CAPITULO IV: ALTERNATIVAS DE SOLUCION

4.0.-INTRODUCCION.-

En el presente capítulo trataremos de enfocar la solución para el reservorio desde tres posibles aplicaciones. A través de estas aplicaciones explicaremos el proceder de estas soluciones, así como las experiencias mundiales en el uso de las mismas, y tentaremos a dar un costo aproximado sobre su aplicación al reservorio. Estas alternativas de solución no son las únicas, pero nos vamos a concentrar en ellas para este estudio. Las alternativas en cuestión son:

1. El Dragado Mecánico. 2. El Sistema de Hidrosucción 3. La Operación de Compuertas.

4.1.-DRAGADO MECÁNICO1.-

El dragado es la excavación de material del fondo de un río (de un cuerpo de agua, en general). Con el objeto de aumentar la profundidad de agua para navegación, mejorar la toma de agua o aumentar la capacidad hidráulica de un encauzamiento. Como un río transporta sedimentos, el dragado es una medida temporal .Ver figura 4.1

Figura 4.1

Los principales medios de dragado son los mecánicos y los de succión hidráulica. 1) Medios Mecánicos.- Entre estos medios tenemos retroexcavadoras, excavadoras

bivolvos y excavadoras de cadenas de cangilones. 2) Succión Hidráulica.- Se realiza por medio de bombas que son capaces de

transportar agua y sedimento con la ayuda, si es preciso, de un elemento cortante o chorro de agua. El transporte de agua y sólidos a presión, aunque es diferente, se puede asimilar al transporte de agua en el sentido de que podemos calcular la pérdida de carga y la potencia de bombeo necesaria.

El material dragado, o extraído, debe ser transportado y colocado en algún lugar. Esto, en la mayoría de los casos, constituye el principal problema, sobre todo cuando los volúmenes son muy grandes. En el caso de Poechos, se tienen 394 MMC, que es un volumen muy grande. Sacarlo fuera de embalse y buscar un sitio donde depositarlo es un problema porque, si bien es cierto dejarlo cerca ahorraría en transporte, podría ser inútil si el material es nuevamente arrastrado al embalse. Por otro lado, la actividad de dragar demandaría muchos años, y sería casi una actividad permanente. Suponiendo un rendimiento altísimo de 30,000 m3 por día, serían 10.95 MMC por año, y para dragar 394 MMC se requeriría 36 años trabajando todos los días. En ese tiempo

1 MOROCHO CALLE, Francisco. op.cit. pp.168,169

ya habría ingresado una cantidad mayor a la extraída. Esto quiere que se estaría sacando, por año, igual o un poco menos de lo que ingresaría en ese mismo periodo de tiempo. El costo sería muy alto. Considerando que 1 m3 cuesta $ 1.5., se tendría, para 394 MMC, un costo de 591 millones de dólares, y un costo anual de 16.42 millones de dólares. Existen empresas que han formulado dos propuestas para hacer este trabajo: una mediante dragado y otra usando explosivos.

1) Dragado propuesto por la empresa A&P International S.A.C. Esta propuesta se trata de un proyecto de eliminación de sedimentos por medio mecánico (dragas). Pero aquí faltaba definir parámetros técnicos que permitieran obtener los resultados esperados. El costo propuesto es de US $ 1.00 a $ 1.50 por m3 de sedimento eliminado, por lo que se le solicitó absolver algunas preguntas sin haber tenido respuesta.

2) Uso de explosivos.- No se ha realizado ninguna experiencia con respecto al uso de

explosivos en la represa de Poechos. Sin embargo, se sabe que en el reservorio de “Gallito Ciego”, un reservorio más pequeño, se han llevado a cabo estas experiencias, y se determinó un costo de $ 1.14 por m3 de material removido. Los resultados no han sido favorables, y se concluyó que no es conveniente.

4.2.-SISTEMA DE HIDROSUCCIÓN DE SEDIMENTOS2.- 4.2.1.- Introducción.-

Este sistema utiliza la diferencia energética entre aguas arriba y aguas debajo de una presa para extraer y transportar el sedimento mezclado con agua hacia el curso inferior. Así, se recupera parte del volumen útil del embalse hacia el curso inferior, recuperando así parte del volumen útil del embalse.

