Tesis Bocatoma Convencional

October 21, 2017 | Author: Luis Cisneros Ayala | Category: Desert, Precipitation, Tropics, Lima, Climate
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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. III.

OBJETIVOS………………………………………………………………….3 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

3.1.1.3

3.1.1.2.1

Rasgos geomorfológicos……………………..4

3.1.1.2.2

Condiciones hidrogeológicas………………...5

3.1.1.2.3

Geodinámica externa………………………...5

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

3.3.4

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

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

4.3.3

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

Dimensionamiento aguas abajo de aliviaderos…………………96 4.3.3.1

Aliviadero de compuertas………………………………96 4.3.3.1.1 4.3.3.1.2

Poza de Disipación…………………………96 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 V.

Nivel de Operación en embalse para QCaptación = 5.0m3/s……….132

CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES.........................................135

VI. BIBLIOGRAFIA VII. ANEXOS

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,

1

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. COLOMBIA

ECUADOR

TUMBES LORETO

PIURA AMAZONAS

LAMBAYEQUE CAJAMARCA SAN MARTIN

BRASIL

LA LIBERTAD

O C

ANCASH

HUANUCO

E

PERU

UCAYALI

A

PASCO

N JUNIN

O

LIMA

MADRE DE DIOS

HUANCAVELICA CUSCO

P

APURIMAC ICA

AYACUCHO

A

PUNO

BOLIVIA

C I

AREQUIPA

F MOQUEGUA

I C

TACNA

O

CHILE

2

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.

3

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

4

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.

5

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 CAT450,

alcanzándose

aproximadamente,

profundidades además

se

de

realizaron

hasta 3

4.20

m,

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 Nº CBH-01 CBH-01A CBH-02 CBH-03 CBH-04

Norte

Este

msnm

m

Profundidad Nivel freático m

8,671,764.61 8,671,768.00 8,671,793.65 8,671,600.40 8,671,561.08

295,218.85 295,216.00 295,202.17 295,284.86 295,305.11

416.00 416.00 416.00 416.00

4.10 4.20 3.20 3.00 3.00

2.85 2.90 2.50 1.20 N.A.

Coordenadas UTM

Cota

419.50

Profundidad

Nº muestras extraídas (*) 2 4 2 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”.

6

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

m

(m)

HW

CONO PECK

LEFRANC

20.00

0.60

17.00

3

6

20.00

0.50

17.00

0

5

15.00

1.10

14.00

0

5

25.00

3.60

22.00

0

6



Norte

Este

(msnm)

SDBH01

8,671,715.92

295,214.54

413.50

SDBH02

8,671,665.91

295,251.98

414.50

SDBH03

8,671,586.43

295,292.39

416.00

SDBH04

8,671,756.57

295,194.26

416.00

Ensayos

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.

7

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)

03/12/08

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

8.00

0.40

1936.67

2.46 E-01

constante

709.52

4.08 E-01

constante

1047.22

3.10 E-01

constante

441.67

1.53 E-01

constante

04/12/08 SDBH-01

0.40

K

Carga

( cm/seg)

05/12/08

11.00

06/12/08

14.00

06/12/08

17.00

09/12/08

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

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

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

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

3.50 - 3.70

3.50

523.61

1.33 E-02

constante

10/12/08

0.40 0.40

SDBH-02

14/12/08

26/11/08

SDBH-03

SDBH-04

8

Fecha

Sondeo

Profundidad (m)

Nivel de agua (m)

Q (cm3/seg)

27/11/08

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

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

28/11/08

SDBH-04

3.1.1.5

K

Carga

( cm/seg)

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

9

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:

Sulfatos

Cloruros

Sales solubles totales

p.p.m

Grado de agresividad química

Consecuencia

0 - 1000

Leve

1000 - 2000

Moderado

Ocasiona un ataque químico al concreto de la cimentación

2000 - 20000

Severo

> 20000

Muy severo

> 6000

Perjudicial

Ocasiona problemas de corrosión de armaduras o elementos metálicos

> 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.

10

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 %.

11

A partir de la confluencia de dichos ríos, el valle empieza a abrirse y es en este tramo que deyección

sobre

el

el cual

río se

ha

formado

encuentra

su

cono

de

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.

12

Figura N° 1 Cuenca del río Rímac

13

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 comúnmente la

formación

llamados Estepa

deslizamientos

de

tierra

y

lodo,

huaycos, principalmente para el área de 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.

14

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 (ddS), 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,

estacionales y árboles pequeños del genero Acacia.

15

gramíneas

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 indicador

anual la

variable

entre

presencia

63

y

140

del “gigantón”

mm.

Un

buen

(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.

16

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:

17

1. En la cuenca baja, se tiene un clima árido, con deficiencia de lluvias, semicálido y húmedo, con un rango de media anual de 19 ºC

temperatura

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, mm/año.

se

registra

265

mm/año

y

en

Ticlio

675

Otra referencia se tiene en Casapalca (4,191 msnm),

donde la lluvia anual promedio llega a 667 mm.

18

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.

19

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.

20

Las descargas registradas en la estación de aforos de Chosica (19682007), 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.

21

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 Qmax Año

Qmax Año

Qmax Año

Qmax Año

Qmax Año

1920

(m3/s) 95

1936

(m3/s) 105

1952

(m3/s) 175

1976

(m3/s) 162

1992

(m3/s) 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

Qmax Año

(m3/s)

Qmax Año

(m3/s)

Qmax Año

(m3/s)

Qmax Año

(m3/s)

Qmax Año

(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.

22

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

Q max (m3/s) para diferentes distribuciones Halphen

Pearson Gumbel

(años)

Tipo A

1000

442

447

200

371

100 50

Gamma

LogNormal

Tipo 3

2P

417

440

550

367

353

368

427

338

333

324

336

377

305

298

294

303

330

23

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

Qmax

Retorno (años)

(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.

