durante el periodo de lluvias, y el mecanismo
predominante del transporte de sedimentos (particularmente en el tramo de
la Bocatoma de Huachipa), sugieren que la formulación de una relación
entre los caudales líquidos y sólidos resultaría poco creíble. Los trabajos
de campo realizados en el tramo evaluado del río Rímac (inspección de
campo, excavación de calicatas, muestreo visual-manual, y análisis de
laboratorio de los materiales del lecho), permitió establecer las curvas
granulométricas globales del material del lecho (Anexo B.2 – Resultados
de laboratorio) y la curva granulométrica representativa del material del
lecho para fines del presente estudio (Anexo B.1).
La carga anual de los sólidos de arrastre de fondo y la carga total de
sedimentos correspondiente al periodo de retorno de 1000 años, fueron
cuantificados en el ítem 3.4.3, aplicando los métodos y fórmulas aplicables
a los ríos con lechos de materiales gruesos y pendiente pronunciada, como
es el caso del río Rímac.
41
3.4.3 Estimado del transporte de sedimentos en el sitio de la Bocatoma
Huachipa.
3.4.3.1 Evaluación morfológica del río Rímac en el tramo de la
bocatoma Huachipa.
La cuenca del río Rímac tiene una extensión de 3,312 km2, de la cual
2,237 km2 corresponde a la cuenca imbrífera o húmeda, es decir el 61.2%
del área total de la cuenca que aporta los recursos hídricos superficiales de
la cuenca. La cuenca húmeda tiene aportes mayores a 200 mm anuales,
ocurriendo las mayores precipitaciones durante los meses de Diciembre a
Marzo, que representan el 70% de la precipitación anual. La longitud total
del cauce principal del río es de 145 km y una pendiente promedio de
3.62%. En el tramo evaluado del río Rímac, donde se emplazará la
bocatoma de Huachipa, la pendiente promedio es de 1.8% y corresponde a
un río de montaña.
En la conceptualización de la cuenca del río Rímac como un sistema
productor de sedimentos, el tramo evaluado del río Rímac se encuentra en
la zona de transferencia (tramo de transporte con sedimentos gruesos). La
morfología y la cantidad de sedimentos que se transporta en la zona de
transferencia de sedimentos es resultado del proceso – respuesta de la
interacción del proceso geomorfológico, del ciclo hidrológico y de las
acciones antrópicas sobre la cuenca. De hecho, la morfología del tramo
evaluado del río Rímac es resultado de la producción de sedimentos de su
cuenca colectora; el transporte, erosión y sedimentación de los sólidos en
los cauces y áreas inundables de la red de drenaje de la cuenca del río
Rímac. Asimismo, depende de las características hidrológicas, geológicas,
geomorfológicas de la cuenca y su red de drenaje, de las características del
cauce y las propiedades de los sedimentos y los materiales del lecho. En
los años hidrológicos normales (sin presencia de los fenómenos El Niño y
La Niña), el tránsito de las avenidas por el tramo evaluado se produce
dentro del cauce actual. Sin embargo, en los años hidrológicos húmedos
ocurren avenidas con alta carga de sólidos, y con esporádicos desbordes en
42
sus márgenes. En el escenario de un año hidrológico extremo (presencia
del fenómeno El Niño grande y Mega-Niño), se producirían lluvias de
altas intensidades en zonas con altitudes por debajo de la cuenca húmeda
del río Rímac, activando el transporte de sólidos en las quebradas y
torrenteras tributarias, generando avenidas de flujos hiperconcentrados y
huaycos que descargan en el cauce del río Rímac (aguas arriba del tramo
evaluado). Este aporte de flujos hiperconcentrados combinado con la
pendiente pronunciada del río en el tramo evaluado (promedio de 1.8%),
produciría sobre el cauce (del tramo evaluado) una intensa erosión,
abrasión e impacto sobre el lecho y márgenes del río. En efecto, los
pobladores del lugar informaron que durante la ocurrencia de avenidas
grandes con la presencia del fenómeno El Niño, se producen ruidos
intensos como el golpeteo de martillo (colisión de piedras). Según se
observa en la Figura 9, la construcción de la bocatoma de Huachipa (en la
margen derecha) y la presa derivadora (en todo el ancho del cauce),
transformará el perfil longitudinal y la sección transversal del cauce actual
del tramo evaluado del río Rímac.
43
Figura 9 Tramo del río Rímac, donde se emplazará la bocatoma Huachipa (estribo derecho de la presa derivadora)
44
3.4.3.2 Estabilidad del cauce en el tramo evaluado del río Rímac
En el tramo evaluado del río Rímac, se estimaron los anchos mínimos de la
sección transversal estable del cauce del río Rímac correspondientes a los
caudales con distintos periodos de retorno. En el análisis de la estabilidad
del cauce se aplicaron dos métodos de Blench y Simons-Albertson basados
en la teoría del régimen, y el método de Altunin. Los métodos de la teoría
del régimen son empíricos y están basados en observaciones sobre el
comportamiento de canales de riego, que han estado en operación durante
un largo periodo de tiempo, y por lo tanto se consideran estables, siendo
sus fórmulas expresadas en forma explícita. El método de Altunin es
semiempírico, y fue desarrollado al observar y trabajar en cauces con
material granular grueso como gravas y bolonería, por que se adecúa más
al tramo evaluado del río Rímac. Contrariamente a los métodos de la teoría
del régimen, el método de Altunin no es explícito y requiere la solución de
tres ecuaciones fundamentales. De hecho, el método de Altunin es más
complejo, dado que considera mayor número de parámetros (hidráulicos,
geométricos, resistentes, etc.), así como el criterio geomorfológico de
localización del tramo del río dentro de su cuenca (zona montañosa, zona
de transferencia y zona de planicie).
Se han aplicado los métodos de Blench, simons y Alberston, Altunin cuyos
resultados se muestran en el cuadro 13.
a) Discusión de resultados
Los resultados obtenidos por la aplicación de los tres métodos para estimar
el ancho mínimo estable del cauce, en el tramo evaluado del río Rímac, se
presenta en el Cuadro 13. Los anchos mínimos estables fueron calculados
para caudales con distintos periodos de retorno. Los resultados obtenidos
por el método de Blench son sobrestimados, debido a que conceptualmente
están basados en la teoría del régimen (aplicables a materiales cohesivos y
arenosos) y a factores de fondo y orilla cuyos valores son definidos con
poca precisión, dificultando su aplicación a casos específicos.
45
De hecho, este método no considera expresamente la presencia de material
granular grueso en el lecho del río, como es el caso del tramo evaluado del
río Rímac. Como se muestra en la memoria de cálculo (Anexo C), los
anchos mínimos resultantes no cumplieron con la verificación de la
pendiente y variables de flujo. Sin embargo, la aplicación del método de
Simons y Albertson produjo resultados más creíbles, debido a que
considera la presencia de material granular grueso.
Cuadro 13 Ancho mínimo estable de la sección transversal del río Rímac
Método Ancho mínimo (m) para distintos periodos de retorno
Q100=382 m3/s Q200=444 m3/s Q1000=470 m3/s
Blench 123 m 133 m 136 m
Simona y Albertson 66 m 71 m 73 m
Altunin 72 m 77 m 80 m
Los resultados obtenidos por el método de Altunin son razonables, dado
que los aspectos conceptuales que sustentan el método son cercanos al
caso específico del tramo evaluado del río Rímac. De hecho, el método de
Altunin considera la ubicación del tramo evaluado dentro de la cuenca, que
en nuestro caso es la zona de transferencia. Asimismo, se comprobó la
congruencia de las variables de flujo. En el tramo evaluado del río Rímac,
el ancho del cauce varía de 90 m a 150 m en promedio, lo que satisface el
ancho mínimo estable del cauce de 80 m.
46
3.4.3.3. Características de los materiales de lecho del río Rímac
El lecho del tramo evaluado del río Rímac se caracteriza por el predominio
de materiales gruesos con granulometría extendida que varían desde
arenas, gravas, piedras, cantos rodados y bolonería. En el tramo evaluado
del río Rímac se excavaron dos calicatas con profundidades de 1.00 m y
0.60 m, las cuales interceptaron la superficie de la napa freática en las
indicadas profundidades. El análisis visual-manual del perfil del material
del lecho indica la presencia de un suelo gravoso con cantos rodados y
bolonería en una matriz de suelo arenoso (GW ó GP con arena). Las dos
muestras representativas del material del lecho del río fueron remitidas a
un laboratorio de mecánica de suelos acreditado, para el análisis
granulométrico global y la determinación del peso específico del material
que pasa la malla N° 4 (4.75 mm). En el Anexo A se adjunta los resultados
de laboratorio, y la construcción de la curva granulométrica representativa
del lecho del río a partir de las curvas granulométricas globales.
Asimismo, se incluye los cálculos para la determinación del diámetro
medio Dm=21.9 mm, y los diámetros D10 , D30 , D50 , D60 , D70 , D80 y D90
.
La cuantificación del transporte de sedimentos de fondo del río Rímac, en
tramo donde se emplazará la bocatoma de Huachipa, se realizó mediante
la aplicación del método de Meyer-Peter y Müller, y el método
probabilístico de Einstein, los cuales son los métodos reconocidos en la
práctica ingenieril, y los más utilizados en ríos de pendiente pronunciada y
materiales del lecho gruesos.
47
3.4.3.4 Estimado del transporte de sedimentos de fondo del río Rímac
La cuantificación del transporte de sedimentos de fondo del río Rímac, en
tramo donde se emplazará la bocatoma de Huachipa, se realizará mediante
la aplicación del método de Meyer-Peter y Müller, y el método
probabilístico de Einstein, los cuales son métodos reconocidos en la
práctica ingenieril, y los más utilizados en ríos de pendiente pronunciada y
materiales del lecho gruesos.
3.4.3.4.1 Método de Meyer-Peter y Müller
Se obtuvieron los siguientes resultados:
Para el caudal de 470 m3/s, correspondiente a 1000 años de periodo
de retorno, la carga unitaria en peso del arrastre de fondo (gB) es de
46.06 kgf/(s*m), y la carga en peso de sedimentos de fondo en toda
sección del río (GB) es de 5526.88 kgf/s. En término de volumen, la
carga unitaria del arrastre de fondo (qB) es de 0.017 m3/(s*m), y la
carga en toda la sección del río (QB) es de 2.7 m3/s. En el Anexo C
se presenta las memorias de cálculo. El resumen de los resultados
se presenta a continuación.
Tr=1000 años Q= 470 m3/s g B = 46.06 kgf/(s*m) GB = 5526.88 kgf/s
Tr=200 años Q= 444 m3/s gB = 43.53 kgf/(s*m) GB = 5223.91 kgf/s
Tr=100 años Q= 382 m3/s gB = 37.16 kgf/(s*m) GB = 4459.59 kgf/s
Tr=50 años Q= 307 m3/s gB =29.26 kgf/(s*m) GB = 3511.03 kgf/s
Q200 Q= 200 m3/s gB = 18.23 kgf/(s*m) GB = 2187.98 kgf/s
3.4.3.4.2 Método de Einstein
Se obtiene:
La carga unitaria en peso del arrastre de fondo (gB) es de 83.57
kgf/(s*m), y la carga en peso de sedimentos de fondo en toda
sección del río (GB) es de 11,877.5 kgf/s. En el Anexo C se
presenta las memorias de cálculo.
48
3.4.3.4.3 Estimado del transporte en suspensión y total de
sedimentos del río Rímac.
Para estimar la capacidad de transporte total de sedimentos en el
tramo evaluado del río Rímac, se aplicó el método de Einstein, el
cual estima previamente la carga de sedimentos en suspensión. De
acuerdo a este método, la carga unitaria de sedimentos de fondo en
peso, viene expresada por la siguiente fórmula:
( ) 21
335
21
* dgg sss
−=
γγγ
γφ
La carga unitaria de sedimentos en suspensión (en peso), tiene la
siguiente expresión:
( )21 IIPEgg sss +=
La capacidad de carga en toda la sección y unitaria de sedimentos
totales en peso, se determina mediante las siguientes relaciones:
sssst ggg +=
BgG stst =
La carga unitaria de sedimento total estimado con el método de
Einstein es de 444 kgf/(s x m), y el caudal sólido total en volumen
es de 16.75 m3/s. Por el método de Engelund Hansen la carga
unitaria es de 68.25 kgf/(s x m), que en caudal sólido en volumen
es 2.58 m3/s. En el Anexo C se presenta las memorias de cálculo.
3.4.4 Socavación general del tramo del cauce evaluado sin proyecto
3.4.4.1 Metodología aplicada
La metodología utilizada para estimar la socavación general del tramo
evaluado del río Rímac, dentro del cual se construirá la presa derivadora y
la bocatoma Huachipa, fue la siguiente:
49
a) La socavación general para las avenidas con distintos periodos de
retorno se calcularon aplicando el método de Lischtvan-Levediev para
suelos granulares. Este método se basa en determinar la condición de
equilibrio entre la velocidad media del flujo y la velocidad media del flujo
que se requiere para erosionar un material de diámetro y densidad
conocidos. Los datos utilizados para aplicar el método son: caudal máximo
de diseño (Qd), tirante del flujo (Yn) correspondiente al caudal de diseño en
las distintas secciones del cauce del tramo evaluado del río Rímac, y el
diámetro medio (dm) de la curva granulométrica representativa del material
del lecho. El diámetro medio se determinó con la siguiente expresión
dm=0.01Σdipi , donde pi es el porcentaje en peso del diámetro medio di
(mm) de una fracción en la curva granulométrica. Los resultados de la
inspección de campo, toma de muestras, análisis de laboratorio y análisis
granulométrico global de las muestras de los materiales del lecho del río
Rímac, determinaron un valor de dm = 21.9 mm.
b) Dado que el tramo evaluado del río Rímac es un cauce definido con
materiales del lecho no cohesivos, el tirante o la profundidad del flujo de
agua después de haberse producido la socavación general en el cauce, es:
x1
1
0.28m
5/3n
S)(dβ0.68
)(YαH
+
′=
siendo β el coeficiente que depende de la frecuencia con que se repite la
avenida evaluada, x es un exponente variable que está en función del peso
específico del material seco. En nuestro caso específico, para los periodos
de retorno de 1000 años, 200 años, 100 años y 50 años, las probabilidades
de ocurrencia del caudal de diseño fueron de 0.1%, 0.5%, 1% y 2%,
respectivamente; determinándose por tablas los correspondientes valores
de β =1.07, 1.02, 1.00 y 0.97, respectivamente. También por tablas, se
determinaron los valores de x y 1/(1+x). El parámetro α’ se determinó por
la siguiente fórmula:
50
5/3
me
d
HBµ
Q´=α
donde, Be es el ancho efectivo del río, Hm es el tirante medio del cauce
(área hidráulica efectiva entre el ancho Be), y µ es el coeficiente de
contracción. Se calcularon las profundidades de socavación general del
lecho en el tramo evaluado del río Rímac (1.5 km) para los caudales de
avenida de 1000 años, 200 años, 100 años y 50 años de periodo de retorno.
c) Se graficaron las profundidades de socavación general promedio y
sus correspondientes caudales para distintos periodos de retorno. Para
adoptar la profundidad de socavación general del cauce para fines de
diseño de ingeniería, se tomo en consideración las siguientes
consideraciones:
- En el río Rímac, como la mayor parte de los ríos de las cuencas de
la vertiente del Pacífico, predominan avenidas con picos de corta duración.