Los primeros datos de Hidrosucción se tomaron en el Reservorio Djidiouia, en Algeria, entre los años 1892 y 1894. Se utilizó un sistema que constaba de una plataforma flotante conectada a una tubería sumergida de 61 cm. de diámetro y 1600 m de longitud.

Pero es la República Popular China la tiene la mayor experiencia hasta la fecha. Se viene usando el sistema desde 1975 en 10 reservorios. En todos los casos, el agua con sedimento fertilizante se pasa a canales de irrigación aguas abajo para repotenciar la cobertura del suelo y recargar el contenido de nitrógeno.

Evrard (1980) describe el sistema usado en la presa Rioumajon, en Francia, como una tubería con un diámetro variable de 40 a 45 cm. y con 44 m de longitud que cubre una presa de 21 m de alto. Geolidros S.P.A. (1990) ha empleado la Hidrosucción por muchos años en los reservorios Alpinos de Italia y en otros lugares. En más de 20 años de operación ha removido más de cinco millones de metros cúbicos de sedimento depositado usando tuberías de más de 1500 m. de longitud. En los Estados Unidos, el sistema ha sido probado minuciosamente en el Lago Atkinson, en Nebraska (Hotchkiss, 1995). Los ensayos de campo han demostrado que diferentes boquillas de succión son capaces de remover totalmente el sedimento depositado. Ingenieros noruegos (Jacobsen, 1995), han desarrollado un tipo de sifón llamado “saxofón”, por la forma que tiene, que ha sido probado en la Planta Hidroeléctrica de Jhimruk, en Nepal (1994). La tubería es de polietileno de alta densidad (HDPE), de 15 cm. de diámetro. El sistema trabaja satisfactoriamente, sin ningún tipo de obstrucción, para extraer arena y grava fina. En el Perú, el Instituto de Hidráulica, Hidrología e Ingeniería Sanitaria (IHHS) de la Universidad de Piura, ha instalado un sistema de Hidrosucción en el Reservorio Cirato de la Central Hidroeléctrica de Carhuaquero. Éste se encuentra actualmente en funcionamiento. (Ver Láminas 4.1y 4.2. Fotos del Reservorio Cirato con el sistema implementado)

2 CARRION MELGAREJO Rubén, Tesis: Análisis de los efectos del Fenómeno del Niño en el año 1998 en la presa Los Ejidos. Piura, 2004.Capitulo V

Hasta donde se sabe, es la primera vez que este sistema ha sido empleado en nuestro país. En la actualidad se proyecta instalar otro similar en la Represa Los Ejidos, obra principal de la Segunda Etapa del Proyecto Especial Chira Piura, perteneciente a la región Piura.

Lámina. 4.1

Lámina. 4.2

4.2.2.-DESCRIPCIÓN DEL SISTEMA3.- Éste es un sistema de tuberías que extrae el sedimento depositado en un embalse y lo transporta aguas abajo, utilizando la energía proporcionada por el desnivel entre aguas arriba y aguas debajo de la presa. Existen dos tipos de configuraciones posibles. Uno de ellos es por medio de descargas de fondo y el otro es por medio de un sifón. (Ver Lámina 4.3). En el primer caso, las tuberías de descarga atraviesan la presa por algún punto bajo. Esto implica que la tubería debe haberse incluido durante la construcción de la presa o debe acondicionarse para que pase por algún conducto de fondo existente. La tubería trabaja con presión positiva en todo momento, y su operación es muy simple. En el caso de no poder usar la descarga de fondo, la tubería debe pasar por encima de la corona de la presa en forma de sifón. Para ello es necesario, en primer lugar, cebar el sifón para hacerlo funcionar. Esta es la forma usual en que se configura el sistema, pues se trata de solucionar un problema de presas ya existentes. A continuación trataremos de explicar brevemente cada una de las etapas:

A) INICIO DE MOVIMIENTO Y CAPTACIÓN DE SÓLIDOS.-

Cuando el sistema está en funcionamiento, en la boca de captación se produce un flujo cuasi radial hacia la misma. Si este flujo llega a tener contacto con el sedimento, se produce un esfuerzo de corte en la superficie del mismo que inicia el movimiento y arrastra el sedimento a la boca de la tubería. Según Rehbinder, los análisis teóricos y experimentales demuestran que el mecanismo que inicia la remoción de los granos de sedimento se debe no sólo al cortante viscoso horizontal en la parte superior del sedimento, sino también al flujo dentro del mismo sedimento. Cuando el agua situada dentro de los intersticios granulares de sedimento cae dentro del campo de influencia de la boca de succión, se producen fuerzas ascendentes que elevan el sedimento. Éste, una vez en suspensión dentro del flujo, es succionado hacia la tubería. La succión provoca un cráter en el estrato de sedimento de acuerdo con el campo de flujo que produce la succión. Si la boca permanece inmóvil, después de cierto tiempo se alcanza una condición de equilibrio, donde el cráter alcanza un tamaño máximo y el sedimento deja de moverse. Esto quiere decir que la tubería sólo capta agua, y por esto es necesario que la boca se mueva, para realizar una extracción continua. Para esto se usan cables que se dirigen hacia la orilla desde un bote o barcaza.

B) TRANSPORTE DE SEDIMENTO EN LA TUBERÍA.- Dependiendo de la magnitud de las fuerzas hidrodinámicas que el flujo ejerce dentro de la tubería sobre las partículas de sedimento, y de las características propias del material sólido, se pueden tener dos tipos de transporte de sedimentos:

3 CARRION MELGAREJO Rubén. op cit , Capitulo V

En el transporte de fondo, las partículas se desplazan ocupando la parte baja de la tubería (suponiendo que ésta no sea vertical). Esto se da, generalmente, para las partículas de mayor tamaño, como arena y grava. A este tipo de transporte se le conoce también como flujo con fondo móvil, y tiende a crear problemas de mantenimiento en los codos y tramos inclinados. Por eso es preferible evitarlos. Las partículas de menor tamaño se transportan generalmente en suspensión. Si dichas partículas se distribuyen de una manera uniforme en toda la sección transversal de la tubería, entonces se denomina flujo seudo homogéneo. Si no se distribuye uniformemente, se habla entonces de un flujo heterogéneo. El transporte óptimo de sedimento en las tuberías ocurre cuando las partículas de sedimento están a punto de depositarse en la tubería. Esta concentración máxima ocurre en la transición entre los regímenes de flujo heterogéneo o con fondo móvil. A este punto le corresponde también, aproximadamente, la mínima pérdida de carga.

Lamina 4.3

4.2.3.- SIFONES4.- A) DEFINICIÓN DE SIFÓN.-

El término sifón tiene su origen en la lengua griega “ΣΙΦΟΝ”. Luego fue aceptado en el latín como “SIFO”, para posteriormente pasar al castellano como “SIFÓN”. El sifón se define como un conducto cerrado doblado que forma dos ramas de longitud desigual por donde puede escurrir agua hacia un nivel más bajo, después de pasar por una elevación superior al nivel donde se evacua el agua. Esto es porque la presión atmosférica obliga al agua a subir por la rama más corta del tubo, mientras que el peso del agua que se vierte por la rama más larga causa un escurrimiento continuo.

4 IBIDEM

FLOTADORES

SEDIMIENTODEPOSITADO

PRESA

TUBERIA

DESCARGADE FONDO

SEDIMIENTODEPOSITADO

TUBERIA

PRESA

FLOTADORES

SIFON

Se tendrá una idea clara de la acción sifónica al considerar que el escurrimiento se debe al empuje a presión del aire sobre la superficie del agua superior. Es evidente que no es posible incrementar el escurrimiento de un sifón aumentando la longitud de la rama inferior más allá de un límite sifónico determinado, precisamente, por el empuje del aire.

A) PARTES DEL SIFÓN.-

En la figura 4.2. se presenta un esquema del sifón con la denominación de sus partes.