24

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)

3.3

Abril-Diciembre Qmax

Qmax

inst

Mayo-Diciembre

Mayo-Noviembre

Qmax

Qmax

Qmax

inst

Qmax

inst

2

62

76

42

52

31

38

3

74

91

50

62

37

46

5

86

105

59

73

43

53

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 2530 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.

25

Eje

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

26

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 HECRAS, 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:

Y2 + Z 2 +

α 2V22 2g

= Y1 + Z1 +

α1V12 2g

+ he

Donde:

Y1 ,Y2

=

Tirantes en las secciones transversales (m).

Z1 , Z 2

=

Altura del fondo relativo al plano de referencia (m s.n.m.).

V1 ,V2

=

Velocidades medias para el total de las respectivas áreas

hidráulicas (m/s).

27

α 1 ,α 2

=

Coeficientes de distribución de velocidades.

g

=

Aceleración de la gravedad (9.81 m/s²).

he

=

Pérdida de carga (m).

La ecuación general para la determinación de las pérdidas de carga es:

a V2 aV2  he = LS f + C  2 2 − 1 1  2g   2g Donde: L

=

Longitud del tramo en cálculo (m).

Sf

=

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

QTotal = ∑ K i S 1f / 2 i =1

1 K i =   Ai Ri2 / 3  ni  Donde:

QTotal = Ki

=

Caudal total en una sección (m3/s). Caudal en la subsección i [i = 1.....p] (m3/s).

28

Sf =

Pendiente.

Ai =

Area en la subsección i [i = 1.....p] (m2).

Ri =

Radio hidráulico en la subsección i [i = 1.....p] (m).

ni

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. n1

n2

A 1P 1

A 2P 2

A 3P 3

Cauce

Margen

Margen

n3

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

29

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.

30

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: Rimac Rimac Legend

435

EG PF 2 WS PF 2 Ground 430

Elevation (m)

425

420

415

410

405

-600

-500

-400

-300

-200

-100

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

Main Channel Distance (m)

Figura N° 5 Perfil hidráulico del río Rímac Q= 580 m3/s

31

1000

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.

32

Rimac Rimac Legend EG PF 3 430

WS PF 3 Ground

425

Elevation (m)

420

415

410

405

400 -800

-700

-600

-500

-400

-300

-200

-100

0

100

200

300

400

500

600

700

800

Main Channel Distance (m)

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

33

.04 426

Legend EG PF 3 WS PF 3

424

2.0 m/s 2.3 m/s 422

2.5 m/s

E lev ation (m )

2.8 m/s 3.0 m/s 420

3.3 m/s 3.5 m/s 3.8 m/s

418

4.0 m/s Ground 416

Ineff Bank Sta

414

412 -150

-100

-50

0

50

100

Station (m)

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.

34

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

35

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.

36

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

37

Cuadro 15 Puente Ñaña – Carga de sedimentos en suspensión

(*) Datos de SEDAPAL

38

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).

39

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.

40

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

41

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.

42

Figura 9 Tramo del río Rímac, donde se emplazará la bocatoma Huachipa (estribo derecho de la presa derivadora)

43

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.

44

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.

45

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.

46

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.

47

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: γ −γ g s = φ* γ s  s  γ

  

1

2

(g d ) 3

1

2

35

La carga unitaria de sedimentos en suspensión (en peso), tiene la siguiente expresión: g ss = g s (PE I 1 + I 2 )

La capacidad de carga en toda la sección y unitaria de sedimentos totales en peso, se determina mediante las siguientes relaciones: g st = g ss + g s G st = g st B

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:

48

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: 1

 α ′ (Yn ) 5/3  1+ x HS =  0.28   0.68 β (d m ) 

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:

49

α´ =

Qd µ Be H m

5/3

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.

50

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.

51

Nivel del lecho del río

430

Socavación general TR=1000 años Socavación general TR=200 años Socavación general TR=100 años Socavación general TR=50 años 425

Socavación General Q=200 m3/s

ALTITUD (MSNM)

420

EJE PRESA DERIVADORA DE BOCATOMA HUACHIPA

415

410

405

400 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

PROGRESIVA (M)

Figura 10 Perfil longitudinal lecho río Rímac y perfiles de socavación general para distintos TR (Prog. 0+520 – Eje Presa Deriv.)

52

1350

1400

1450

1500

Profundidad de socavación (m)

2.5

2

1.5

1

0.5

0 150

200

250

300

350

400

450

500

550

600

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.

53

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-

54

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)

1 Se calcularon las velocidades erosivas o de arrastre de los distintos Ve = 1.15 g (H d ) 4 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

55

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

3.5

3.0

Velocidades erosivas (m/s)

2.5

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

2.0

1.5

1.0

0.5

0.0 0.4

0.8

1.2

1.6

2

2.4

2.8

3.2

Tirante del flujo (m)

Figura 12 Velocidades erosivas de los diámetros característicos de la curva granulométrica de sedimentos de fondo del río Rímac

56

3.6

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.