Esto demanda realizar un reajuste al método Lischtvan-Levediev, dado que
éste método fue concebido para avenidas de mayor duración. En
consecuencia, el caudal representativo que producirá socavación general
del cauce se estimó en 60% del caudal pico de la avenida de 1000 años de
periodo de retorno.
- La inspección de campo y los resultados de laboratorio, evidencian
la existencia de una granulometría extendida de los materiales del lecho,
con presencia de gravas, piedras y bolonería en buen porcentaje en peso
(ver curva granulométrica global en Anexo B.2 y fotos del Anexo F). Estos
hechos evidencian que existirá un efecto del acorazamiento del lecho
durante el proceso de la socavación general del lecho del río. Por
consiguiente, se adopta conservadoramente una reducción al 80% de la
profundidad de socavación general previamente calculada.
51
3.4.4.2 Resultados de cálculo
En la Figura 10 se muestran el perfil longitudinal del lecho río Rímac y los
perfiles de socavación general para las avenidas con distintos periodos de
retorno. Es necesario señalar que el eje de la presa derivadora y la
bocatoma Huachipa se localizará en la Progresiva 0+520. En la Figura 11
se graficaron las profundidades de socavación general promedio y sus
correspondientes caudales para distintos periodos de retorno. Como se
observa, las profundidades de socavación general promedio del lecho del
cauce del tramo del río Rímac evaluado, varía de 1.5 m a 2.02 m de
profundidad.
3.4.4.3 Profundidad adoptada de la socavación general del cauce
La profundidad de la socavación general del cauce adoptada para fines de
diseño de ingeniería, corresponderá a la avenida máxima instantánea con
periodo de retorno de 1000 años, pero con los reajustes del factor 0.6 al
caudal pico y de 0.8 por efecto del acorazamiento que se producirá durante
el proceso de la socavación general. Por lo tanto, la profundidad de
socavación general correspondiente al caudal de diseño reajustado
(0.6Q1000 =0.6*578=346.8 m3/s) es de 1.72 m. Este valor de la profundidad
de socavación general corregido por el efecto de acorazamiento del lecho
del río (1.72*0.8= 1.37 m), se reduce a 1.40 m, aproximadamente.
52
Figura 10 Perfil longitudinal lecho río Rímac y perfiles de socavación general para distintos TR (Prog. 0+520 – Eje Presa Deriv.)
400
405
410
415
420
425
430
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550 600 650 700 750 800 850 900 950 1000 1050 1100 1150 1200 1250 1300 1350 1400 1450 1500
Nivel del lecho del río
Socavación general TR=1000 años
Socavación general TR=200 años
Socavación general TR=100 años
Socavación general TR=50 años
Socavación General Q=200 m3/s
ALT
ITU
D(M
SNM
)
PROGRESIVA (M)
EJE PRESA DERIVADORA
DE BOCATOMA HUACHIPA
53
0
0.5
1
1.5
2
2.5
150 200 250 300 350 400 450 500 550 600
Pro
fun
did
ad
de
so
cav
aci
ón
(m
)
Caudales de avenidas (m3/s)
Figura 11 Profundidades de socavación general promedio vs caudales para distintos periodos de retorno
Para fines de diseño de la presa derivadora y la bocatoma Huachipa, se
recomienda adoptar el valor de 1.40 m para la socavación general del
lecho del cauce del río Rímac, por efecto de las avenidas de diseño. Como
se puede apreciar en la Figura 10, la profundidad de la socavación general
en el sitio de emplazamiento de las indicadas obras, se encuentra en un
rango de profundidades menores que las profundidades de socavación
estimadas en el tramo aguas arriba de las referidas obras. En el tramo
aguas abajo del eje de la presa derivadora, se presentan los mayores rangos
de profundidades de socavación del cauce del río Rímac.
54
3.4.5 Evaluación de la capacidad de evacuación de sedimentos de
fondo por el aliviadero de compuertas de la presa derivadora.
3.4.5.1 Conceptualización y metodología aplicada
Durante la vida útil de la operación de la presa derivadora y la bocatoma
Huachipa se producirá la transformación del cauce natural actual, tanto en
el tramo de aguas arriba como el tramo de aguas abajo del eje de la presa
derivadora. En el tramo de aguas arriba del eje de la presa derivadora, se
producirá una elevación del perfil longitudinal y transversal del lecho del
río por efecto de la obra de cierre y del transporte de los materiales del
lecho en el cauce del río Rímac. Según los diseños de ingeniería, la presa
derivadora tiene previsto un aliviadero de excedencias fijo de 80 m de
longitud y un aliviadero de compuertas (tres canales de descarga con sus
respectivas compuertas radiales y pozas disipadoras). El aliviadero de
compuertas tiene la función de evacuar los caudales de avenidas y los
sedimentos de fondo, a fin de preservar el perfil longitudinal del lecho y
parte de la sección transversal del cauce del río.
La metodología aplicada para evaluar la capacidad de evacuación de
sedimentos por el aliviadero de compuertas, consistió en lo siguiente:
a) Estimar las velocidades del flujo que produce la fracción del caudal
total que se descargan por el aliviadero de compuertas (caudal total menos
el caudal descargado por el aliviadero fijo). De acuerdo al diseño
hidráulico de la presa derivadora, el caudal descargado por el aliviadero de
compuertas es el 60% del caudal máximo de avenida (1000 años de
periodo de retorno), y el 54% del caudal máximo instantáneo para el
mismo periodo de retorno. En la presente evaluación, se adoptaron como
caudales descargados por el aliviadero de compuertas, los valores que se
muestran en el siguiente Cuadro 14.
b) Las velocidades del flujo en el cauce del río, entrada y canal del
aliviadero de compuertas, fueron estimadas en forma conservadora con el
software HEC-RAS versión 3.1.3. De hecho, las limitaciones del HEC-
55
RAS para modelar los campos de velocidades de un flujo bidimensional,
como se producen durante las descargas de las avenidas por el aliviadero
fijo y el aliviadero de compuertas, ha conllevado a adoptar
simplificaciones conceptuales orientados a estimar conservadoramente las
velocidades del flujo que se producen en los puntos de interés, a fin de
verificar la capacidad de evacuación de los sedimentos de fondo por el
aliviadero de compuertas. Los valores estimados de las velocidades del
flujo aplicando las simplificaciones conceptuales, son menores que los
valores que se obtendrían considerando el flujo bidimensional. Es decir,
las velocidades del flujo bidimensional en los puntos de interés, tendrían
mayor capacidad de arrastre.
c) Se calcularon las velocidades erosivas o de arrastre de los distintos
diámetros de partículas que conforman la granulometría representativa del
material del lecho del río Rímac. Para ello se aplicó la fórmula de
velocidad erosiva para sedimentos granulares, propuesta en la norma
técnica SP 32-102-95 de la Federación Rusa, que es válida para
sedimentos gruesos (hasta diámetros de 100 mm) y con granulometría
extendida, como los encontrados en el lecho del río Rímac. De hecho, en el
tramo del río Rímac evaluado, el diámetro D90 de la granulometría
representativa del material del lecho es de 80 mm. En la Figura 12 se
presenta las curvas de velocidades erosivas correspondientes a las
partículas de los sedimentos de fondo del lecho del río Rímac.
d) Para verificar la capacidad de arrastre de los sedimentos de fondo
de las velocidades del flujo en los puntos de interés (cauce de aguas arriba,
entrada y canal del aliviadero de compuertas), se confrontaron las
velocidades del flujo calculadas con el HEC-RAS con las correspondientes
velocidades erosivas de las partículas de los sedimentos de fondo. Las
velocidades del flujo calculadas en la estructura de salida con el HEC-RAS
( ) 41
15.1 dHgVe =
56
están subestimadas (por el lado de la seguridad) debido a la simplificación
en la modelación de la poza disipadora. En efecto, los desniveles de cota
existente entre el canal del aliviadero de compuertas y la poza disipadora
(5.36 m), y la rasante de salida de la poza disipadora (1.86 m), indican que
se producen mayores velocidades a las calculadas con el HEC-RAS. Al
respecto, los datos de los diseños hidráulicos indican que para el caudal de
283 m3/s, la velocidad de salida de la poza disipadora es por el orden de
2.85 m/s.
Cuadro 14 Caudales descargados por el aliviadero de compuertas
Caudales (m3/s) Periodo de retorno (años)
100 200 1000
Caudales máximos 206 229 282
Caudales máximos instantáneos
253 282 347
0.0
0.5
1.0
1.5
2.0
2.5
3.0
3.5
0.4 0.8 1.2 1.6 2 2.4 2.8 3.2 3.6
D10=0.11 mm D30=0.6 mm
D50=1.75 mm D60=4.5 mm
D70=24 mm D80=48 mm
D90=80 mm
Vel
ocid
ades
ero
siva
s (m
/s)
Tirante del flujo (m)
Figura 12 Velocidades erosivas de los diámetros característicos de la curva granulométrica de sedimentos de fondo del río Rímac
57
3.4.5.2 Capacidad de evacuación de los sedimentos de fondo por el
aliviadero de compuertas
Implementando la metodología expuesta, se procedió a calcular los tirantes
y las velocidades del flujo en el tramo evaluado del río Rímac, que incluye
el aliviadero de compuertas. En la Figura 13 se muestra la salida gráfica
del HEC-RAS, que indican los perfiles del flujo a la entrada y en el canal
del aliviadero de compuertas para las fracciones del caudal de avenidas
con distintos periodos de retorno. En el Cuadro 15, se presenta los
resultados de velocidades de flujo y tirantes, obtenidos con el HEC-RAS,
para el tramo del río Rímac entre las progresivas 0+400 y 0+640.
58
Figura 13 Perfil del flujo aguas arriba, entrada y canal del aliviadero de compuertas
0 200 400 600 800 1000 1200 1400 1600400
405
410
415
420
425
430
435
Rimac Plan: Rimac_Huachipa Verificación del arrastre de sólidos de fondo
Main Channel Distance (m)
Ele
vatio
n (
m)
Legend
EG TR=1000
EG TR=200
EG TR=100
EG TR=50
Crit TR=1000
Crit TR=200
Crit TR=100
EG Q200
WS TR=1000
WS TR=200
Crit TR=50
WS TR=100
WS TR=50
Crit Q200
WS Q200
Ground
Rimac Huachipa
59
TR=1000 TR=200 TR=100 TR=50 Q200 TR=1000 TR=200 TR=100 TR=50 Q200
45 860 2.76 2.59 2.53 2.44 2.12 1.51 1.4 1.35 1.3 1.15
46 880 2.77 2.59 2.52 2.22 2.4 1.24 1.14 1.09 1.04 0.81
47 900 2.67 2.53 2.45 2.38 2.1 0.9 0.79 0.75 0.7 0.55
48 920 2.64 2.47 2.39 2.3 2.01 1.53 1.44 1.4 1.35 1.22
49 940 5.36 4.66 4.32 3.96 2.74 1.18 1.16 1.15 1.14 1.11
49.2 946.03 7.75 7.22 6.95 6.69 5.77 0.86 0.79 0.75 0.72 0.6
49.3 956.14 5.32 4.97 4.79 4.61 4.01 2.87 2.5 2.34 2.16 1.62
51.01 982 5.32 4.97 4.79 4.61 4.01 2.87 2.5 2.34 2.16 1.62
53.1 1031.2 5.31 4.97 4.79 4.61 4.01 2.87 2.5 2.34 2.16 1.62
54 1040 2.98 2.77 2.68 2.59 2.27 1.12 1.01 0.95 0.9 0.72
55 1060 2.96 2.79 2.69 2.6 2.27 1.08 0.96 0.91 0.85 0.68
56 1080 2.96 2.77 2.69 2.6 2.26 1.39 1.27 1.21 1.16 0.99
57 1100 3.18 2.98 2.89 2.8 2.47 1.32 1.19 1.12 1.06 0.85
Velocidades del flujo (m/s)Progresiva
(m)Sección
Tirantes (m)
Cuadro 15 Tirantes y velocidades del flujo del tramo del río Rímac que contiene
el aliviadero de compuertas y bajo distintos escenarios de avenidas
Las velocidades erosivas de los diámetros característicos de la curva
granulométrica de los materiales del lecho del tramo evaluado del río Rímac,
fueron calculados para los tirantes del flujo y sus distintos escenarios de avenidas.