Figura 4.2. Partes del sifón

C) DISPOSICIÓN GENERAL Y CEBADO DEL SIFÓN.-

En la figura 4.3. se indica la disposición general del sifón. Las superficies del agua superior e inferior están representadas por la línea punteada que fue elevada para obtener la presión atmosférica en los extremos del sifón. Cuando el agua se eleva sobre la coronación b del sifón, vierte por ella. Cuando el nivel continúa subiendo, se cierran hidráulicamente los conductos de aire a (que suelen quedar a la misma altura o ligeramente más elevados que la coronación b), y con ello se cierra la entrada de aire al sifón

Figura 4.3. Disposición general del sifón

El aire que queda confinado en la corona es arrastrado, en parte, por el chorro líquido, disminuyendo con ello la presión en el interior del sifón y, por lo tanto, se eleva el agua por encima del nivel del embalse. Crece así el espesor de la lámina vertiente, determinando mayor arrastre de aire hasta que éste desaparece. Así, se llena de agua todo el sifón y éste queda cebado. Sin embargo, si es admitido más aire del que el agua puede transportar, el gradiente baja tanto que el escurrimiento cesa. Cuando un sifón está funcionando, ya sea con la carga sifónica máxima o mínima, éste continuará descargando indefinidamente mientras que la boca de entrada permanezca sumergida lo suficiente para impedir la entrada de aire, así la boca de salida esté o no sumergida. Una vez cebado, el sifón funciona como una instalación por gravedad. Sin embargo, para su puesta en marcha necesita un grupo motobomba, como es el caso de las tuberías de impulsión, o mediante una bomba de vacío. La fuerza de arrastre que tiene el chorro líquido del sifón es capaz de transportar partículas. Esta particular característica es aprovechada para extraer los sedimentos de los reservorios colmatados, lo cual es tema del presente trabajo.

D) ECUACIÓN BÁSICA DEL FLUJO PERMANENTE APLICADAS A SIFÓN: Caso general.-

El efecto del sifón puede explicarse a partir de Bernoulli entre dos puntos A y B (ver figura 4.4.).

pérdidasbB

aaa h

gV

hg

VPΣ+++++

.2.2

22

γ (1)

Figura 4.4. Energía de sifón

Considerando que en la parte A, VA = 0 y que la presión mínima que puede existir en el punto B es la presión de vapor PV, la elevación máxima del punto B es:

Σ−−

γ−

γ=− pérdidas

2BVA

AB g.2VPPhh ......................(2)

El flujo en estas condiciones máximas será inestable. En el caso de uso de sifón, con el nivel de agua “A” estático o siempre por debajo del punto “B”, es necesario usar una bomba de aire o eyector. La bomba de aire o eyector será utilizada para cebar la tubería, ya que el flujo no se establecerá hasta que el sifón esté lleno de agua, y tendrá que ser operada ocasionalmente para retirar el aire acumulado y el vapor de agua. Deben usarse valores de hB – hA

inferiores a los cálculos mediante la ecuación anterior.

En la práctica, los sifones no trabajan satisfactoriamente cuando la presión en el punto más alto es cercana a la presión de vapor. El aire y otros gases disueltos en el líquido dejan de estarlo a presiones bajas y se reúnen en el punto más alto del conducto, reduciendo así la sección de la columna de líquido en el lado derecho, la cual genera la presión baja del punto más alto del sifón. Los sifones de gran tamaño que trabajan continuamente llegan a tener una bomba de vacío que elimina los gases en la parte superior. La presión más baja puede presentarse no en la parte más alta, sino en alguna sección aguas debajo de aquella. Esto se debe a que las pérdidas menores y por fricción pueden reducir la presión más que la disminución de nivel.

E) DIAGRAMA DE PRESIONES.- En la figura 4.5. se indica el perfil geométrico de un sifón, siendo hO la profundidad de penetración de la tubería bajo el nivel de agua; h, la altura del sifón; y h1, la altura de posición de la válvula de compuerta necesaria para cebar el sifón.

Figura 4.5. Perfil del sifón, cotas y posiciones de estudio.