57

Rimac

Plan: Rimac_Huachipa

Verificación del arrastre de sólidos de fondo Rimac Huachipa 435

Legend EG TR=1000 EG TR=200 EG TR=100

430

EG TR=50 Crit TR=1000 Crit TR=200 Crit TR=100

425

EG Q200 WS TR=1000 WS TR=200 Crit TR=50

Elevation (m)

420

WS TR=100 WS TR=50 Crit Q200 WS Q200

415

Ground

410

405

400

0

200

400

600

800

1000

1200

Main Channel Distance (m)

Figura 13

Perfil del flujo aguas arriba, entrada y canal del aliviadero de compuertas

58

1400

1600

Cuadro 15 Tirantes y velocidades del flujo del tramo del río Rímac que contiene el aliviadero de compuertas y bajo distintos escenarios de avenidas Sección 45 46 47 48 49 49.2 49.3 51.01 53.1 54 55 56 57

Progresiva (m) 860 880 900 920 940 946.03 956.14 982 1031.2 1040 1060 1080 1100

TR=1000 2.76 2.77 2.67 2.64 5.36 7.75 5.32 5.32 5.31 2.98 2.96 2.96 3.18

Velocidades del flujo (m/s) TR=200 TR=100 TR=50 2.59 2.53 2.44 2.59 2.52 2.22 2.53 2.45 2.38 2.47 2.39 2.3 4.66 4.32 3.96 7.22 6.95 6.69 4.97 4.79 4.61 4.97 4.79 4.61 4.97 4.79 4.61 2.77 2.68 2.59 2.79 2.69 2.6 2.77 2.69 2.6 2.98 2.89 2.8

Q200 2.12 2.4 2.1 2.01 2.74 5.77 4.01 4.01 4.01 2.27 2.27 2.26 2.47

TR=1000 1.51 1.24 0.9 1.53 1.18 0.86 2.87 2.87 2.87 1.12 1.08 1.39 1.32

TR=200 1.4 1.14 0.79 1.44 1.16 0.79 2.5 2.5 2.5 1.01 0.96 1.27 1.19

Tirantes (m) TR=100 1.35 1.09 0.75 1.4 1.15 0.75 2.34 2.34 2.34 0.95 0.91 1.21 1.12

TR=50 1.3 1.04 0.7 1.35 1.14 0.72 2.16 2.16 2.16 0.9 0.85 1.16 1.06

Q200 1.15 0.81 0.55 1.22 1.11 0.6 1.62 1.62 1.62 0.72 0.68 0.99 0.85

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.

59

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.

8.0

Velocidades erosivas (m/s)

7.0

6.0

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

5.0

4.0

3.0

2.0

1.0

0.0 860

880

900

920

940

960

980

1000

1020

1040

1060

1080

1100

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

60

8.0

Velocidades erosivas (m/s)

7.0

6.0

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

5.0

4.0

3.0

2.0

1.0

0.0 860

880

900

920

940

960

980

1000

1020

1040

1060

1080

1100

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 8.0

Velocidades erosivas (m/s)

7.0

6.0

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

5.0

4.0

3.0

2.0

1.0

0.0 860

880

900

920

940

960

980

1000

1020

1040

1060

1080

1100

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

61

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

62

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: Ds max  t  =   d0  t0 

0.38

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: 1.7 ρ −ρ  d 0 2 (αV − Vcri )− 4.3 t 0 = 330  s  ρ  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. Ds max Vmax − Vcri = d0 Vcri

63

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.

64

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.

65

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.

66

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

VC = 6.05d 0.35 R 0.15 (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

Q = CLφK 1 K 2 H 3 / 2

67

DISPOCISION GENERAL DE LA BOCATOMA HUACHIPA

68

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.)

K 1 : Coeficiente de corrección para

hd + d H

K 2 : Coeficiente de corrección para hd / H H = hv + h

69

3.5.7

Rejillas

hr = ( K t ).(hvr )

K t = 1.45 − 0.45a n / a g − (a n / a g ) 2 …..(coeficiente de perdida en la rejilla) a n : Área neta de paso de agua por rejilla. a g : Área bruta de rejilla. Asumido: an/ag = 0.30

hvr = (v n / 2 g ) ……..(carga de velocidad en rejilla) 2

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 ≥

-

α : Angulo de las paredes de la transición con el eje de la misma

B1 − B2 2tgα

α : 15° a 25° (flujo subcritico) -

B1 (Ancho al inicio de transición)

-

B2 (Ancho al final de transición)

3.5.9

Sumergencia de tubería de conducción a Planta de Tratamiento.

S = 0.40v D S (Sumergencia sobre la parte superior del tubo) (m)

v (Velocidad de agua en tubería) (m/s) D (Diámetro de tubería) (m)

70

3.5.10

Orificios

Q = CA 2 g∆h (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.

71

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 B1 = 0.80Q 1 / 2 / i 1 / 5 (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=

B1 + B2 (ancho de aliviadero de compuertas). 2

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

72

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

+

Compuerta de río

3.00

+ 5.40

Compuerta

Ancho total

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)

Q1 = CL1 H1

3/ 2

L1 = 3 x5.80 = 17.40m C = 1.70

3/ 2

Q1 = 1.70 x17.40 H1

3/ 2

= 29.60 H1

Q2 = CL2 H 23 / 2 = 1.70 x80 H 23 / 2 = 136 H 23 / 2 H1 = h1 + hv1 H 2 = h2 + hv2

-

Nivel máximo en aliviadero de compuertas : N1 = 414.66 + h1

-

Nivel máximo en aliviaderos fijo:

N2 = Cota cresta Aliviadero fijo +

H2 …………………. H2 = 1.5 dc 1.50

dc = tirante crítico Cota Cresta Aliviadero fijo = NAMO + 0.10 = z 2 E1 (energía) = E2 (Energía) H 1 + 414.66 = H 2 + z 2

73

3.6.6 Cota superior de puente de operación σA y Cota superior presa no vertedora de margen izquierda σB :

σA = σN 1 + 0.50( peralte de viga puente) + f (borde libre) f (borde libre ) = 2.0 + 0.025(v)(3 d )......en pies. ……. σN 2 = (cot a cresta barraje fijo + d c )

σB = σN 2 + f ≥ σA

3.6.7 Poza de disipación de aliviadero de compuertas

3

2

A

1

hvA hA

σN 3

d3

hv1

σN 2

D

d2

z

e

C

d1

G

E L

cota (c) + d 1 + hv1 = 414.66 + H A

d1 (Tirante de agua al inicio del salto hidráulico) hv1 (Carga de velocidad)

d 2 = 0.50d1 ( 1 + 8 F12 − 1) F1 = v1 / gd1 d 2 (Tirante conjugado del resalto hidráulico) ∆z (Profundidad de poza)

74

414.66

HA

Condición: Si F1 ≤ 4.50

∆ z + d 3 ≥ 1.1d 2

Si F1 ≥ 4.50 ∆ z + d 3 ≥ d 2 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 : q max = 5.50m 3 / s

S S S

1.0 hb

Hb

S S S

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)

75

3.6.9 Protección de enrocado de entrada y salida de aliviaderos -

Socavación del cauce del río: df 0 = 0.30483 q 2 / Fb0 (Blench)

q = Q / b....