En las siguientes Figuras 14, 15 y 16, se muestran las comparaciones entre las
curvas de velocidades del flujo de avenidas, que se producen en el tramo evaluado
del río Rímac, y las curvas de las velocidades erosivas mínimas necesarias para el
transporte de las partículas de sedimentos de fondo. Como se observa en las
referidas figuras, las velocidades del flujo (Vf i) que se producen en el tramo
evaluado son mucho mayores que las velocidades erosivas mínimas (Ve i)
requeridas para el transporte de los distintos diámetros de los sedimentos de
fondo. Este diferencial de velocidad de transporte ∆Vi = Vf i-Ve i , se incrementa
sustancialmente en la sección del cauce aguas arriba de la presa derivadora Prog.
0+558 (Prog. 0+946.03), en la entrada del aliviadero de compuertas Prog. 0+556
(Prog. 0+956.14), en el canal del aliviadero de compuerta Prog. 0+550 (Prog.
0+982 – Eje de la presa derivadora), y en la estructura de salida Prog. 0+500
(Prog. 1+031.2). Asimismo, se observa en las indicadas figuras, que el diferencial
de velocidad de transporte es inversamente proporcional a los diámetros
característicos de la curva granulométrica representativa de los materiales del
lecho.
60
Por lo tanto, se puede aseverar que las velocidades del flujo producidas durante
las avenidas (en el sector del aliviadero de compuertas) pueden transportar con
suficiencia los sedimentos de fondo de diámetro D90=80 mm, e incluso podría
transportar sólidos del material de lecho con mayores diámetros al D90.
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
860 880 900 920 940 960 980 1000 1020 1040 1060 1080 1100
D10=0.11 mm D30=0.6 mm
D50=1.75 mm D60=4.5 mm
D70=24 mm D80=48 mm
D90=80 mm Velocidad del flujo
Ve
loci
da
de
s e
rosi
va
s (m
/s)
Progresivas (m)
Figura 14 Velocidades del flujo y las velocidades erosivas producidas en el sector del aliviadero de compuertas para la avenida de TR=1000 años
61
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
860 880 900 920 940 960 980 1000 1020 1040 1060 1080 1100
D10=0.11 mm D30=0.6 mm
D50=1.75 mm D60=4.5 mm
D70=24 mm D80=48 mm
D90=80 mm Velocidad del flujo
Ve
loci
da
de
s e
rosi
va
s (m
/s)
Progresivas (m)
Figura 15 Velocidades del flujo y las velocidades erosivas producidas en el sector del aliviadero de compuertas para la avenida de TR=200 años
0.0
1.0
2.0
3.0
4.0
5.0
6.0
7.0
8.0
860 880 900 920 940 960 980 1000 1020 1040 1060 1080 1100
D10=0.11 mm D30=0.6 mm
D50=1.75 mm D60=4.5 mm
D70=24 mm D80=48 mm
D90=80 mm Velocidad del flujo
Ve
loci
da
de
s e
rosi
va
s (m
/s)
Progresivas (m)
Figura 16 Velocidades del flujo y las velocidades erosivas producidas en el sector del aliviadero de compuertas para la avenida de TR=100 años
62
3.4.6 Socavación del cauce aguas abajo de la poza disipadora de la
presa derivadora.
3.4.6.1 Metodología aplicada
En el Ítem 3.4.4 se estimó la profundidad de la socavación general
producida por una avenida de 1000 años de periodo de retorno,
considerando los factores de corrección debido a las características
particulares de las avenidas que ocurren en el río Rimac, así como a los
efectos del acorazamiento del lecho durante el proceso de socavación
general.
El flujo de salida de la poza disipadora del aliviadero de compuertas
ingresará al cauce natural del río produciendo una socavación local, la cual
debe ser adicionada a la profundidad de socavación general (estimada en
1.40 m).
En la siguiente Figura 17, se muestra el esquema de definición de la
socavación local aguas debajo de la poza disipadora, cuya profundidad de
socavación se estimará mediante los métodos de Breusers y Diezt.
Figura 17 Esquema de definición para el cálculo de la socavación local aguas debajo de
la poza disipadora del aliviadero de compuertas
63
3.4.6.1.1 Método de Breusers
En base a los resultados de sus mediciones, Breusers propuso la siguiente ecuación para estimar la evolución temporal de la profundidad máxima de socavación:
38.0
00
max
=
t
t
d
Ds
Donde, t0 es el tiempo en horas necesario para que la profundidad máxima de socavación se iguale al tirante del flujo a la salida del fondo protegido d0. Breusers y Raudkivi (1991) obtienen la siguiente expresión en base a los resultados de 250 pruebas experimentales:
( ) 3.420
7.1
0 330 −−
−= cri
s VVdt αρ
ρρ
Donde, ρs es la densidad del material del lecho, ρ es la densidad del agua, α es el factor que depende de la distribución de velocidades y cuyo valor se estima mediante la siguiente tabla. V es la velocidad media del flujo en la salida de la poza, y Vcri es la velocidad media crítica calculada a partir de la velocidad cortante crítica.
Tabla 1 Valores de α
3.4.6.1.2 Método de Diezt
Propone la siguiente fórmula para estimar la profundidad máxima de socavación, donde todas las variables y parámetros son los mismos definidos por los anteriores métodos.
cri
cri
V
VV
d
Ds −= max
0
max
64
Se ha aplicado el método de Breusers y de Diezt cuyos resultados se
indican en el Anexo C.
La profundidad de la socavación estimada con el método de Breusers es de
1.41 m, mientras que el estimado con el método de Dietz es de 5.2 m.
Los resultados de los cálculos de la profundidad de socavación al final de
la poza disipadora del aliviadero de compuertas, indican profundidades en
el rango de 1.41 m a 5.2 m, siendo la profundidad promedio de 3.3 m. Por
lo tanto, el tramo del río inmediatamente del pie de la poza disipadora,
debe ser protegido con una capa de enrocado de protección.
3.4.7 Conclusiones
En base a los datos de muestreo y análisis de laboratorio de los sedimentos
disueltos y en suspensión de SEDAPAL, se estimó que la carga media
anual de sedimentos en suspensión en el sitio de la Bocatoma de Huachipa
sería de 30,684 ton/año, y la carga de sólidos disueltos (carga de lavado)
de 324,857 ton/año, resultando una carga total de sedimentos (sin
considerar la carga de arrastre de fondo) media anual de 355,541 ton/año,
el cual representa un volumen de sedimentos de 0.215 MMC/año. Dado
que la carga de sedimentos en suspensión representa el 9.45% de la carga
de sólidos disueltos, la presencia de los sólidos disueltos en el flujo de
agua del río Rímac, tendría el mayor efecto en la operación de la bocatoma
y la Planta de Tratamiento de Agua Huachipa.
De los tres métodos utilizado para estimar el ancho mínimo estable del
cauce del tramo evaluado del río Rímac, se adoptó el resultado (80 m) de
obtenido por el método de Altunin, dado que los aspectos conceptuales en
que sustentan el indicado método son cercanos al caso específico del tramo
evaluado del río Rímac. En el tramo evaluado del río Rímac, el ancho del
cauce varía de 90 m a 150 m en promedio, que satisface el ancho mínimo
estable calculado de 80 m.
65
La carga de sedimentos de fondo fueron calculados para las avenidas con
distintos períodos de retorno, obteniéndose los siguientes resultados:
Tr=1000 años Q= 470 m3/s g B = 46.06 kgf/(s*m) GB = 5526.88 kgf/s
Tr=200 años Q= 444 m3/s gB = 43.53 kgf/(s*m) GB = 5223.91 kgf/s
Tr=100 años Q= 382 m3/s gB = 37.16 kgf/(s*m) GB = 4459.59 kgf/s
Tr=50 años Q= 307 m3/s gB =29.26 kgf/(s*m) GB = 3511.03 kgf/s
Q200 Q= 200 m3/s gB = 18.23 kgf/(s*m) GB = 2187.98 kgf/s
La carga de sedimentos de fondo es el parámetro básico para el
dimensionamiento del aliviadero de compuertas de la presa derivadora de
la bocatoma Huachipa.
Para la avenida de diseño correpondiente a 1000 años de periodo de
retorno, la carga unitaria total de sedimentos se estima en 444 kgf/(s x m),
que en términos de caudal volumétrico de sólidos en todo el ancho del
cauce es de 16.75 m3/s. Estos estimados sugiere que la capacidad de carga
de sedimentos de fondo estaría por el 10% de la carga de sedimentos
totales. Al respecto, se recomienda realizar campañas de aforos de
caudales y sedimentos en el sitio de emplazamiento de la Bocatoma
Huachipa, a fin de verificar la validez de los estimados presentados.
La profundidad promedio de la socavación general del tramo del río Rímac
evaluado, por efecto de las avenidas de diseño, es de 1.40 m. Este valor se
ha estimado considerando el reajuste del método utilizado por efecto de la
corta duración de las avenidas en el río Rímac con respecto a las
características de las avenidas consideradas en el método aplicado.
Asimismo, se consideró el reajuste por efecto del acorazamiento del lecho
del río durante el proceso de la socavación general. En el tramo aguas
abajo del eje de la presa derivadora, la profundidad de la socavación
general será mayor a este valor promedio.
66
Las velocidades del flujo producidas durante las avenidas en los canales
del aliviadero de compuertas, pueden transportar con suficiencia los
sedimentos de fondo de diámetros menores o iguales a D90=80 mm,
asegurando la evacuación de los materiales de arrastre por el aliviadero de
compuertas.
La socavación al final de la poza disipadora del aliviadero de compuertas
tendría un valor promedio de 3.3 m de profundidad, en un rango de 1.4 m
y 5.2 m. Los diseños de ingeniería deben considerar el acorazamiento del
lecho con enrocado de protección, de tal manera que atenúe la socavación
del pie de la poza disipadora.
67
3.5 HIDRAULICA DE CAPTACION
3.5.1 y 3.5.2 Altura de Vertederos
3.5.1 Vertedero Nº1
Altura vertedero al inicio del canal de limpia para evitar en primera
instancia el ingreso de acarreo grueso del río: 1.0 m.
3.5.2 Vertedero Nº2
Altura del vertedero que empalma con el desripiador: 2.0 m sobre el piso
del canal de limpia. (Evita el ingreso del remanente de material grueso que
pasa por el vertedero indicada en ítem 3.5.1 y además permite la captación
de la menor cantidad de sedimentos en suspensión transportado por el río).
3.5.3. Velocidad promedio en Canal de Limpia
Velocidad promedio en el canal de limpia ≥ 1.50 m/s.
3.5.4 Diámetro de sedimento transportado por el Canal de Limpia
15.035.005.6 RdVC = (Masa y Flores)
d: (diámetro de transporte de fondo ≤) (m)
R: (Radio Hidráulico) (m)
Vc: Velocidad de transporte de un diámetro “d” (m/s)
NOTA: El diámetro del sedimento de fondo transportado por el canal de
limpia debe ser mayor o igual al diámetro de fondo transportado por el río
para un caudal determinado.
3.5.5 Diámetro de sedimento transportado por el desripiador
Igual al del canal de limpia (ítem 3.5.4).
3.5.6 Dimensionamiento de Vertederos
2/321 HKKCLQ φ=
68
DISPOCISION GENERAL DE LA BOCATOMA HUACHIPA
69
φ = 1.0 (inclinación del vertedero con respecto al flujo: α=90°)
φ = 0.94 (inclinación del vertedero con respecto al flujo: α = 45°)
C = 1.70 (cresta gruesa)
C = 1.85 (cresta delgada)
L = Longitud de cresta (m.)
1K : Coeficiente de corrección para H
dhd +
2K : Coeficiente de corrección para Hhd /
hhvH +=
70
3.5.7 Rejillas
)).(( vrt hKhr =
2)/(/45.045.1 gngnt aaaaK −−= …..(coeficiente de perdida en la rejilla)
na : Área neta de paso de agua por rejilla.
ga : Área bruta de rejilla.
Asumido: an/ag = 0.30
)2/( 2gvh nvr = ……..(carga de velocidad en rejilla)
Vn (velocidad por el área neta de rejillas) = 1.0 - 1.5 m/s
3.5.8 Transiciones
- Coeficiente de pérdida por convergencia o divergencia brusca: 0.50
- Coeficiente de pérdida gradual por convergencia: 0.1
- Coeficiente de pérdida gradual por divergencia: 0.2
- Longitud de transiciones: L ≥ αtg
BB
221 −
- α : Angulo de las paredes de la transición con el eje de la misma
α : 15° a 25° (flujo subcritico)
- 1B (Ancho al inicio de transición)
- 2B (Ancho al final de transición)
3.5.9 Sumergencia de tubería de conducción a Planta de
Tratamiento.
DvS 40.0=
S (Sumergencia sobre la parte superior del tubo) (m)
v (Velocidad de agua en tubería) (m/s)
D (Diámetro de tubería) (m)
71
3.5.10 Orificios
hgCAQ ∆= 2 (Sumergido)
C = 0.70 (sin contracción lateral)
C = 0.60 (con contracción lateral)
A = Área de orificio
∆ h = Diferencia de niveles de agua entre aguas arriba y abajo.
3.5.11 Funcionamiento de Toma
Se considera 02 situaciones:
- Situación 01: Captando 12.0 m3/s funcionando 05 rejillas de las 06 y 01
sola compuerta de captación.
- Situación 02: Captando 12.0 m3/s funcionando 06 rejillas y 02
compuertas de captación.
El vertedero indicado en “3.5.2” independiza el flujo de aguas arriba y
abajo en la captación de modo que cualquiera sea la condición de
funcionamiento de la captación, el nivel de operación en el embalse
(NAMO), es el mismo y el nivel de agua en el empalme con la conducción
a la planta de tratamiento depende si se tiene la situación 01 o 02.
3.5.12 Ubicación y ángulo de eje de Captación con respecto al eje del
Cauce principal del río.
La captación se localiza al inicio de la curva del río y perpendicular al eje
del cauce del río (para disminuir el ingreso de sedimento a la captación).
3.5.13 Determinación del Nivel de operación en el embalse (NAMO):
Es el que permite la captación del caudal de diseño de la captación (12.0
m3/s). El NAMO disminuirá si el caudal de captación es menor o se
mantendrá regulado por las compuertas de captación.