Una vez cebado el sifón con una bomba de vacío (existe la condición inicial de que la altura del sifón h debe ser inferior a la capacidad de aspiración de la bomba), se abre la válvula de compuertas y el agua circula por la tubería. Entonces se presentan los diagramas de presiones de la figura 4.6., los cuales tienen el eje de abscisas en común que representa la longitud real de la tubería.

Figura 4.6. Evaluación de la presión estática, pérdida de carga y altura de

velocidad en el recorrido del sifón.

En la figura 4.6. Diagrama I, se indican las presiones de la configuración geométrica del sifón. La presión en la posición O es positiva y vale hO metros de columna de agua (si se tratase de otro líquido, las unidades serían metros de columna de líquido). Decrece hasta 0 en la posición A, donde empiezan las depresiones que se mantienen hasta C y que son máximas en el tramo horizontal B. La presión a partir de C es positiva y aumenta hasta V. Las presiones de la figura 4.6. Diagrama I, corresponden a las estáticas que tiene el sifón después del cebado. Sin embargo, al circular el agua también intervienen la pérdida de carga (figura 4.6 diagrama II) y la pérdida de altura geométrica, necesaria para que el agua adquiera la velocidad V (conversión de altura geométrica en altura de velocidad). Esto tiene lugar en la posición O. La pérdida de carga reduce la presión estática, y por este motivo se orienta en sentido negativo. La altura necesaria para que el agua adquiera la velocidad V es:

V² (m de columna de agua)

2.g

Esta altura está representada en al figura 4.6. Diagrama III, y también actúa en sentido negativo. Las tres alturas citadas son: altura geométrica, que origina las presiones variables indicadas en el diagrama I; pérdida de carga y altura de velocidad, que producen disminución de altura geométrica o reducción de la presión variable debido a ésta. En la figura 4.7. se indica la composición de las tres alturas: para una mayor claridad del dibujo se suman algebraicamente en orden inverso al expuesto. La resultante es la presión dinámica que existe en el sifón, una vez que circula el agua.

Figura 4.7. Presión dinámica del sifón en servicio y su evolución en el

recorrido del mismo.

La posición más desfavorable corresponde al extremo N del tramo horizontal, en el cual la depresión es máxima. Ver figura 4.5.

F) PRESIONES QUE DEFINEN LA CAPACIDAD – VALORES LÍMITES. La presión atmosférica a nivel del mar es 1.033 Kg./cm² a 0° c. Ésta es equivalente al peso de una columna de agua de 10.33 metros, que es la carga máxima que puede tomarse para producir escurrimiento en un sifón. La presión atmosférica baja de un metro de columna de agua por cada 1000 metros de altitud, aproximadamente. Sin embargo, el funcionamiento de un sifón se tendrá en condiciones normales hasta que la carga quede por debajo de unos 6.1 a 6.7 metros (de 20 a 22 pies). Dicha carga se mide del nivel de agua superior al centro de la boca de salida sumergida. La carga es igual a la diferencia de niveles de agua, superior e inferior. El sifón no debe funcionar con presiones absolutas en la garganta menores de 3 m., aproximadamente, de columna de agua. De otra manera, su funcionamiento puede llegar a ser inestable. Si el sifón se mantuviera constante, una temperatura relativamente alta podría desarrollar el fenómeno de la cavitación dentro de éste.

4.2.4.-DEFINICIÓN DE LA CAVITACIÓN5.- La temperatura de ebullición de los líquidos – evaporación en toda su masa – depende de la presión a la que están sujetos. Por este motivo, existe una presión perfectamente definida para una temperatura dada, bajo la cual un líquido se evapora. Si esto ocurre en un punto cualquiera de la región en que se desplaza un líquido, inmediatamente empiezan a formarse masas de vapor y, en lugar de tener un fluido homogéneo, se tendrá un líquido con burbujas de vapor en suspensión. Este fenómeno recibe el nombre de cavitación.