Q( ps 3 / s) > q (pie3/s x pie) b( pies)

Fb0  función del diámetro medio del lecho del cauce del río. d: tirante del río (m) z (profundidad de socavación localizada) = 2df 0 − d (m) df 0 : (profundidad de agua con lecho socavado) (m)

-

Longitud de protecciones de enrocado: l ≥ 2 z

-

Tamaño de enrocado

Tipo de enrocado

V(m/s)

100%

80%

50%

1

≤ 3.0

≤ φ 0.50

≥ φ 0.30

≥ φ 0.20

2

≤ 4.50

≤ φ 1 . 20

≥ φ 0.75

≥ φ 0.50

3.6.10 Dimensionamiento de Drenaje debajo de Poza

NAMO = 417.83msnm L2 = 35.0

L1 F

G

e2

e1 H

e3

Q = KiA +

E

2 Khφ L2

76

L = L1 K= i=

Q = qb 10-3 a 10-4 m/s

b (ancho total de alivadero)

NAMO − σE L1

A=(

σF − σE 2

b = 30.90 m

)(30.90)

σF = cota de fondo de losa al inicio de los canales de aproximación. σH = cota de fondo de losa al inicio de la poza de disipación. σE = cota de tubería colectora del sistema de drenaje de la poza. σG = cota de fondo de losa al final de la poza de disipación. h = NAMO − σE

φ = 3.24 -

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 K = 10cm / s = 0.10m / s Q = KiA = 0.10i.e3 .L2 i=(

σG − σH 35.0

)

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

77

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.

TERRENO AGRICOLA

NAMO

RC

h >1.50 P > 20.0m (inferido) DREN

L

CAPA IMPERMEABLE

 4 Kh 2 8 Khφ  q dren x m=  2 + 2  x1000 (l/s) L   L 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:

ql = 0.39 D 2 (0.25 D) 2 / 3 x(

S 1/ 2 ) n

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

78

IV.

DISEÑO HIDRAULICO DE LA BOCATOMA HUACHIPA

4.1

ESQUEMA GENERAL DE OBRAS

POZA DE DISIPACION

BOCAL DE CAPTACION

VERTEDERO Nº1

RIO RIMAC

CANALES DE APROXIMACION

BARRAJE FIJO

Modelo hidráulico desarrollado en el Laboratorio Nacional de Hidráulica.

79

CANALES DE APROXIMACIÓN

VERTEDERO Nº 1

Barraje móvil de entrada PUENTE DE OPERACIÓN DEL ALIVIADERO DE COMPUERTAS

PERFIL DEL ALIVIADERO MOVIL.

Barraje móvil de salida

80

CAPTACION

σN 0

σN1

σN 2

σN 3

σN 4

σN 6

σN 5

81

σN 7

4.2 CAPTACION 4.2.1 Captación funcionando 05 rejillas y 01 compuerta de captación Q = C.L..H 3 / 2 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 Nº 2 (Cota cresta: 417.25msnm)

6VENTANAS DE CAPTACION (Cota umbral: 415.60msnm)

CANAL DESRIPIADOR

Vertedero N° 2 Q = 1.85 x 20.42 H 3 / 2 = 37.78H 3 / 2 12.0 = 37.78 H 3 / 2 ⇒ H = 0.47 m

σN1 = 417.25 + 0.47 = 417.72msnm σN 2 = 417.72 − 0.66 x0.47 = 417.41msnm (descarga libre) Tramo (0) ÷ (1): Q = 1.85 LφK1 K 2 H 3 / 2

φ = 0.94

para θ = 45°

L = 6.65m Q = 1.85 x0.94 x6.65 K 1 K 2 H 3 / 2 = 11.56 K 1 K 2 H 3 / 2

82

σN 0

σN1

VERTEDERO Nº 1 (Cota cresta: 416.25msnm)

Para hd = 0.11 ⇒ H = 417.72 + 0.11 − 416.25 = 1.58m Para

hd + d 417.83 − 415.25 = = 1.63 → K 1 = 1.0 H 1.58

hd 0.11 = = 0.07 → K 2 = 0.525 H 1.58 Q = 11.56 x1.0 x0.525 x(1.58) 3 / 2 = 12.05m 3 / s ≈ 12.0m 3 / s. o.k. ∴ σN 0 = 417.72 + 0.11 = 417.83msnm

(NAMO)

Cota de cresta de aliviadero fijo = NAMO + 0.10m = 417.93msnm.