72
3.6 ALIVIADEROS
3.6.1 Perfil longitudinal Hidráulico del río
Se calculará con el HEC – RAS (Engineering Corps – U.S.A)
para los caudales de avenida de diseño de obras definitivas y de obras de
desvío que permita la construcción de la bocatoma, se ha considerado en
base a la granulometría del cauce del río un coeficiente de rugosidad de
Manning n = 0.040
3.6.2 Ubicación del Eje del Aliviadero
Se ubica aproximadamente a unos 70.0 m aguas arriba del indicado en el
anteproyecto y propuesta para evitar el banco de escombros de la margen
izquierda (cota fondo cauce del río ≅ 415.0 m.s.n.m)
3.6.3 Determinación del ancho estable del cauce del río
5/12/11 /80.0 iQB = (ALTUNIN: cauces pedregosos)
Q: Caudal promedio persistente del periodo de avenidas (m3/s).
i : Pendiente del fondo del río …i = 0.019
B2 = 4.83 Q1/2 (lechos arenosos) (Lacey)
B = 2
21 BB +(ancho de aliviadero de compuertas).
3.6.4 Determinación del Tamaño y número de compuertas del río
Se han previsto el mínimo de 03 compuertas de 5.80 m de ancho por
compuerta para evacuar la avenida de diseño conjuntamente con el
aliviadero fijo y que permita el pase de la palizada, de modo que
normalmente funciona primero la compuerta central para tener en flujo
simétrico en la poza de disipación e ir abriendo paulatinamente las otras 02
compuertas a medida que aumente el caudal en el río manteniendo el nivel
73
de operación en el embalse que permita la captación del caudal de diseño
siempre en cuando el grado de turbidez del agua sea el admisible. Para la
avenida del diseño, los 03 compuertas estarán completamente levantadas.
25.80 = 3 x 5.80 + 3.00 + 5.40
Compuerta Compuerta Ancho total
de río de limpia pilares
3.6.5 Nivel de agua máximo en el río para la avenida de diseño
Q = Q1 + Q2
Q1 (Caudal por aliviadero de compuerta)
Q2 (Caudal por aliviadero fijo)
Q (Caudal total)
2/3111 HCLQ =
70.1
40.1780.531
=
==
C
mxL 2/3
12/3
11 60.2940.1770.1 HHxQ ==
2/32
2/32
2/3222 1368070.1 HHxHCLQ ===
111 hvhH +=
222 hvhH +=
- Nivel máximo en aliviadero de compuertas : N1 = 414.66 + h1
- Nivel máximo en aliviaderos fijo:
N2 = Cota cresta Aliviadero fijo + 50.1
2H…………………. H2 = 1.5 dc
dc = tirante crítico
Cota Cresta Aliviadero fijo = 210.0 zNAMO =+
E1 (energía) = E2 (Energía)
221 66.414 zHH +=+
74
3.6.6 Cota superior de puente de operación Aσ y Cota superior presa
no vertedora de margen izquierda :Bσ
)()(50.01 librebordefpuentevigadeperalteNA ++= σσ
.)......)((025.00.2)( 3 piesendvlibrebordef +=
AfNB σσσ ≥+= 2 ……. )(cot2 cdfijobarrajecrestaaN +=σ
3.6.7 Poza de disipación de aliviadero de compuertas
h 414.66
hv
d1
d2
e
d3hv
1A
C
23
EG
L
H
z
1
D
AA
A
cota (c) + AHhvd +=+ 66.41411
1d (Tirante de agua al inicio del salto hidráulico)
1hv (Carga de velocidad)
)181(50.0 2112 −+= Fdd
111 / gdvF =
2d (Tirante conjugado del resalto hidráulico)
z∆ (Profundidad de poza)
3Nσ2Nσ
75
Condición: Si 50.41 ≤F 23 1.1 ddz ≥+∆
Si 50.41 ≥F 23 ddz ≥+∆
Longitud de poza (L): Se calcula en función de L/d2 y F1
(sin dados)
- Borde libre muros de poza: f = 0.1 (v1 + d2)
- Altura de muros de poza: H = d2 + f
3.6.8 Disipador de aliviadero fijo
- Tipo: Con dados de impacto en el talud
Por condición de funcionamiento del USBR :
smq /50.5max 3=
1.0
hb
S
S
S
S
S
S
Hb
hb=(0.8 a 0.9)dc
S=2hb (separación entre fila de dados)
w=1.5hb (ancho y separación entre dados)
wb=(1/3 a 2/3)w (ancho de dados pegado a
muros en filas alternadas)
Hb=3hb (altura de muros perpendiculares a la
rampa que contiene a los dados de impacto)
76
3.6.9 Protección de enrocado de entrada y salida de aliviaderos
- Socavación del cauce del río: 30
20 /3048.0 Fbqdf = (Blench)
qpiesb
spsQbQq >=
)(
)/(..../
3
(pie3/s x pie)
Fb0 � función del diámetro medio del lecho del cauce del río.
d: tirante del río (m)
z (profundidad de socavación localizada) = ddf −02 (m)
0df : (profundidad de agua con lecho socavado) (m)
- Longitud de protecciones de enrocado: zl 2≥
- Tamaño de enrocado
Tipo de enrocado
V(m/s) 100% 80% 50%
1 0.3≤ 50.0φ≤ 30.0φ≥ 20.0φ≥
2 50.4≤ 20.1φ≤ 75.0φ≥ 50.0φ≥
3.6.10 Dimensionamiento de Drenaje debajo de Poza
L2 = 35.0 L1
NAMO = 417.83msnm
e2 e1
F
E
H
e3
G
2
2
L
KhKiAQ
φ+=
77
L = 1L Q = qb
=K 10-3 a 10-4 m/s b (ancho total de alivadero)
1L
ENAMOi
σ−= b = 30.90 m
)90.30)(2
(EF
Aσσ −
=
=Fσ cota de fondo de losa al inicio de los canales de aproximación.
=Hσ cota de fondo de losa al inicio de la poza de disipación.
=Eσ cota de tubería colectora del sistema de drenaje de la poza.
=Gσ cota de fondo de losa al final de la poza de disipación.
24.3=
−=
φσENAMOh
- n = # Huecos de tubería x ml (φ 1 cm.) n x (0.78)d2 x v = q
q (caudal unitario de drenaje)
d = 0.01 m (diámetro perforación en tubería)
v = 0.05 m/s (velocidad recomendada por Poirée Maurice-Ollier Charles)
- Espesor de capa de concreto poroso
smscmK /10.0/10 ==
23 ..10.0 LeiKiAQ ==
)0.35
(HG
iσσ −
=
3.6.11 Diámetro de sedimento de fondo transportado por los canales
de aproximación del aliviadero de compuertas de río.
Igual a los indicados en pto. 3.5.4
78
3.7 DIMENSIONAMIENTO DE DRENAJE AGRICOLA
Se produce una sobreelevación de la napa freática por efecto del nivel
permanente del embalse (NAMO) que afecte los terrenos agrícolas
vecinos.
NAMO
DREN
>1.50
L
TERRENOAGRICOLA
CAPA IMPERMEABLE
P > 20.0m
(inferido)
hRC
q dren x m= 100084
22
2
xL
Kh
L
Kh
+
φ (l/s)
Flujo Flujo
Horizontal Radial
K (coeficiente de permeabilidad) = 10-3 a 10-4 m/s
φ = 3.24 � P φ > 20.0 m.
- Determinación de φ tubo funcionamiento a media capacidad:
)()25.0(39.02/1
3/22
n
SxDDql =
l : longitud de tubería n = 0.010 (tubos de PVC)
S = 1 %
n = # Huecos de tubería x ml (φ 1 cm.) n x (0.78)d2 x v = q
q (caudal unitario de drenaje)
d = 0.01 m (diámetro perforación en tubería)
v = 0.05 m/s
79
IV. DISEÑO HIDRAULICO DE LA BOCATOMA HUACHIPA
4.1 ESQUEMA GENERAL DE OBRAS
Modelo hidráulico desarrollado en el Laboratorio Nacional de Hidráulica.
VERTEDERO Nº1
BOCAL DE CAPTACION
CANALES DE APROXIMACION
POZA DE DISIPACION
BARRAJE FIJO
RIO RIMAC
80
Barraje móvil de entrada
Barraje móvil de salida
CANALES DE APROXIMACIÓN VERTEDERO Nº 1
PUENTE DE OPERACIÓN DEL ALIVIADERO DE COMPUERTAS
PERFIL DEL ALIVIADERO MOVIL.
81
CAPTACION
0Nσ1Nσ
2Nσ3Nσ
4Nσ5Nσ 6Nσ
7Nσ
82
4.2 CAPTACION
4.2.1 Captación funcionando 05 rejillas y 01 compuerta de captación
2/3... HLCQ =
Q = descarga (m3/s)
C = coeficiente de descarga variable (m1/2/s)
L = longitud efectiva de la cresta (m)
H= carga total sobre la cresta (m)
Vertedero N° 2
2/32/3 78.3742.2085.1 HHxQ ==
mHH 47.078.370.12 2/3 =⇒=
msnmN 72.41747.025.4171 =+=σ
msnmxN 41.41747.066.072.4172 =−=σ (descarga libre)
Tramo (0) ÷ (1):
2/32185.1 HKKLQ φ=
°== 45 94.0 θφ para
mL 65.6=
2/321
2/321 56.1165.694.085.1 HKKHKKxxQ ==
VERTEDERO Nº 2 (Cota cresta: 417.25msnm)
CANAL DESRIPIADOR 6VENTANAS DE CAPTACION (Cota umbral: 415.60msnm)
83
Para mHhd 58.125.41611.072.41711.0 =−+=⇒=
Para 0.163.158.1
25.41583.4171 =→=
−=
+K
H
dhd
525.007.058.1
11.02 =→== K
H
hd
./0.12/05.12)58.1(525.00.156.11 332/3 smsmxxxQ ≈== o.k.
msnmN 83.41711.072.4170 =+=∴σ (NAMO)
Cota de cresta de aliviadero fijo = NAMO + 0.10m = 417.93msnm.
∴Cota de Corona Aliviadero Fijo: ≈ 417.95 msnm
0Nσ
1Nσ
VERTEDERO Nº 1 (Cota cresta: 416.25msnm)
84
Tramo (2) ÷ (3):
hgACQ ∆= .2..
A = área de la abertura (m2)
h∆ = diferencia de niveles del agua antes y después de la abertura (m)
C = coeficiente de descarga para orificio sumergido
g= aceleración de la gravedad en m/s2
Nota: Se tienen 06 rejillas (se considera una en mantenimiento)
0.1260.1965.2520.160.0 1 =∆= hxxxQ
N° Rejillas funcionando : 05
Ancho de cada rejilla : 2.65 m
Altura de orificio : 1.20 m
Donde: mh 08.01 =∆
msnmN 33.41708.041.4173 =−=σ
VENTANAS DE CAPTACION (Cota umbral: 415.60msnm)
VERTEDERO Nº2 (Cota cresta: 417.25msnm)
85
Tramo (3) ÷ (4):
Considerando Vrejilla = 1.2 m/s y 70% de obstrucción de rejillas
mdxdxxx 51.23.065.2520.10.12 44 =⇒=
Perdida de carga por rejilla (hr): )2/.( 2 gvKhKhr ntvrt ==
tK = Coeficiente de perdida en la rejilla
vrh = carga de velocidad en rejilla
an = área neta a través de la rejilla
ag = área bruta de las rejillas y sus soportes
nv = velocidad a través del área neta de la rejilla
2)/()/(45.045.1 aganaganK t −−=
30.0/ =agan ………(asumido)
225.1)30.0(30.045.045.1 2 =−−= xK t
mxhr 09.0)6.19
20.1(225.1 2 ==
msnmN 24.41709.033.4174 =−=σ
msnmZ 73.41451.224.4174 =−=σ
msnmZ 75.4144 ≅⇒ σ
Tramo (4) ÷ (5):
08.024.41708.045−=−= NN σσ
msnmN 16.4175
=⇒ σ
Vista de aguas debajo de la ventana de captación
86
Tramo (5) ÷ (6):
)(5.0 56666555hvhvzhdzhd vv −+++=++ σσ
6665555.15.1 zhvdzhvd σσ ++=++
)(5.1 5665 hvhvNN −=−σσ
Considerando que solo una compuerta en la sección (6) funciona y que:
66max6 0.30.30.1246.0/0.3 xdxmhvsmV =⇒=⇒=
Instalación de compuertas radiales en captación
md 33.16 =⇒
md 41.275.41416.4175 =−=
AVQ .=
55 .5).65.2.(12 dV=
CAMARA DE COMPUERTAS DE CAPTACION
(2 COMPUERTAS RADIALES)
87
mhvsmxxV 007.0/38.041.2565.2/0.12 55 =⇒==
)(5.1 5656 hvhvNN −−= σσ
msnmN 48.416)007.046.0(5.116.4176 =−−=σ
msnmZ 15.41533.148.4166 =−=σ
msnmZ 15.4156 =⇒ σ
Tramo (6) ÷ (7):
)(5.0)(5.0 77776666 vvvv hhzdhhzd +++=+++ σσ
)(5.1)(5.1 777666 vv hzdhzd ++=++ σσ
7766 5.15.1 hvNhvN +=+ σσ
)(5.1 7667 hvhvNN −+= σσ
S (sumergencia de tubería)
415.15
10.00
D= 2.0m
HACIA PLANTA
DETRATAMIENTO
REFERENCIAL
6 7
S
7d
).(.40.0 DvS =
⇒= AvQ . ⇒= )4
..(
2DvQ
π ⇒= )
4
..(
2DvQ
πsmv /82.3=
mS 16.2)2.(82.3.40.0 ==
mDSmDS 20.416.40.216.2 ≅+⇒=+=+
md 20.47 =∴
⇒= AvQ . ⇒= )0.2.(.12 77 dV )2./(0.12 77 dV =
7Nσ
7zσ
88
smxV /43.1)220.4/(0.127 ==
mg
vhv 10.0
60.19
045.2)
60.19
43.1()
2(
227
7 ====
)(5.1 7667 hvhvNN −+= σσ
)10.046.0(5.148.4167 −+=Nσ
02.4177 =Nσ
msnmz 82.41220.402.4177 =−=σ
4.2.2 Captación funcionando 06 rejillas y 02 compuertas de captación
Condición supuesta de ingreso a tubería de conducción
Nota: la cota 412.82 msnm ha sido determinada para la condición 4.3.1
Sumergencia Tuberia DVS 4.0= = 0.282.34.0 xx = 2.16 m
S + D = 2.16 + 2.0 = 4.16m ⇒ S + D = 4.20 m
Tramo (6) ÷ (7):
)(1.0 67777566hvhvzhvdzhvd −+++=++ σσ
82.4121.115.4151.1 7766 ++=++ dhvdhv
smxV /43.1)220.4/(0.127 ==
89
mg
vhv 10.0)
2(
27
7 ==
15.41582.41220.410.01.11.1 66 −++=+ xdhv
33.220.411.01.1 66 −+=+ dhv
98.11.1 66 =+ dhv
dando valores a 6d : (funcionando dos compuertas de captación)
⇒= md 90.16 ⇒= AvQ . ⇒= )6.(90.1.12 6V smV /05.16 =
mhv 06.06 =⇒
msnmN 05.41790.115.4156 =+=σ
Tramo (5) ÷ (6):
666555 1.11.1 zdhvzdhv σσ ++=++
15.41590.106.01.175.4141.1 55 ++=++ xhvd
37.21.1 55 =+ hvd
Dando valores a 5d :
⇒= md 36.25 smxx
V /32.036.2665.2
125 == mhv 005.05 =⇒
msnmN 11.41736.275.4145 =+=σ
Tramo (4) ÷ (5):
hgACQ ∆= .2..