Si posteriormente la presión aumenta, los espacios vacíos se llenan del líquido que proviene de la condensación del vapor. Este fenómeno, que recompone en forma instantánea la presión local, significa un género de “martilleo” intenso que ocasiona la erosión de las paredes sólidas. Como consecuencia, debe evitarse la cavitación a toda costa en las construcciones y máquinas hidráulicas. Aunque las cavidades formadas en el agua por la ebullición se presentan cuando la presión local es igual a la presión de vapor de agua, existe una diferencia técnica entre la ebullición y la cavitación: -Ebullición: Es el proceso que consiste en el paso del estado líquido al estado de vapor por el cambio de temperatura, cuando se tiene la presión local constante.

5 IBIDEM

-Cavitación: Es el proceso que consiste en el paso del estado líquido al estado gaseoso por el cambio de la presión local, y la reconstrucción consecuente del estado líquido por modificación de la presión o arrastre de las burbujas. En las estructuras hidráulicas, el agua contiene burbujas de aire y varios tipos de impurezas de diferentes tamaños.

Si la presión del flujo del agua es disminuida a través de un incremento en la velocidad del flujo, se alcanza una condición crítica justo cuando empieza la cavitación. Esta condición crítica es llamada cavitación incipiente.

De igual forma, si la cavitación existe y la velocidad del flujo disminuye, o la presión aumenta, se alcanza una condición crítica cuando la cavitación va a desaparecer. Esta cavitación es llamada cavitación desinente. Estos dos tipos de cavitación no suelen ocurrir en las mismas condiciones de flujo. La diferencia es especialmente importante en investigaciones de laboratorio, pero puede ser ignorada para todo propósito práctico en estructuras hidráulicas.

4.2.4.1.- PUNTOS DONDE USUALMENTE SE PRODUCE CAVITACIÓN.- De acuerdo con la ecuación de Bernoulli, la presión en un punto cualquiera de un líquido en movimiento está dada por:

jdlg.2

uztetanconsP 2

−−−=γ

........................................................................(3)

Según esto, la presión es tanto más pequeña y, por lo mismo, mayor es la posibilidad de que se produzca la cavitación cuando:

a) La carga de posición z es grande. b) La velocidad u es grande. c) Las pérdidas por fricción, a partir del punto considerado como origen, son elevadas.

Valor de la presión media que debe adoptarse para evitar la cavitación.

Debido a que la velocidad puede variar en los puntos de una misma sección transversal de un tubo de corriente, las presiones locales también pueden variar mucho de un punto a otro, pudiendo entonces producirse la cavitación en algunos puntos de la sección considerada.

Por otra parte, puesto que las ecuaciones clásicas de la hidráulica industrial, especialmente la ecuación de Bernoulli aplicado al tubo de corriente, únicamente dan los valores medios de la presión en la sección considerada, conviene ser prudente en la estimación de tales valores medios para ver si hay o no peligro de cavitación. En general, para el agua fría se conviene que la presión (absoluta) nunca sea menor de la correspondiente a una columna de agua de 4 a 5 metros de altura.

Con los líquidos calientes aumenta el peligro de cavitación y el valor mínimo de la presión admisible deberá ser más grande.

A) Cavitación en el sifón.

Siempre que la tubería queda por encima de la línea de gradiente (línea piezométrica) hay presión negativa.

En la figura 4.8. se observa un estrechamiento en la tubería. Se produce aumento de la velocidad y, por consiguiente, debe haber disminución de la presión. Si el estrechamiento es muy grande, como el mostrado en la figura, la línea de gradiente queda por debajo de la tubería y se produce presión negativa.

Figura 4.8. Estrechamiento en la tubería En la figura 4.9.. se observa una tubería que une dos estanques y que, por alguna razón, podría ser de tipo topográfico. Tiene un tramo alto que queda sobre la línea de gradiente. A este sistema hidráulico se le denomina sifón. H es la carga.