∴ Cota de Corona Aliviadero Fijo: ≈ 417.95 msnm

83

Tramo (2) ÷ (3): Q = C. A. 2 g.∆h 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) Q = 0.60 x1.20 x5 x 2.65 19.60∆h1 = 12.0

VENTANAS DE CAPTACION (Cota umbral: 415.60msnm) VERTEDERO Nº2 (Cota cresta: 417.25msnm)

N° Rejillas funcionando

: 05

Ancho de cada rejilla : 2.65 m Altura de orificio

: 1.20 m

Donde: ∆h1 = 0.08m

σN 3 = 417.41 − 0.08 = 417.33msnm

84

Tramo (3) ÷ (4): Considerando Vrejilla = 1.2 m/s y 70% de obstrucción de rejillas 12.0 = 1.20 x5 x 2.65 x0.3 xd 4 ⇒ d 4 = 2.51m Perdida de carga por rejilla (hr): hr = K t hvr = K t .(v 2 n / 2 g ) K t = Coeficiente de perdida en la rejilla hvr = carga de velocidad en rejilla

an = área neta a través de la rejilla

ag = área bruta de las rejillas y sus soportes v n = velocidad a través del área neta de la rejilla K t = 1.45 − 0.45( an / ag ) − ( an / ag ) 2

an / ag = 0.30 ………(asumido)

K t = 1.45 − 0.45 x0.30 − (0.30) 2 = 1.225 1.20 2 hr = 1.225 x( ) = 0.09 m 19.6

σN = 417.33 − 0.09 = 417.24 msnm 4

σZ 4 = 417.24 − 2.51 = 414.73 msnm ⇒ σZ 4 ≅ 414.75msnm

Tramo (4) ÷ (5):

σN 5 = σN 4 − 0.08 = 417.24 − 0.08 ⇒ σN 5 = 417.16msnm

Vista de aguas debajo de la ventana de captación

85

Tramo (5) ÷ (6): d 5 + hv 5 + σz 5 = d 6 + hv 6 + σz 6 + 0.5(hv 6 − hv5 ) d 5 + 1.5hv5 + σz 5 = d 6 + 1.5hv6 + σz 6

σN 5 − σN 6 = 1.5( hv 6 − hv5 ) Considerando que solo una compuerta en la sección (6) funciona y que: V6 max = 3.0m / s ⇒ hv 6 = 0.46 m ⇒ 12.0 = 3.0 x3.0 xd 6

CAMARA DE COMPUERTAS DE CAPTACION (2 COMPUERTAS RADIALES)

Instalación de compuertas radiales en captación ⇒ d 6 = 1.33m d 5 = 417.16 − 414.75 = 2.41m

Q = V .A 12 = V5 .(2.65).5.d 5

86

V5 = 12.0 / 2.65 x5 x 2.41 = 0.38m / s ⇒ hv 5 = 0.007 m

σN 6 = σN 5 − 1.5( hv 6 − hv5 ) σN 6 = 417.16 − 1.5(0.46 − 0.007) = 416.48msnm σZ 6 = 416.48 − 1.33 = 415.15msnm ⇒ σZ 6 = 415.15msnm

Tramo (6) ÷ (7): d 6 + σz 6 + hv 6 + 0.5( hv 6 ) = d 7 + σz 7 + hv 7 + 0.5( hv 7 ) d 6 + σz 6 + 1.5( hv 6 ) = d 7 + σz 7 + 1.5( hv 7 )

σN 6 + 1.5hv 6 = σN 7 + 1.5hv 7 σN 7 = σN 6 + 1.5( hv 6 − hv 7 ) S (sumergencia de tubería)

6

7

σN 7 S

415.15

d7

σz7

D= 2.0m HACIA PLANTA DE TRATAMIENTO

10.00

REFERENCIAL

S = 0.40.v.( D ) Q = v. A ⇒

Q = v.(

π .D 2 4

) ⇒ Q = v.(

π .D 2 4

) ⇒ v = 3.82 m / s

S = 0.40.3.82.( 2 ) = 2.16m S + D = 2.16 + 2.0 = 4.16 m

⇒ S + D ≅ 4.20m

∴ d 7 = 4.20m Q = v. A ⇒

12 = V7 .d 7 .( 2.0) ⇒

87

V7 = 12.0 /( d 7 .2)

V7 = 12.0 /( 4.20 x 2) = 1.43m / s 2

hv 7 = (

2 v7 2.045 1.43 )= )= ( = 0.10m 19.60 19.60 2g

σN 7 = σN 6 + 1.5(hv6 − hv7 ) σN 7 = 416.48 + 1.5(0.46 − 0.10) σN 7 = 417.02 σz 7 = 417.02 − 4.20 = 412.82 msnm

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 S = 0.4V D = 0.4 x3.82 x 2.0 = 2.16 m S + D = 2.16 + 2.0 = 4.16m ⇒ S + D = 4.20 m

Tramo (6) ÷ (7): d 6 + hv 6 + σz 5 = d 7 + hv 7 + σz 7 + 0.1( hv 7 − hv 6 ) 1.1hv 6 + d 6 + 415.15 = 1.1hv 7 + d 7 + 412.82 V7 = 12.0 /( 4.20 x 2) = 1.43m / s

88

2

hv 7 = (

v7 ) = 0.10 m 2g

1.1hv 6 + d 6 = 1.1x0.10 + 4.20 + 412.82 − 415.15 1.1hv 6 + d 6 = 0.11 + 4.20 − 2.33 1.1hv 6 + d 6 = 1.98 dando valores a d 6 : (funcionando dos compuertas de captación) Q = v. A ⇒ 12 = V6 .1.90.(6) ⇒

d 6 = 1.90m ⇒

V6 = 1.05m / s

⇒ hv 6 = 0.06m

σN 6 = 415.15 + 1.90 = 417.05msnm Tramo (5) ÷ (6): d 5 + hv 5 + σz 5 = d 6 + hv 6 + σz 6 + 0.1( hv 6 − hv 5 ) 1.1hv5 + d 5 + σz5 = 1.1hv6 + d 6 + σz 6 d 5 + 1.1hv 5 + 414.75 = 1.1x0.06 + 1.90 + 415.15 d 5 + 1.1hv5 = 2.37 Dando valores a d 5 : d 5 = 2.36 m ⇒

V5 =

12 = 0.32 m / s 2.65 x 6 x 2.36

⇒ hv5 = 0.005m

σN 5 = 414.75 + 2.36 = 417.11 msnm Tramo (4) ÷ (5): Q = C. A. 2 g.∆h 12.0 = 0.60 x1.20 x6 x 2.65 19.6∆h2 = ∆h2 = 0.06 m