mhhxxx 06.06.1965.2620.160.00.12 22 =∆=∆=
msnmNN 20.41717.41706.011.41706.054 ==+=+= σσ
md 45.275.41420.4174 =−=
Tramo (3) ÷ (4):
vrr hh 225.1=
mhvsmxxxv rr 05.0/03.130.045.265.26/12 =⇒==
mxhr 06.005.0225.1 ==
)(1.0 56666555 hvhvzhvdzhvd −+++=++ σσ
90
msnmhNN r 26.41706.020.41743 =+=+= σσ
Tramo (2) ÷ (3):
msnmNN 32.41706.026.41706.032 =+=+= σσ
Tramo (1) ÷ (2):
msnmN 72.4171 =σ (Igual pag. 82)
Tramo (0) ÷ (1):
msnmN 83.4170 =σ (NAMO) (Igual pag. 83)
4.3 ALIVIADEROS
ho 414.66
hvo
d1
d2
1.50
d3hv1
10
407.50
23
S=1.9%
Q1
415.25
2.50
1.50
2.0 405.50
404.80
412.0
Q=470 m3/SQ1=284.45 m3/S
20.026.4221.7035.020.0
SECCION 3-3ALIVIADERO DE COMPUERTAS
(LECHO SOCAVADO)
2.30 1.80
0.60
0.60
2.001.00
1.00
SECCION 4-4ALIVIADERO FIJO
414.25/415.0
0.51
.60
417.95
410.0
1.50
1.50
1.50
1.50
1.50
1.50.20
.60
413.0E1
.60
416.85
E1
12
410.0
1.0
0.51
RC
.75
1.50
0.51
RC
41
41
NAMO: 417.83
NAME: 419.23
10.9020.00
hv
hH
FLUJO
Q
.60
2
hb
6.356.14
2.903.74
=dc
3Nσ2Nσ
50.410=Dσ
Dσ
Eσ=
=Kσ
50.406=Fσ
91
4.3.1 Determinación del ancho estable del cauce del rio
5/12/1 /80.0 iQB =
(Formula de Altunin para cauces gravosos y con piedras)
Q= (Caudal promedio persistente periodo de avenidas) (m3/s)
i= pendiente del rio
B= Ancho estable del rio (m)
Caudales promedio del río Rimac (1968/2007)
Mes : E F M A Promedio
Q(m3/s): 40.32 55.0 63.31 42.22 50.21 ≅ 50.0 m3/s
51.12)019.0/()21.50(80.0 5/12/1 == xB m
Si fuera lecho arenoso:
2/183.4 QB = (Lacey)
mB 22.34)21.50)(83.4( 2/1 ==
92
mB promedio 37.232
51.1222.34=
+=
mB promedio 0.25≅⇒
Nota: * Según topografía del cauce del río mB 0.20≅
* Ancho de Aliviadero de compuertas : 25.0 m
4.3.2 Dimensionamiento aguas arriba de aliviaderos
4.3.2.1 Determinación de la cota superior del puente de operación de
los canales de Aproximación del Aliviadero de compuertas y
de Presa no vertedora.
(Qavenida de diseño = 580m3/s)
2/31 70.1 ALHQ = mxL 40.1780.53 == 2/3
1 60.29 AHQ =
) (1 compuertasdealiviaderoQ vAAA hhH +=
Nota: Se consideran 3 compuertas de aliviadero de compuertas de
b=5.80m.
PUENTE OPERACIÓN DE LOS CANALES DE APROXIMACIÓN (cota superior:420.60msnm)
b=5.80m b=5.80m
b=5.80m
93
2/32 70.1 BLHQ = ⇒= mL 0.80 ) (136 2/3
2 fijoaliviaderoHQ B=
)()( energiaEenergiaE BA =
BBA ZHH +=+ 66.414
Para smQmH AA /13.31685.4 3=⇒=
smQmH BB /84.26356.195.41785.466.414 3=⇒=−+=
msnmN B 99.41850.1
56.195.417 =+=σ
smsmQQQ BA /580/97.579 33 ≅=+= o.k.
hA: 4.85 4.13 3.86 3.71 3.63 3.57 3.53
vA: 3.75 4.40 4.71 4.88 5.00 5.09
hvA: 0.72 0.99 1.13 1.22 1.28 1.32
Efecto de curva: mx
x
g
bvh 45.0
150)80.9(
80.25)09.5(
R .
22
===∆
R = radio curva de rio
Borde libre:
))((025.00.2)( 3 dvpiesenlibrebordef +==
piesmd 58.1153.3 ==
L.E. A
HB
B
Cota ZA= 414.66 msnm
Cota ZB: 417.95 msnm
HA
A
94
piessegpieq ./15.13682
11164 3==
spiessmv /70.16/09.5 ==
mpiesff 89.094.2 )58.11)(70.16(025.00.2 3 ==⇒+=
Aagua NmsnmN σσ ==++= 23.41945.053.325.415 (NAMEaliv. de Comp.)
librebordepuentevigaperalteNPuenteeriorCota A ++= σsup
Cota superior puente = msnm62.42089.050.023.419 =++
Cota superior puente ≅ msnm60.420
4.3.2.2 Protección de enrocado aguas arriba de aliviaderos
4.3.2.2.1 Aliviadero de compuertas
* Tipos de enrocado
Tipo V(m/s) : 100% 80% 50%
E1 ≤3.0 ≤ ø0.50 ≥ ø 0.30 ≥ ø 0.20
E2 ≤4.5 ≤ ø 1.20 ≥ ø 0.75 ≥ ø 0.50
)0.2553.3/(13.316 xV =
)2 ( /58.3 tipoenrocadosmV = (E2)
Cálculo de longitud de enrocado:
Socavación: )()/(3048.0 3 20 blenchFqd bof =
0fd (profundidad de agua con lecho socavado) (m)
q (caudal unitario) pie3/seg x pie)
boF (factor de Blench, que depende del diámetro medio del
lecho del rio).
Para dm del lecho del rio = 21.9 m → boF = 4.0
Q=316.13m3/s = 11164 pie3/s
b=25.0m = 82 pies
mdfo 08.5)0.4/32.135(3048.0 3 2 ==
95
Z (profundidad de socavación)
Z ddf o −= 2 ………………d(Tirante de agua en lecho no socavado)
Z m63.656.3)08.5(2 =−=
Longitud de protección de enrocado : L =2Z
mLmxL 0.2026.1363.62 =⇒== (por seguridad)
4.3.2.2.2 Aliviadero fijo
417.95
416.85
dc=1.56/1.50
FLUJO
1.10
Q2=263.84 m3/s L=longitud del barraje fijo = 80.0m
Tirante de agua = dc + 1.10m
BARRAJE MOVIL BARRAJE FIJO Cota cresta: 417.95 msnm
L=80.0m
96
⇒= AvQ .22
+= )10.150.1
56.1(80.84.263 2v
smv /54.1)10.150.1
56.1(
0.80
84.2632 =
+=
(Protección de Enrocado tipo 1) (E1)
4.3.3 Dimensionamiento aguas abajo de aliviaderos
4.3.3.1 Aliviadero de compuertas
4.4.3 .1.1 Poza de disipación
smQ diseñodeavenida /470 3 =
2/3)(70.1 AA HLQ = (aliviadero de compuertas)
L=3x5.80 = 17.40m
2/3)(60.29 AA HQ =
Nota: se consideran 03 compuertas para el aliviadero de 5.80m de
ancho cada una.
2/3)(70.1 BB HLQ = (aliviadero fijo)
L=80.0m (longitud del barraje fijo)
⇒= 2/3))(0.80(70.1 BB HQ 2/3)(0.136 BB HQ =
)()( energiaEenergiaE BA =
BA HH +=+ 95.41766.414
Para mH A 52.4= smQA /45.284 3=⇒
smQmH BB /52.18523.195.41752.466.414 3=⇒=−+=
smsmQQQ BAdiseño /470/97.46952.18545.284 33 ≅=+=+= o.k.
smQQ compalivA /45.284 3. ==
)()(1 energiaEenergiaE A=
Av Hhdz +=++ 66.414111σ
52.466.41450.407 11 +=++ hvd
Khvd ==−+=+ 68.1150.40752.466.41411
97
mxb 10.210.270.1)80.53(1 =++=
smQ compaliv /45.284 3. =
).( 11 VAQ =
⇒= )./( 1111 bdQV )2/(211 gvhv =
)/( 111 gdvF = ( )1815.0 2112 −+= Fdd
b1(m) d1(m) v1(m/s) hv1(m) K F1 d2 L/d2 L
21.10 .93 14.50 10.73 11.66 4.80 5.87 6.00 35.22
- siendo L=35.22 m se aproximo a Ldiseño = 35.0m.
- Nivel de agua a la salida de poza: 407.50 + 5.87 = 413.37msnm
Nagua salida poza = 413.37 ≅ 413.57 → nivel de agua con lecho socavado (ver tabla A-2, sección 0+040 y tabla A-4 del anexo A) - borde libre poza mdvf 04.2)87.550.14(1.0)(1.0)( 211 =+=+=
Cota superior muro poza: 407.50 + 5.87 + 2.04 = 415.41 msnm
Cota superior muro poza = 415.41 ≅ 415.45 msnm
L.E
HA
A B
Cota ZA= 414.66 msnm
L.E
Cota Losa poza Disipación: 407.50 msnm
H1
H2
1
2
d1=0.93m
d2=5.87m
Cota superior de muros de la poza: 415.45 msnm
Long. Poza: 35m
98
4.3.3 .1.2 Enrocado aguas abajo de poza de disipación
smxV /82.1)50.40757.413(80.25/45.284 =−= ……Inicio poza
smxV /08.4)0.41257.413(45.44/45.284 =−= ………Final poza
Se escoge un enrocado tipo 2 (E2)
Cálculo de longitud de enrocado:
Q = 284.45 m3/s = 10045.26 pie3/s..... piesmb 83.14545.44 ==
q = 10045.26/145.83 = 68.88 pies3/seg.pies
Socavación: )()/(3048.0 3 20 blenchFqd bof =
0fd (profundidad de agua con lecho socavado) (m)
q (caudal unitario) pie3/seg x pie)
boF (factor de Blench, que depende del diámetro medio del
lecho del rio).
Para dm del lecho del rio = 21.9 m → boF = 4.0
mdfo 23.3)0.4/88.68(3048.0 3 2 ==
Z (profundidad de socavación)
Z ddf o −= 2 …….……d(Tirante de agua en lecho no socavado)
Z mx 89.457.123.32 =−=
Longitud de protección de enrocado : L =2Z
mxL 78.989.42 ==
Consideramos L(longitud enrocado de salida) = 20.0m (por seguridad)
99
4.3.3.2 Aliviadero fijo
4.3.3 .2.1 Disipador de Dados de impacto en Talud
(Se ha escogido el disipador de dados de impacto en el Talud)
Q2 = 185.52 m3/s
L = 80.0 (longitud barraje fijo)
32.20.80/52.185 ==q m3/seg.m
q = 2.32 m3/seg.m < 5.50m3/seg.m (Máximo recomendable por el U.S. Bureau of Reclamation para este tipo de disipador)
3
2)(
g
qd c = ……………… criticotiranted c =
md c 82.080.9
)32.2(3
2
==
impactodedadosdealturahb =
dcahb )90.0 80.0(=
maahb 74.0 66.0)82.0)(90.0 80.0( ==
Se adoptará mhb 75.0 =
Long. Enrocado de protección: 20m
100
Separación entre filas de dados a lo largo del talud(s):
mxhS b 50.175.022 ===
Ancho y separación entre dados ( w )
mhw b 1.131.5(0.75) 5.1 ===
Se escoge mw 1.23 =
wawb )3
2
3
1(=
alternadasfilasenmurosapegadodadosdeanchowb =
mypromediowb 55.0)13.1.(3
2 )13.1(
3
1=
= (dado de fila 2,4,6,8)
Hb (altura de muros): mhH bb 25.2)75.0(33 ===
4.3.3 .2.2 Protección de enrocado aguas abajo del aliviadero fijo
q2 = 2.32 m3/seg.m
3
2)(
g
qd c = ……………… criticotiranted c =
md c 82.080.9
)32.2(3
2
==
).(22 cVAQ = ……. ).(2 cdLA =
bw =0.55m w =1.23m w =1.23m
S=1.50m hb=0.75m
101
)82.0(00.80
52.185)/( 22 == AQVc m
3/s
smVc /83.2= (protección de enrocado tipo 1) (E1)
spiessmQ /58.6551/52.185 33 ==
piesmb 47.26280.0 ==
piessegpiesb
Qq ./96.24
47.262
58.6551 3===
Cálculo de longitud de enrocado:
Socavación: )()/(3048.0 3 20 blenchFqd bof =
0fd (Profundidad de agua con lecho socavado) (m)
q (Caudal unitario) pie3/seg x pie)
boF (Factor de Blench, que depende del diámetro medio del
lecho del rio).