σN 4 = σN 5 + 0.06 = 417.11 + 0.06 = 417.17 = 417.20 msnm d 4 = 417.20 − 414.75 = 2.45m

Tramo (3) ÷ (4): hr = 1.225hvr vr = 12 / 6 x 2.65 x 2.45 x0.30 = 1.03m / s ⇒ hvr = 0.05m hr = 1.225 x0.05 = 0.06 m

89

σN 3 = σN 4 + hr = 417.20 + 0.06 = 417.26msnm Tramo (2) ÷ (3):

σN 2 = σN 3 + 0.06 = 417.26 + 0.06 = 417.32msnm Tramo (1) ÷ (2):

σN1 = 417.72 msnm

(Igual pag. 82)

Tramo (0) ÷ (1):

σN 0 = 417.83msnm (NAMO)

4.3

(Igual pag. 83)

ALIVIADEROS

3

2

20.0

0

1

35.0

21.70

20.0

26.42

Q1 415.25 S=1.9%

hvo

σN 3 412.0

Q=470 m3/S Q1=284.45 m3/S

σN 2

ho

414.66

hv1

1.00

d3

(LECHO SOCAVADO)

σD

2.00 0.60

1.50 2.50

d2

σD = 410.50

σF = 406.50

1.50

404.80

1.00

407.50

d1

405.50 = σE

2.0

2.30

1.80

0.60

SECCION 3-3 ALIVIADERO DE COMPUERTAS

20.00

10.90

41 0 1.5 0 1.5 0 1.5 0 1.5

0 1.5 .20

hv

1.0

h

417.95

E1

.60

NAMO: 417.83

E1 2 1

RC

σK = 413.0 6.35

6.14 RC 3.74

1 0.5

1 0.5 410.0

410.0

.60

NAME: 419.23

416.85

hb

0 1.5

2.90 1 0.5

=dc

FLUJO Q2

.75

0 1.5

41

H

.60 .60

SECCION 4-4 ALIVIADERO FIJO

90

414.25/415.0

4.3.1 Determinación del ancho estable del cauce del rio B = 0.80Q 1 / 2 / i 1 / 5 (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

: 3

Q(m /s):

E

F

40.32

55.0

M

A

63.31 42.22

B = 0.80 x(50.21)1 / 2 /(0.019)1 / 5 = 12.51 m

Si fuera lecho arenoso: B = 4.83Q1 / 2 (Lacey) B = ( 4.83)(50.21)1 / 2 = 34.22m

91

Promedio 50.21 ≅ 50.0 m3/s

B promedio =

34.22 + 12.51 = 23.37 m 2

⇒ B promedio ≅ 25.0m

Nota:

* Según topografía del cauce del río B ≅ 20.0m * 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) Q1 = 1.70 LH A

3/ 2

L = 3 x5.80 = 17.40m

Q1 = 29.60 H A

3/ 2

H A = h A + hvA

Q1 ( aliviadero de compuertas )

Nota: Se consideran 3 compuertas de aliviadero de compuertas de b=5.80m.

b=5.80m

PUENTE OPERACIÓN DE LOS CANALES DE APROXIMACIÓN (cota superior:420.60msnm)

b=5.80m

92

b=5.80m

Q2 = 1.70 LH B

L = 80.0m ⇒ Q2 = 136 H B

3/ 2

3/ 2

(aliviadero fijo )

E A (energia ) = E B (energia )

H A + 414.66 = H B + Z B

B AA

L.E.

HB

Cota ZB: 417.95 msnm

HA

Cota ZA= 414.66 msnm

Para H A = 4.85m ⇒ Q A = 316.13m 3 / s H B = 414.66 + 4.85 − 417.95 = 1.56 m ⇒ Q B = 263.84 m 3 / s

σN B = 417.95 +

1.56 = 418.99 msnm 1.50

Q = Q A + Q B = 579.97 m 3 / s ≅ 580 m 3 / s o.k. hA:

4.85

4.13

3.86

3.71

3.63

3.57

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: ∆h =

3.53

v 2 b (5.09) 2 x 25.80 = = 0.45m g. R (9.80) x150

R = radio curva de rio Borde libre:

f = borde libre (en pies ) = 2.0 + 0.025(v)(3 d ) d = 3.53m = 11.58 pies

93

v = 5.09m / s = 16.70 pies / s

f = 2.0 + 0.025(16.70)(3 11.58 ) ⇒ f = 2.94 pies = 0.89m

σN agua = 415.25 + 3.53 + 0.45 = 419.23msnm = σN A (NAMEaliv. de Comp.) Cota sup erior Puente = σN A + peralte viga puente + borde libre Cota superior puente = 419.23 + 0.50 + 0.89 = 420.62msnm Cota superior puente ≅ 420.60msnm

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

V = 316.13 /(3.53 x 25.0) V = 3.58m / s (enrocado tipo 2) (E2)

Cálculo de longitud de enrocado: Socavación: d f 0 = 0.3048(3 q 2 / Fbo ) (blench )

df0

(profundidad de agua con lecho socavado) (m)

q

(caudal unitario) pie3/seg x pie)

Fbo

(factor de Blench, que depende del diámetro medio del lecho del rio).