Para dm del lecho del rio = 21.9 m → boF = 4.0
mdfo 64.1)0.4/96.24(3048.0 3 2 ==
Z (profundidad de socavación)
Z ddf o −= 2 …….…d=dc (Tirante de agua en lecho no socavado)
Z m46.282.0)64.1(2 =−=
Longitud de protección de enrocado: L =2Z mL 92.4)46.2(2 ==
Consideramos L(longitud enrocado de salida) = 10.0m (por seguridad)
4.3.4 Sifonamiento y subpresiones en los aliviaderos
4.3.4.1 Aliviadero de compuertas
lHC tosifonamien Σ≤. ……………(lane)
=C Coeficiente de lane (4.5 para arena gruesa – grava)
DH σ−= 83.417
=Dσ (cota enrocado salida de poza) – (espesor de enrocado)
102
msnmD 50.41050.10.412 =−=σ
mH 33.750.41083.417 =−=
32.98m 5.433.7. == xHC
ml 30.3730.280.100.100.250.23
0.3570.2142.26 =+++++
++=∑
okmml 98.3230.37 ≥=∑
Subpresión en el punto (1):
∑∑
−−= 11 lxl
HNamoh Eσ
1l∑ = (longitud recorrido por el agua de filtración hasta pto1)
mh 10.80.10.250.23
70.2142.26
30.37
33.750.40583.4171 =
++++
−−=
1P = (subpresión del agua en el punto 1 que corresponde a la altura h1)
1P = h1. aγ ……….aγ = Peso especifico del agua = 1.0 ton/m3
cγ = Peso especifico de la losa concreto = 150 lb/pie3= 2.40 ton/m3
aP = (presión del agua dentro de la poza que corresponde a la altura ∆Z)
aP = aγ .∆Z ………………∆Z = 4.50m
cP = (presión del concreto) = .cγ e1 .......e1 (espesor de la losa en el punto 1)
Espesor de losa de la poza de disipación en el punto 1:
(f.s) x P1= (presión del agua poza) + (presión losa concreto)
f.s = 1.1 (factor de seguridad)
(f.s) x (P1) = aP + cP
)(40.2)50.4(0.10.1)10.8)(1.1( 1333e
m
tonm
m
ton
m
tonm +=
8.91 = 4.50 + 2.40(e1)
e1 = 1.84 m ⇒ e1(asumido) ≅ 2.00 m
Subpresión en el punto (2):
∑∑
−−= 22 lxl
HNamoh Fσ
103
2l∑ = (longitud recorrido por el agua de filtración hasta pto2)
mh 08.530.280.13
0.3570.2142.26
30.37
33.750.40683.4172 =
++++
−−=
Espesor de losa de la poza de disipación en el punto 2:
(f.s) x P2= (presión del agua poza) + (presión losa concreto)
f.s = 1.1 (factor de seguridad)
(f.s) x (P2) = aP +
cP
)(40.2)50.4(0.10.1)08.5)(1.1( 2333ex
m
tonmx
m
ton
m
tonxm +=
5.59 = 4.50 + 2.40(e2)
e1 = 0.45 m ⇒ e1 (asumido) ≅ 1.00 m
4.3.4.2 Aliviadero fijo
lHC tosifonamien Σ≤. ……………(lane)
=C Coeficiente de lane (4.5 para arena gruesa – grava)
KNAMOH σ−=
KH σ−= 83.417 …………….. Kσ (Cota inferior salida barraje fijo)
msnmK 0.413=σ
mH 83.40.41383.417 =−=
21.74m )83.4)(5.4(. ==HC
VH l
ll ∑+
∑=∑
3
ok 21.74 >76.2290.274.315.635.63
90.10 =++++=∑ l (Ver pag. 87)
4.3.5 Caudal máximo por aliviadero de compuertas sin desborde por
aliviadero fijo.
2/3)(HCLQ = 1Q (Aliviadero de compuertas)
L=3(5.80) = 17.40m C = 1.70 (coeficiente de descarga)
104
Nota: se consideran 03 compuertas para el aliviadero de 5.80m de
ancho cada una.
2/311 60.29 HQ = mH 29.366.41495.4171 =−=
smxQ /64.176)29.3(6.29 32/31 ==
h1 v1 hv1 ).( 11 VAQ =
3.29 3.08 0.48 )..( 111 LhVQ = … 64.1761 =Q m3/s
2.81 3.61 0.66 siendo: L=17.40m
2.63 3.86 0.76 )40.17(
64.176)./(
1111
xhLhQV ==
2.53 4.01 0.82 )2/(211 gvhv =⇒
2.47
msnmN 13.41747.266.4141 =+=σ
4.4 DIAMETROS DE SEDIMENTOS EN SUSPENSION
TRANSPORTADOS POR EL CANAL DE LIMPIA.
414.76 415.25415.0 415.13414.88
26.42
0123
Q=12 m3/sQ=9 m3/sQ=6 m3/sQ=3 m3/s
417.25
72.4171 =Nσ
105
417.25
3.0
415.25/414.76
CANAL DE LIMPIA
Condiciones de transporte de sedimentos:
3/* >wV (Suspensión)
1/3 * >> wV (Saltación)
1/* <wV (Decantación)
*V = velocidad de corte ; w = (velocidad de sedimentación) → para ø
gRSV =* , 2
3/2.
.
=RA
nQS , 014.0=n
R= radio hidráulico ; S= gradiente hidráulica
Sección: 0 1 2 3
Q(m3/s): 12 9.0 6.0 3.0
d(m): ≈2.50 ≈2.60 ≈2.72 ≈2.84
A(m2): 7.50 7.80 8.16 8.52
p(m): 8.0 8.20 8.44 8.68
R(m) = A/p: 0.94 0.95 0.97 0.98
V(m/s): 1.60 1.15 0.74 0.35
S: 0.00055 0.00028 0.00011 0.000025
V* (m/s): 0.071 0.051 0.03 0.016
V*/ w : ≥3 ≥3 ≥3 ≥3
w→ = (V*/3)
w (m/s): <0.024 <0.017 <0.010 <0.0053
72.4171 =Nσ
106
w (cm/s): <2.40 <1.70 <1.0 <0.53
ø(mm): <0.40 <0.30 <0.20 <0.15 (grafico Sudry) Conclusión: Sedimento ø < 0.40 mm en suspensión
4.5 CANTIDAD DE SEDIMENTOS QUE INGRESA A
LA CAPTACIÓN.
4.5.1 Por bifurcación
Qrio(m3/s) 32.0 100.0 176.64
QCaptación(m3/s) 12.0 12.0 12.0
σ Nrio(msnm) 417.83 417.83 417.83
σ zrasante(msnm) 415.25 415.25 415.25
drio(m) 2.58 2.58 2.58
b(m) 25.0 25.0 25.0
A(m2) 64.50 64.50 64.50
P(m) 30.16 30.16 30.16
R(m)=A/P 2.14 2.14 2.14
n 0.040 0.040 0.040
S=(Q.n/AR2/3)2 0.00014 0.0013 0.0043
V* (m/s)= gRS : 0.054 0.165 0.30
w ø0.40mm (m/s): 0.024 0.024 0.024
α =2.25( w / V* ) 1.11 0.36 0.20
Q1/Q 0.375 0.12 0.07
QF1/QF 0.60 0.20 0.20
QF1 =cantidad de sedimentos que ingresa por captación
QF =cantidad de sedimentos que transporta el rio (ø < 0.40mm)
α = parámetro que describe la distribución vertical de sólidos en
suspensión.
107
4.5.2 Altura de vertedero de captación sobre el fondo del rio
414.76415.25415.0
Q=12 m3/s
417.25
417.72
h
α 1.11 0.36 0.20
h(m) 2.25 2.25 2.25
y(m) 2.72 2.72 2.72
h/y 0.83 0.83 0.83
Qsh/Qsy 0.97 0.95 0.92
Qsh-y/Qsy 0.03 0.05 0.08
Qsh =Cantidad de sedimentos ø < 0.40mm que pasa hasta una altura de “h”
Qsy =Cantidad de sedimentos ø < 0.40mm que pasa hasta una altura de “y”
Qsh-y =Cantidad de sedimentos ø < 0.40mm que pasa por una altura y-h y
que ingresa a la captación.
4.5.3 Efectos de curva del río
La captación se ubica al inicio de curva:
FF QQ 05.01=
Q 1= 0 .05Q F
Q F
QF1
=1Nσ
)2º(cot Nvertederocrestaa
108
FQ = cantidad de sedimentos que transporta el rio
1FQ = cantidad de sedimentos que transporta la captación
4.5.4 Cantidad total de sedimentos que ingresa a toma (ø < 0.40 mm)
De (4.6.1) a (4.6.3) tenemos:
FFF QQQ %090.0)050.0)(03.0)(60.0(1001 ==
FFF QQQ %050.0)050.0)(05.0)(20.0(1001 ==
FFF QQQ %080.0)050.0)(08.0)(20.0(1001 ==
Cantidad total de sedimentos que ingresa %1.0≈
4.6 DIAMETROS DE SEDIMENTOS DE FONDO
TRANSPORTADOS POR EL RÍO.
Se calculo con el Hec-Ras………….. (Para la sección 0+350)
86.2
15.0
15.035.0
).(05.6)()(05.6
=⇒=
R
VcdRdVc ……Maza y flores
- Caudal del rio (m3/s): 32.0 100.00 176.64 580.0
- Caudal del cauce : 32.0 100.00 176.64 316.13 principal del río (m3/s) - Velocidad río en cauce 1.22 1.88 3.61 3.72 principal (m/s) (Vc=velocidad critica) - Area hidráulica (m2) 26.20 53.23 48.97 83.74 - Perímetro hidráulico (m) 60.44 73.55 70.19 110.51
- Radio hidráulico (R) (m) 0.43 0.72 0.70 0.76
- d (diámetro transportado 0.015 0.04 0.22 0.28 por rio) (m)
109
4.7 DIAMETROS DE SEDIMENTOS DE FONDO
TRANSPORTADOS POR EL CANAL DE LIMPIA Y
DESRIPIADOR.
CANAL DE LIMPIA416.25
S=1.9%
0
Ho
y
3.0
y
n
SRAQ
2/13/2 ).()(= n = 0.020
3/22/13/2
)(89.6020.0
)019.0.()(RA
RAQ ==
2/32185.1 HKKLQ φ=
°== 45 94.0 θφ para
LIMPIADECANAL
1ºNVERTERDERO
CANAL DE LIMPIA
Nº1
CANAL DESRIPÌADOR
LIMPIA
VERTEDERO Nº 1
COTA: 416.25
VERTEDERO Nº 2
COTA: 417.25
COTA UMBRAL DE LAS VENTANAS DE
CAPTACION: 415.60msnm
110
mL 65.6= ; 1K = 1.0 ; 2K = 0.525
2/30
2/321
2/321 )(10.656.1165.694.085.1 HQHKKHKKxxQ === ⇒
mH 58.10 =
msnmN 83.41758.125.4160 =+=σ
⇒= 3/2)(89.6 RAQ yA 3= ; )32(
3
+==
y
y
p
AR
myy
yy 90.0)
32
3)(3(89.60.12 3/2 ≅⇒
+=
mR 56.080.4
70.2
3)90.0(2
)90.0(3==
+=
70.4)020.0(
)019.0.()56.0().()( 2/13/22/13/2
===n
SRVc m/s
Para smVmdsmQ /70.490.0/0.12 3 =→=→=
FloresyMazaRdVc .............)()(05.6 15.35.=
86.2
15.0)(
86.2
15.0)()56.0(05.6
70.4
)(05.6
=⇒
=
xd
Rx
Vd m
cm φφ
mx
d m 62.0)56.0(05.6
70.486.2
15.0)( =
=φ
417.25
3.0
415.25/414.76
415.60
CANAL DESRIPIADORCANAL DE LIMPIA
Q= 12.0m3/s
y
414.40/414.0
Canal Desripiador: Igual capacidad de Transporte que el canal de Limpia.
)
(
CAPTACIONVENTANAS
LASDEUMBRALCOTA
111
4.8 DIAMETROS DE SEDIMENTOS DE FONDO
TRANSPORTADOS POR LOS CANALES DE APROXIMACIÓN
DEL ALIVIADERO DE COMPUERTAS.