Para dm del lecho del rio = 21.9 m → Fbo = 4.0 Q=316.13m3/s = 11164 pie3/s b=25.0m = 82 pies

q=

11164 = 136.15 pie 3 / seg . pies 82

dfo = 0.3048(3 135.32 2 / 4.0 ) = 5.08m

94

Z (profundidad de socavación) Z = 2df o − d ………………d(Tirante de agua en lecho no socavado) Z = 2(5.08) − 3.56 = 6.63m Longitud de protección de enrocado : L =2Z L = 2 x6.63 = 13.26m ⇒

4.3.2.2.2

L = 20.0m

(por seguridad)

Aliviadero fijo BARRAJE FIJO Cota cresta: 417.95 msnm

BARRAJE MOVIL

L=80.0m

FLUJO dc=1.56/1.50 417.95 1.10

Q2=263.84 m3/s

416.85

L=longitud del barraje fijo = 80.0m

Tirante de agua = dc + 1.10m

95

Q2 = v 2 . A ⇒

  1.56 263.84 = v 2 .80( + 1.10)   1.50

  263.84 1.56 v2 =  ( + 1.10)  = 1.54m / s   80.0 1.50 (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

Qavenida de diseño = 470m 3 / s Q A = 1.70 L( H A ) 3 / 2

(aliviadero de compuertas)

L=3x5.80 = 17.40m Q A = 29.60( H A ) 3 / 2 Nota: se consideran 03 compuertas para el aliviadero de 5.80m de ancho cada una. Q B = 1.70 L( H B ) 3 / 2 L=80.0m

(aliviadero fijo)

(longitud del barraje fijo)

Q B = 1.70(80.0)( H B ) 3 / 2 ⇒

Q B = 136.0( H B ) 3 / 2

E A (energia ) = E B (energia ) H A + 414.66 = 417.95 + H B

Para H A = 4.52 m

⇒ Q A = 284.45m 3 / s

H B = 414.66 + 4.52 − 417.95 = 1.23m ⇒ Q B = 185.52 m 3 / s

Qdiseño = Q A + Q B = 284.45 + 185.52 = 469.97 m 3 / s ≅ 470m 3 / s o.k.

Q A = Qaliv.comp = 284.45m 3 / s E1 (energia ) = E A (energia )

σz1 + d1 + hv1 = 414.66 + H A 407.50 + d1 + hv1 = 414.66 + 4.52 d 1 + hv1 = 414.66 + 4.52 − 407.50 = 11.68 = K

96

b1 = (3 x5.80) + 1.70 + 2.0 = 21.10m

Qaliv.comp = 284.45m 3 / s Q1 = A.(V1 ) hv1 = v1 /(2 g ) 2

V1 = Q1 /( d1 .b1 ) ⇒

(

F1 = v1 /( gd1 )

2

)

d 2 = 0.5d1 1 + 8 F1 − 1

b1(m)

d1(m)

v1(m/s)

hv1(m)

21.10

.93

14.50

10.73

K

F1

11.66 4.80

d2

L/d2

5.87

6.00

L 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 ( f1 ) = 0.1(v1 + d 2 ) = 0.1(14.50 + 5.87) = 2.04m Cota superior muro poza: 407.50 + 5.87 + 2.04 = 415.41 msnm Cota superior muro poza = 415.41 ≅ 415.45 msnm

Cota superior de muros de la poza: 415.45 msnm

2

1

L.E

A

L.E

HA Cota ZA= 414.66 msnm

H1 d1=0.93m H2

d2=5.87m Long. Poza: 35m

Cota Losa poza Disipación: 407.50 msnm

97

B

4.3.3 .1.2 Enrocado aguas abajo de poza de disipación V = 284.45 / 25.80 x (413.57 − 407.50) = 1.82m / s ……Inicio poza V = 284.45 / 44.45 x( 413.57 − 412.0) = 4.08m / s ………Final poza

Se escoge un enrocado tipo 2 (E2)

Cálculo de longitud de enrocado: Q = 284.45 m3/s = 10045.26 pie3/s..... b = 44.45m = 145.83 pies q = 10045.26/145.83 = 68.88 pies3/seg.pies

Socavación: d f 0 = 0.3048(3 q 2 / Fbo ) (blench)

df0

(profundidad de agua con lecho socavado) (m)

q

(caudal unitario) pie3/seg x pie)

Fbo

(factor de Blench, que depende del diámetro medio del lecho del rio).

Para dm del lecho del rio = 21.9 m → Fbo = 4.0

dfo = 0.3048(3 68.88 2 / 4.0 ) = 3.23m Z (profundidad de socavación) Z = 2df o − d …….……d(Tirante de agua en lecho no socavado) Z = 2 x3.23 − 1.57 = 4.89m Longitud de protección de enrocado : L =2Z

L = 2 x 4.89 = 9.78m Consideramos L(longitud

enrocado de salida)

98

= 20.0m (por seguridad)

Long. Enrocado de protección: 20m

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) q = 185.52 / 80.0 = 2.32 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)

2

dc = 3

(q) ……………… d c = tirante critico g

dc = 3

( 2.32) = 0.82m 9.80

2

hb = altura de dados de impacto hb = (0.80 a 0.90) dc hb = (0.80 a 0.90)(0.82) = 0.66 a 0.74m Se adoptará hb = 0.75m

99

Separación entre filas de dados a lo largo del talud(s): S = 2hb = 2 x 0.75 = 1.50m Ancho y separación entre dados ( w ) w = 1.5hb = 1.5(0.75) = 1.13m Se escoge w = 1.23m

wb = (

1 2 a )w 3 3

wb = ancho de dados pegado a muros en filas alternadas 2 1  wb = promedio  (1.13) y .(1.13)  = 0.55m (dado de fila 2,4,6,8) 3 3  Hb (altura de muros): H b = 3hb = 3(0.75) = 2.25m

wb =0.55m

w =1.23m

w =1.23m S=1.50m

hb=0.75m

4.3.3 .2.2 Protección de enrocado aguas abajo del aliviadero fijo q2 = 2.32 m3/seg.m 2

dc = 3

(q) ……………… d c = tirante critico g

dc = 3

(2.32) = 0.82m 9.80

2

Q2 = A2 .(Vc ) ……. A2 = L.( d c )

100

Vc = (Q2 / A2 ) =

185.52 m3/s 80.00(0.82)

Vc = 2.83m / s

(protección de enrocado tipo 1) (E1)

Q = 185.52m 3 / s = 6551.58 pies 3 / s b = 80.0m = 262.47 pies

q=

Q 6551.58 = = 24.96 pies 3 / seg . pies b 262.47

Cálculo de longitud de enrocado: Socavación: d f 0 = 0.3048(3 q 2 / Fbo ) (blench) df0

(Profundidad de agua con lecho socavado) (m)

q

(Caudal unitario) pie3/seg x pie)

Fbo

(Factor de Blench, que depende del diámetro medio del lecho del rio).