Qrio(m3/s) 32.0 100.00 176.64 580
Qaliv.comp.(m3/s) 32.0 100.00 176.64 316.13
#comp.funcionando 1 2 3 3
Tirante de agua(m) 1.64 2.14 2.43 3.54
V1(m3/s) 3.36 4.02 4.18 5.16
R = A/P (m) 1.05 1.56 1.85 2.51
FloresyMazaRdVc .......)()(05.6 15.35.= 86.2
15.0)()(05.6
=⇒
Rx
Vd c
mφ
)(mdφ (transp. aliv. comp.) (m) 0.19 0.26 0.35 0.43
2/3
12/3
11 86.980.5170.1 HHxxQ == (01 compuerta de aliviadero funcionando)
2/31
2/311 72.1980.5270.1 HHxxQ == (02 compuerta de aliviadero
funcionando)
2/31
2/311 60.2980.5370.1 HHxxQ == (03 compuerta de aliviadero
funcionando)
111 hvhH +=
112
4.9 DIMENSIONAMIENTO DEL DRENAJE AGRICOLA.
AREAS AGRICOLAS
113
h
=20m
NAMO: 417.83
)./(1000)(
8
)(
422
2
mslxL
Kh
L
Khq
+=
φ
Flujo horizontal Flujo radial
q = descarga del dren por unidad de superficie ( l / mseg. )
)(/10 3 dadpermeabilideecoeficientsmK −=
Buzón Nº 1 2 3
h 0.0 2.25 2.85
K(m/s) 10-3 10-3 10-3
L 20.0 20.0 20.0
S=3.125%
S=1.0% S=1.0%
S=1.0%
114
φ 3.24 3.24 3.24
q ( l / mls. ) 0.000 0.196 0.265
Progresiva: (0+000 – 0+080) (0+080 – 0+140)
Tramo: (1) – (2) (2) – (3)
q promedio( l / mls. ) 0.098 0.23
Qtramo( l / s ) 7.84 13.80
∑Q (l/s) 7.84 21.64 021.0≅ m3/s
Considerando medio tubo lleno: )50.0/( =Dd
%1;)(010.0..........).().( 2/13/2
=== spvcdetubonn
SRAQ
Por tanto: mDxDD 20.0)01.0(
)01.0()25.0(39.0021.0
2/13/22 =→=
Para )80.0/( =Dd
mDDD 15.001.0
)01.0()3842.0(6736.0021.0
2/13/22 =→=
Consideramos mD 15.0=
).()).(78.0.( 2 vdnq =
n = # huecos de tubería )1ø( cmmlx =
)32( −= tramodrenajedeunitariocaudalq
)(01.0 tuberiaennperforaciódediametromd = ; 05.0=v m/s
)05.0()01.0)(78.0()1000
23.0( 2n= m3
/s
60=n ( huecos de ø 1.0cm x ml )
115
4.10 DIMENSIONAMIENTO SISTEMA DE DRENAJE DEBAJO
DE POZA DE DISIPACIÓN.
DREN COLECTOR Ø=0.25m
VACIADO DE CONCRETO POROSO EN POZA DE
DISIPACION
116
414.66
1.50407.50
L
415.25
2.0
404.60/404.29404.80
26.4221.7035.0
DRENAJE EN POZA DE DISIPACION
407.50
.60
1.10
NAMO: 417.83
Ø=.10
CONCRETO
POROSO Ø=.25
2.0/1.0
L1 = 48.12
(K=10 m³/s)-3
405.50
414.45
2
8
L
KhKiAQ
φ+=
Q =descarga en la unidad de tiempo dada
K = 10-3 m/s (coeficiente de permeabilidad de la cimentación)
i = pendiente hidráulica⇒ h/L = (diferencia de carga/Long. del recorrido)
A = área bruta de la cimentación a través de la cual se produce el flujo
b = 30.90 (ancho total del aliviadero)
Promedio (404.60+404.29)/2
250.15490.302
45.40445.414mxA =
−=
1L
NAMOi Eσ−=
38.13278.012.48/278.012.48
45.40483.417==→==
−= xhLhi
24.3=φ
2
...8..
L
hKAiKQ
φ+=
+=
−−
2
33
)12.48(
)24.3)(38.13)(10(8)50.154)(278.0)(10(Q
smQ /043.00001.0043.0 3=+= s/l 44=
# huecos x ml:
).()).(78.0.( 2 vdnq =
117
n = # huecos de tubería )1ø( cmmlx
drenajedeunitariocaudalq = ; 05.0=v m/s
)05.0()01.0)(78.0()90.30
043.0( 2n=
356=n (huecos de ø 1.0cm x ml)
Considerando 0.80D de tubo lleno:
n
SRAQ
2/13/2 ).().(=
2/1
3/22
)010.0(
)01.0(.)3042.0(6736.0043.0 DD=
mDmD 25.0202.0 =→=
Se considera el diámetro del sistema de drenaje interno: 0.10m con # de
huecos de:
).()).(78.0.( 2 vdnq =
n = # huecos de tubería )1ø( cmmlx
drenajedeunitariocaudalq = ; 05.0=v m/s
)05.0()01.0)(78.0()46.68
043.0( 2n=
161=n (huecos de ø 1.0cm x ml) ….(ver nota)
AiKQ ..=
smK /10.0= ………(coeficiente de permeabilidad del concreto poroso)
029.035
0.10.2=
−=i
Espesor capa de concreto poroso:
mee 48.0))(029.0)(10.0(90.30
043.0=→=
Escogemos e=0.60m
Nota: La longitud de 68.46 de ø0.10m corresponde a criterios:
1,2, 3, 5, 6,7, 9, 10,11,13,14 y 15.
118
4.11 PERFIL DE PISO DE ALIVIADERO DE COMPUERTAS
θ
θ2
2
cos)(4 vhdK
xxtgy
++=
414.66
2.0
405.50
407.50
HA=4.52QA=284.45 m3/sQrio=470 m3/s
S=0.019
0.1cos088.1019.0 ≅⇒=⇒= ° θθθtag
22
037.0019.00.1)52.4(50.14
019.0 xxx
xxy +=+=
Para mxy 50.1316.750.40766.414 =→=−=
Y=0.019x+0.037x2
119
4.12 PERFIL LONGITUDINAL DE DIQUE DERECHO AGUAS
ARRIBA DE LA BOCATOMA.
Del Hec-Ras (Anexo 01) para smQ /580 3= (sección 0+312)
Cota de corona del dique = σnivel de agua + borde libre (1.0m)
Cota de corona del dique = 419.93 + 1.0 = 420.93 msnm.
4.13 CÁLCULO DE LA ALTURA DEL MURO IZQUIERDO DEL
CANAL DE LIMPIA PARA ENTREGA DE CAUDAL A LA
BOCATOMA ´´ATARJEA´´ POR EL ALIVIADERO FIJO.
00.0:. =⇒ captaciónQHUACHIPABOC m3/s
0.25:. =⇒ captaciónQATARJEALABOC m3/s
smLaAtarjeaQbocatoma /25"" 3=
2/32136HQ = (Aliviadero fijo)
mHmHH 40.032.013625 222/3
2 ≅⇒=→=
Cota muro izquierdo de canal de limpia = 417.95+0.40
∴Cota muro izquierdo de canal de limpia = 418.35msnm
Operación: esta situación se presenta cuando se quiere efectuar el
mantenimiento de los canales de aproximación y de la poza de
disipación del aliviadero de compuertas.
DIQUE DERECHO BOCATOMA HUACHIPA
120
4.14 DESAGÜE Y LIMPIEZA DE LA CAPTACIÓN.
414.75
421.40
414.75
415.6
2
41
7.2
5
414.0
422.5
0
420.60
414.40
416.25
420.60
415.26
420.60
414.76 41 4.76
415
.16
420.60
420.60
41 4.75
420
.60
E 2
414.75
B U ZON #3
0+
04
4.5
0
0+
03
1.5
0
0+
01
5.5
0
415.34
4 15.45
TUBERIA PVC
Ø =0.15
418
.35
422.5
0
20.92 21.42
.70
.70
7.208.60
13 .00 16 .00
11.00 4 .50
4 20.60
4 15.16
4 20.60
4 15.45
.5 0
0+
00
4.5
0
.5 0
420.6
0
420.60
420.60
420.60
421.40
421.401.5
0+
000
0+016 .80
0+018.70
0+023.50
0+044.92
0+048.72
0+065.62
Ø0.45
R=10.0
414
.20
41
4.7
5
414
.75
S=
1%
41
4.0
DESAG UE
DE CAPTACIO N
B UZO N D E ME DICION
D E NIVEL D E EM BA LSEY DE TU RB IDEZ D EL RIO
1
1
VOLUMEN DE AGUAA NIVEL 417.25 Y 415.60
417.25
11.003.00 16.00
415.60
.25
1
414.75 414.75415.15
420.60
13.00
7.20
7.20
421.40
RANURAPARA ATAGUIAS
3.00 RANURA PARAATAGUIAS
REJILLA
414.75
420.60 420.60
415.15
416.25
VE
RT
ED
ER
O N
01
VE
RT
ED
ER
O N
02
OR
IFIC
IO N
01
1.50
OR
IFIC
IO N
02
414.0
413.60
121
4.14.1 Volumen de agua a nivel 417.25 y 415.60msnm
Almacenado en captación:
→ Promedio de fondo (415.15+414.75)/2 = 414.95 msnm
++= 30.20.16)
2
20.742.20()50.20.1142.20()25.417 (1 xxxxV
msnmnivela
376.1069 m=
++= 0.1665.0)
2
20.742.20()85.00.1142.20()60.415 (2 xxxxV
msnmnivela
355.339 m=
4.14.2 TIEMPO DE DESAGUE DE VOLUMEN V1 Y V2
hgACQorificio ∆= 2..
2/133.22)0.1)(75.0)(70.0( hghQcompuerta == ……..(h: 3.25 a 0.75)
promedioQVVtdesaguedetiempo /),()( 21=
h
.75Qcomp
414.0
122
Nivel de agua(msnm) h(m) Q(m3/s) Qpromedio(m3/s) V(m3) t(seg) t(minutos)
417.25 3.25 4.20
3.58 1070 299 ≈5’.0
415.60 1.60 2.95
2.49 340 137 2’.3
414.75 0.75 2.02 ∑7’.3≈10’min
4.14.3 FLUJO EN ALCANTARILLA AGUAS ABAJO DE
COMPUERTA:
1.0
d
1.50
ALCANTARILLA AGUAS ABAJO
DE COMPUERTA
n
SARQ
2/13/2 )(=
)014.0(
)025.0( 2/13/2ARQ =⇒ 3/230.11 ARQ =⇒
Para smQ /20.4 3=
mdd
d
d
dd 80.0
)12(37.0)
12)(0.1)((30.1120.4
3/2
3/53/2 ≅⇒
+=⇒
+=
Para smQ /02.2 3=
mdd
d
d
dd 50.0
)12(18.0)
12)(0.1)((30.1120.2
3/2
3/53/2 ≅⇒
+=⇒
+=
Para smQ /20.4 3= ; ⇒= md 80.0 n
SRV
2/13/2 )(=
014.0
)025.0()12
( 2/13/2
+=⇒ d
d
V smV /20.5=⇒
123
⇒=gd
VF 86.1
)80.0)(8.9(
20.5==F Flujo supercritico
Para smQ /02.2 3= ; ⇒= md 50.0 n
SRV
2/13/2 )(=
014.0
)025.0()12
( 2/13/2
+=⇒ d
d
V smV /48.4=⇒
⇒=gd
VF 02.2
)80.0)(8.9(
48.4==F Flujo supercritico
4.14.4 ALCANCE DEL CHORRO DE SALIDA DE
ALCANTARILLA.
S=2.5%
R=5.0
413.04412.98
418.0
1.12
407.50
.25
1.375
RC
RC
413.51
.70
L
124
+−=
))(cos(4
)()(
2
2
θθ
hvdK
xtgxy
°= 25θ y 90.0=K
Para md 80.0= n
SRV
2/13/2 )(=⇒
014.0
)025.0()12
( 2/13/2
+=⇒ d
d
V smV /20.5=⇒
mhvd 20.2)6.19(
)20.5(80.0
2
=+=+
))25)(cos20.2)(90.0)(4(
(466.02
2
°−=
xxy
2154.0466.0 xxy −=
my 50.550.4070.413 =−=
2154.0466.050.5 xx −= mxdonde 70.7=⇒
Para md 50.0= n
SRV
2/13/2 )(=⇒
014.0
)025.0()12
( 2/13/2
+=⇒ d
d
V smV /50.4=⇒
DEFLECTOR TERMINAL O TRAMPOLÍN
125
mhvd 53.1)6.19(
)50.4(50.0
2
=+=+
))25)(cos53.1)(90.0)(4(
(466.02
2
°−=
xxy
222.0466.0 xxy −=
my 50.550.4070.413 =−=
222.0466.050.5 xx −= mxdonde 20.6=⇒
4.14.5 DETERMINACIÓN DEL CAUDAL DE TUBERÍA DE
LIMPIEZA DE SEDIMENTOS DE CANALETA:
(Ø TUBERÍA DE PVC:0.45m)
svaLvfe hhhhhTotalesPerdidas +++=∑⇒ 2
))2(
(78.0arg2
g
Ventradalaaacdeperdidahe ==
TUBERIA DE LIMPIEZA
CANAL DE LIMPIA VERTEDERO Nº1
126
))2(
(00.1arg2
g
Vsalidalaaacdeperdidahs ==
2
3/2 )(
.arg
==
R
nVLfricciónporacdeperdidah f
Donde: L = longitud de la tubería de conducción =24.50m
).(4
mD
hidraulicoradioR ==
)(01.0 manningderugosidaddeecoeficientn =
)2
(10.0arg2
g
Vvalvulaslasenacdeperdidahvalv ==
⇒= AVQ . ⇒=
)4
(2D
QV
π QV 29.6=
svaLvfe hhhhh +++=∑ 2
( )
+
+
+
=∑
g
Q
g
g
Qh
2
)29.6(
2
)29.6)(10.0(2
4
45.0
)01.0)(29.6(50.24
2
)29.6(78.0
22
3/2
22
2222 )(02.2)(40.0)(79.1)(57.1 QQQQh +++=∑
2)(78.5 Qh =∑ ; mh 70.130.4150.417 =−=∑
2)(78.570.1 Q= 54.0=⇒ Q m3/s
127
414.10
413.60
414.21
413.60
414.75
415.95
1.20
.50
2.65 .85 2.65 .85 2.65
1.12
S=1.0%
420.60420.80
4.30.50
0+
00
0
0+
01
8.7
0
0+
02
3.5
0
0+
03
4.2
1
420.60
415.30.30
.25
412.56.50
413.06
.55
0+
01
6.8
0
.15
TUBERIA DE PVC
CLASE 10
CODO 90°
Ø450mm
VALVULA MARIPOSA DE
EMERGENCIA Ø450mm
VALVULA MARIPOSA DE
OPERACION Ø450mm
S=1.0% 414.00
413.60
414.75
415.95
2.65 .85 2.65 .85 2.65
.50
0+
04
4.9
2
.02
.50
1.50
.50
.80
0+
04
8.7
2
.10
416.00
.50
.10
RANURA DE ATAGUIAS
DE 1.0x4.0m
COMPUERTA DE 1.0x0.75
MODELO 10-00 DE
ARMC0 O SIMILAR
414.00
420.60
.30
1.50
.10
.30
TAPAJUNTA DEJEBE DE 6''
S=2.5%
.30
1.50
.10
.30 S=2.5%
R=5.0
413.04412.98
418.0
.55
1.12
0.5
1
0+
08
8.6
0
G
407.50
1.70
.60
.25
1.375
RC
RC
RC
415.30
.50
MALLA DE ALAMBRE #16
CON COCOS DE 1"