Para dm del lecho del rio = 21.9 m → Fbo = 4.0

dfo = 0.3048(3 24.96 2 / 4.0 ) = 1.64m Z (profundidad de socavación) Z = 2df o − d …….…d=dc (Tirante de agua en lecho no socavado) Z = 2(1.64) − 0.82 = 2.46m Longitud de protección de enrocado: L =2Z

Consideramos L(longitud

enrocado de salida)

L = 2( 2.46) = 4.92m

= 10.0m (por seguridad)

4.3.4 Sifonamiento y subpresiones en los aliviaderos 4.3.4.1 Aliviadero de compuertas

C.H sifonamiento ≤ Σl

……………(lane)

C = Coeficiente de lane (4.5 para arena gruesa – grava) H = 417.83 − σ D

σ D = (cota enrocado salida de poza) – (espesor de enrocado)

101

σ D = 412.0 − 1.50 = 410.50msnm H = 417.83 − 410.50 = 7.33m C.H = 7.33 x 4.5 = 32.98m ∑l =

26.42 + 21.70 + 35.0 + 2.50 + 2.00 + 1.00 + 1.80 + 2.30 = 37.30m 3

∑ l = 37.30m ≥ 32.98m ok

Subpresión en el punto (1):  H h1 = Namo − σ E −  x ∑ l1  ∑ l  

∑ l1 = (longitud recorrido por el agua de filtración hasta pto1)  7.33  26.42 + 21.70  h1 = 417.83 − 405.50 −  + 2.50 + 2.0 + 1.0  = 8.10m  3   37.30  P1 = (subpresión del agua en el punto 1 que corresponde a la altura h1) P1 = h1. γ a

………. γ a = Peso especifico del agua = 1.0 ton/m3

γ c = Peso especifico de la losa concreto = 150 lb/pie3= 2.40 ton/m3 Pa = (presión del agua dentro de la poza que corresponde a la altura ∆Z) Pa = γ a .∆Z

………………∆Z = 4.50m

Pc = (presión del concreto) = γ c . 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) = Pa + Pc

(1.1)(8.10m)1.0

ton ton ton = 1.0 3 (4.50m) + 2.40 3 (e1 ) 3 m m m

8.91 = 4.50 + 2.40(e1) e1 = 1.84 m

⇒ e1(asumido) ≅ 2.00 m

Subpresión en el punto (2):  H h2 = Namo − σ F −  x ∑ l2    ∑l

102

∑ l 2 = (longitud recorrido por el agua de filtración hasta pto2)  7.33  26.42 + 21.70 + 35.0  h2 = 417.83 − 406.50 −  + 1.80 + 2.30  = 5.08m  3   37.30  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) = Pa + Pc

(1.1)(5.08m) x1.0

ton ton ton = 1.0 3 x(4.50m) + 2.40 3 x(e2 ) 3 m m m

5.59 = 4.50 + 2.40(e2) e1 = 0.45 m

⇒ e1 (asumido) ≅ 1.00 m

4.3.4.2 Aliviadero fijo

C.H sifonamiento ≤ Σl

……………(lane)

C = Coeficiente de lane (4.5 para arena gruesa – grava) H = NAMO − σ K H = 417.83 − σ K …………….. σ K (Cota inferior salida barraje fijo)

σ K = 413.0 msnm H = 417.83 − 413.0 = 4.83m C.H = (4.5)(4.83) = 21.74m ∑l =

∑ lH + ∑ lV 3

∑l =

10.90 + 6.35 + 6.15 + 3.74 + 2.90 = 22.76 > 21.74 ok (Ver pag. 87) 3

4.3.5 Caudal máximo por aliviadero de compuertas sin desborde por aliviadero fijo. Q = CL(H ) 3 / 2

Q1 (Aliviadero de compuertas)

L=3(5.80) = 17.40m

C = 1.70 (coeficiente de descarga)

103

Nota: se consideran 03 compuertas para el aliviadero de 5.80m de ancho cada una.

Q1 = 29.60 H 1

H1 = 417.95 − 414.66 = 3.29m

3/ 2

Q1 = 29.6 x(3.29) 3 / 2 = 176.64m 3 / s

h1

v1

hv1

Q1 = A.(V1 )

3.29

3.08

0.48

Q1 = V1 .( h1 .L) … Q1 = 176.64 m3/s

2.81

3.61

0.66

siendo: L=17.40m

2.63

3.86

0.76

V1 = Q1 /(h1 .L) =

2.53

4.01

0.82

⇒ hv1 = v1 /(2 g )

176.64 ( h1 x17.40)

2

2.47

σN1 = 414.66 + 2.47 = 417.13msnm 4.4

DIAMETROS DE SEDIMENTOS EN SUSPENSION TRANSPORTADOS POR EL CANAL DE LIMPIA.

3

1

2

0

σN1 = 417.72 417.25 Q=3 m3/s

414.76

Q=6 m3/s

414.88

Q=9 m3/s 415.0

26.42

104

Q=12 m3/s 415.13

415.25

σN1 = 417.72

417.25

415.25/414.76

3.0

CANAL DE LIMPIA

Condiciones de transporte de sedimentos: V* / w > 3

(Suspensión)

3 > V* / w > 1 (Saltación) V* / w < 1

(Decantación) ; w = (velocidad de sedimentación) → para ø

V* = velocidad de corte

V* = gRS

 Q.n  S = 2/3   A.R 

,

R= radio hidráulico

;

2

n = 0.014

,

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

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