SOLDADO A TUBO
.50
RANURA DE
ATAGUIAS
413.51
.70
Ø450mm
414.50
RCRC
417.95
SECCION 1-1
PERFIL DE LA CANALETA DE LIMPIEZA Y DESAGUE DE CAPTACION
128
AVQ .= )4
.(2D
VQπ
=⇒ ; mD 45.0=
)4
)45.0(.(54.0
2πV= 40.3=⇒ V m/s
Sumergencia Tubo: DVS 40.0≥
mS 91.0)45.0()40.3(40.0 ==⇒
okDSDS 70.136.145.091.070.1 <=+=+→≤+
Canaleta de captación: )014.0(
)01.0( 2/13/2ARQ =
CANALETA DE CAPTACION
1.0
S=1%
d
SALIDA TUBERIA DE LIMPIEZA:Ø 0.45m
CANALETA DE CAPTACIÓN
00.414=COTA
mb 0.1=
129
3/2))((14.7 RAQ =
Para smQ /54.0 3=
( ) ( ) 3/2
)12(
))(0.1())(0.1(14.754.0
+=
d
dd
3/2
3/5
)12(
)(076.0
+=
d
d md 25.0≅⇒
n
SRV
2/13/2 )()(=
014.0
)01.0()50.1
25.( 2/13/2
=⇒ V 16.2=⇒ V m/s
4.15 NIVEL DE AGUA EN EL RIO PARA Q=380M3/S.
(Nivel de embalse utilizado para calcular el funcionamiento
hidráulico aguas abajo de compuertas de captación)
3802
)180580(=
+=Q m
3/s
2/31 )(70.1 AHLQ = (Aliviadero de compuertas)
L=3x5.80 = 17.40m
2/31 )(60.29 AHQ =
2/32 )(70.1 BHLQ = (Aliviadero fijo)
L=80.0m (longitud del barraje fijo)
⇒= 2/32 ))(0.80(70.1 BHQ 2/3
2 )(0.136 BHQ =
Siendo: 2/311 60.29 HQ = y 2/3
22 0.136 HQ =
Para 311 60.25622.4 mQmH =→=
mH 93.095.41722.466.4142 =−+=
oksmsmQQQsmQ /380/60.378/0.122 3321
32 ≅=+=→=
h1 4.22 3.60 3.36 3.24 3.16 3.11
v1 3.49 4.09 4.39 4.55 4.67
hv1 0.62 0.86 0.98 1.06 1.11
130
Teniendo: 60.2561 =Q m3/s ; h1 = 4.22m y b = 17.40m
11 .VAQ = 1).40.17)(22.4(60.256 V=⇒ 49.31 =⇒ V m/s
mg
Vhv 62.0
)2(
)( 21
1 ==⇒
Efecto de curva: mrg
bVh 38.0
)150)(80.9(
)80.25()67.4(
))((
)()( 22
===∆
274.41838.011.325.415 NmsnmN rio σσ ==++=
4.16 CONDICIONES DE FUNCIONAMIENTO HIDRÁULICO
AGUAS ABAJO DE COMPUERTAS DE CAPTACIÓN.
415.15
418.75
L
415.151.60
a d2
d6
L =8.0
66
d
A
d1
AN6σ
6Nσ
131
hgACQ ∆= 2..
1
11111 ))(0.3(/70.0
gd
VFdnQVad =→=→=
)/0.12(2 3 smQn == )181(5.0 2112 −+= Fdd
)/0.5(1 3 smQn == )(5.6 12 dd −=l
Condición: )5.4( 126 >≥ Fdd ; )5.4(1.1 126 ≤≥ Fdd
Resumen de resultados Cota piso: 415.15 msnm
σNembalse(msnm) Qcapt(m3/s) σN6A(msnm) σN6 (msnm) a(m) d1(m) V1(m/s) F1
417.83
(ver pag.83)
12.0
5.0
417.12
417.03
417.10
416.48
-
0.87
-
0.60
-
3.33
-
1.37
419.23 (ver pag.94)
12.0
5.0
418.52
418.43
417.10
416.48
0.54
0.38
0.38
0.26
5.26
6.41
2.73
4.02
418.74 (ver pag.130)
12.0
5.0
418.03
417.94
417.10
416.48
0.67
0.44
0.47
0.30
4.25
5.56
1.98
3.24
d2 (m) 1.1d2(m) D6(m) V6(m/s) L (m) L.d(m) d6≥d2
d6≥1.1d2 L.d≥L
-
0.90
-
0.99
-
1.33
-
1.25
-
1.95
-
8.0
-
o.k.
-
o.k.
1.29
1.35
1.42
1.49
1.95
1.33
1.03
1.25
5.92
7.09
o.k
No cumple
1.10
1.23
1.21
1.35
1.95
1.33
1.03
1.25
4.10
6.05
8.0
o.k.
No cumple
ok
Cota piso: 414.75 msnm
d6(m) d6≥d2 ó
d6≥1.1d2
-
1.73
O.k.
O.k.
2.35
1.73
O.k.
O.k.
2.35
1.73
O.k.
O.k.
132
4.17 NIVEL DE OPERACIÓN EN EMBALSE PARA
QCAPTACIÓN=5.0m3/s.
(La planta de agua Huachipa está construida para captar 10 m3/s,
pero por ahora procesará solo 5 m3/s, hasta que se concluya con la
presa Huascacocha.)
msnmNN 48.41676 == σσ (Funcionamiento a descarga libre por
compuerta de captación) 666 dzN += σσ 675.41448.416 d+=⇒ md 73.16 =⇒
VAQ .1 = 6)0.3)(73.1(5 V=⇒ 96.06 =⇒ V m/s
mg
VhV 05.0
)60.19(
)96.0(
)2(
)( 22
6 ===⇒
Tramo (5) ÷ (6):
666555 5.15.1 zdhvzdhv σσ ++=++
msnmzz 75.41465 == σσ
73.1)05.0(5.15.1 55 +=+ hvd
81.11.1 55 =+ hvd
Dando valores a 5d : AVQmd .80.15 =⇒=
smV /35.0)80.1)(3)(65.2(
0.55 ==⇒ mhv 006.05 =⇒
msnmN 55.41680.175.4145 =+=σ
Tramo (4) ÷ (5):
hgACQ ∆= .2..
mhhxx 04.06.19)65.2320.1)(60.0(0.5 =∆=∆=
msnmNN 59.41604.055.41604.054 =+=+= σσ
mNd 84.175.41459.41675.41444 =−=−= σ
66665555 5.05.0 hvhvzdhvhvzd +++=+++ σσ
133
Tramo (3) ÷ (4):
Perdida por rejilla (hr):
33 225.1 vr hh =
mhvsmxxxv sr 07.0/14.130.084.165.23/0.5 =⇒==
mxhr 09.007.0225.13 ==
msnmhNN r 68.41609.059.41643 =+=+= σσ
Tramo (2) ÷ (3):
msnmNN 72.41604.068.41606.032 =+=+= σσ
Siendo 25.41772.4162 <=Nσ (cresta vertedero)
∴ Descarga libre sobre vertedero
Tramo (1) ÷ (2):
2/32/3 )42.20)(85.1(.. HQHLCQ =→=
mHHHQ 26.078.330.578.33 2/32/3 =→=→=
msnmN 51.41726.025.4171 =+=σ
Tramo (0) ÷ (1):
2/32185.1 HKKLQ φ=
°== 45 94.0 θφ para
mL 65.6=
2/321
2/321 56.1165.694.085.1 HKKHKKxxQ ==
0Nσ
1Nσ
134
Para mHhd 31.125.41605.051.41705.0 =−+=⇒=
Para 77.000.131.1
25.41556.4161 =→=
−=
+K
H
dhd
39.004.031.1
05.02 =→== K
H
hd
2/32156.11 HKKQ =
20.5)31.1)(39.0)(77.0(56.11 2/3 ==Q m3/s ≅ 5.0 m
3/s ok
msnmN 56.41731.125.4160 =+=σ
∴Cota de embalse para Q = 5m3/s msnmN 56.4170 =→σ (NAMO)
135
V. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES
- El esquema hidráulico planteado, se acomoda a las condiciones actuales
del cauce del río Rimac en el emplazamiento donde se implantará la
estructura.
- Ensayos realizados en el modelo hidráulico para el caudal de 470m3/s que
se refiere al máximo caudal diario, correspondiente a la avenida milenaria,
se observó que la bocatoma funciona adecuadamente, observándose una
eficiente disipación de energía, tanto en barraje móvil y en el fijo, para el
caudal de 580m3/s que se refiere al máximo caudal instantáneo para la
avenida milenaria, se observó que la estructura tiene una performance que
garantiza su seguridad verificándose que los niveles tanto aguas arriba
como aguas abajo protegerá a la estructura de cualquier posibilidad de
desborde.
- Se corroboró que por el aliviadero de compuertas puede pasar un caudal de
180m3/s con el nivel de operación, también sin la necesidad de activarse el
barraje fijo. El nivel de operación fue verificado para un caudal de
aducción a la bocatoma de 12m3/s.
- El Laboratorio Nacional de Hidráulica concluye que la estructura funciona
correctamente y no es necesario incluir compuertas adicionales.
- Se observa que la socavación promedio del cauce del rio (ver Tabla A-4 y
grafico Nº A-1 del Anexo A) es 0.90m que será el valor que
consideraremos para encontrar el nivel de agua en el rio con lecho
socavado para la avenida de diseño y la salida de pozas 414.47 - 0.90 =
413.57 msnm.
- Los estudios y exploraciones geotécnicas y el levantamiento geológico de
superficie, han permitido verificar que los niveles de cimentación
136
considerados en los diseños de arquitectura hidráulica de la Bocatoma
Huachipa son adecuados.
- El caudal máximo instantáneo, es estimado mediante la aplicación de la
ecuación de Fuller, con la que obtiene un coeficiente de amplificación de
1.23. el valor obtenido para el tiempo de recurrencia estipulado en los
términos de referencia de 1000 años es de 578m3/s.
Recomendaciones:
- Se recomienda utilizar un caudal de avenidas de 470 m3/s, que
corresponde al máximo diario para un período de retorno de 1,000 años,
en el dimensionamiento de las estructuras de disipación de energía de
la bocatoma y un caudal de 580 m3/s, que corresponde al máximo
instantáneo para un período de retorno de 1000 años, para la
determinación de las alturas de muros y diques de aguas arriba de la
bocatoma, para evitar el desbordamiento de la estructura.
- El Laboratorio Nacional de Hidráulica recomendó y realizo los siguientes
ensayos los cuales deben estar orientados a mejorar algunos aspectos
puntuales dentro de los cuales podemos citar los siguientes:
� Elevación del vertedero de ingreso al canal de limpia en 0.50m.
� Elevación del muro 5, (muro divisorio entre el barraje fijo y móvil)
en 1.10m llegando a nivel 420.10.
� Incluir una losa de concreto al ingreso de los canales de
aproximación de 5mts de longitud, con el propósito de mejorar el
ingreso del material de fondo al aliviadero.
� Se recomienda analizar la posibilidad de incluir un muro de
encauzamiento en el lado Izquierdo del barraje móvil.
137
VI. BIBLIOGRAFIA
1) Bureau of Reclamation,(1978). United States Department of the Interior,
“Design of Small Canals Structures” Denver Colorado.
2) Bureau of Reclamation, (1987) United States Department of the Interior
“Design of Small Dams” Third Edition, Washington D.C.
3) Cerda, José F., “Diseño de bocatomas implantadas en ríos con fuerte
arrastre de sólidos”, México.
4) Comitee on Bridge Hidraulics,(2004), Roads Asociation of Canada,
“Guide Bridge Hydraulics” - Canada
5) Domínguez, Francisco Javier, (1999) “Hidráulica” Editorial
Universitaria S.A. Santiago de Chile.
6) Hydrologic Engineering Center of the U.S. Army Corps of Engineers,
HEC – RAS (2001), River Analysis System, User`s Manual, Version 3.0
7) Poirée Maurice – Ollier Charles, “Irrigation” 1981, Editions Eyrolles,
8) Mosonyi, Emil, “High Head Power” 1960, Hungarian Academy of
Sciences, Budapest-Hungria.
9) Rocha Felices, Arturo, “Introducción a la Hidráulica Fluvial” 1998 –
Universidad nacional de Ingeniería, Lima - Perú
10) Rocha Felices, Arturo, “Transporte de Sedimentos aplicado al diseño de
estructuras hidráulicas” 1991Lima – Perú
11) Vide, Juan Martin, “Ingeniería Fluvial” (1997), UPC Universidad
Politécnica de Cataluña – Barcelona - España
12) Ven Te Chow,(1994) “Hidráulica de Canales Abiertos”, Editorial Mc
Graw – Hill, Bogotá - Colombia
13) Estudio de Geología y Geotecnia (2008) Fuente: SISA (Servicios de
Ingeniería S.A.)
14) Estudio de Hidrología e Hidráulica Fluvial (2008) Fuente: SISA
(Servicios de Ingeniería S.A.)
15) Estudio de Sedimentos (2008) Fuente: SISA (Servicios de Ingeniería
S.A.)
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