Figura 4.8 Tubería con presión negativa

La línea de gradiente está representada, aproximadamente, por la línea recta que une las superficies libres de los estanques. (En realidad, la línea de gradiente no es recta, pues la tubería no lo es). Todo el tramo de la tubería que está sobre la línea de gradiente tiene presión negativa. En los puntos de intersección entre la línea de gradiente y la tubería, la presión es cero. Debe tenerse presente que hablamos de presiones relativas. Por lo tanto, “presión cero” significa “presión atmosférica” y “presión negativa” significa “presión menor que la atmosférica”. En el tramo de tubería en el que la presión es menor que la atmosférica, se libera el aire contenido en el agua. Y si la velocidad no es suficientemente grande, el aire queda retenido en la parte superior de la tubería e impide así la normal circulación del agua. Si la presión disminuye mucho, entonces aparece el vapor de agua y el problema se agrava. Por lo tanto, un sifón debe diseñarse de modo que la presión esté siempre por encima de la correspondiente a la formación de vapor a la temperatura del agua. Para el cálculo del sifón se aplica la ecuación de la energía A Y C (figura 4.8.). Considerando este caso para mayor facilidad de cálculo presiones absolutas, se tiene:

fac

2

hzpg.2

V033.100 ++γ

+=++ ............................................(4)

Siendo: V : velocidad media en la tubería. p/γ: altura correspondiente a la presión absoluta

z : sobre elevación del eje de la tubería en su punto más alto, respecto al

nivel de la superficie.

hfac: pérdidas de carga entre A y C (continuas y locales según el caso).

El máximo valor de Z depende del valor que se admita para la presión absoluta en c. A fin de evitar la discontinuidad en el escurrimiento por desprendimiento de vapor, esta presión no debe ser inferior a la de vaporización del fluido a la temperatura de operación del sistema. En c, el valor de la velocidad debe ser lo suficientemente alto para arrastrar las burbujas de aire. Se debe procurar que en el tramo ascendente de la tubería, las pérdidas de carga sean mínimas. Si se tuviera que instalar una válvula de control, debería hacerse en el tramo descendente. La cavitación en el sifón se da con la formación y desaparición rápida de burbujas (cavidades) de vapor en el seno líquido. Las burbujas se forman en las zonas de reducción de presión y, al ser conducidas a zonas de mayor presión, explotan, provocando un ruido característico.

En un sistema hidráulico debe evitarse la aparición de cavitación por las siguientes razones: a) La cavitación significa una discontinuidad en el escurrimiento y, por lo tanto, una reducción de la eficiencia de conducción. b) La cavitación significa inestabilidad en el escurrimiento, y puede dar lugar a ruidos y vibraciones. c) La ruptura de las burbujas produce tensiones muy fuertes que pueden conducir a la falla estructural de la tubería. La posibilidad de cavitación se describe por medio de un parámetro adimensional denominado parámetro de cavitación:

ρ

−

2V

pp2

v .............................................................(5)

Donde p es la presión absoluta en el punto considerado; pv es la presión absoluta de vaporización del líquido a la temperatura existente; ρ es la densidad del líquido y V es la velocidad media. Se observa que el parámetro de cavitación es una forma del número de Euler. La presión absoluta de vaporización varía, como es sabido, con la temperatura. Hay curvas y gráficos que expresan la presión absoluta de vaporización en función de la temperatura. Sin embargo, debe tenerse en cuenta que el agua contiene impurezas, sales, que obligan a aceptar valores prácticos diferentes. Para temperaturas normales se acepta que la presión absoluta de vaporización del agua sea del orden de 0.2 a 0.3 kg/cm².

B) Presión en el codo del sifón.

Fig. N°4.9 Presión en el codo del sifón

La presión en el codo del sifón se calcula para la verificación del vacío en la sección. El vacío no puede ser mayor de su valor límite (al pasar este valor se produce cavitación, cortes de continuidad del flujo, etc.). La presión en cualquier punto del sifón se puede determinar según la siguiente fórmula:

γ+−

γ

+=

γ*PzPzP

i

medi

................................................................(6)

Donde med

Pz

γ

+ es el nivel piezométricos en la sección dada, sin tener en cuenta la

Influencia de curvatura de los chorros (líneas de corriente dentro del sifón). zi, es la posición del punto a estudiar dentro del flujo del sifón

γ*P es la posición cinemática, como consecuencia de la curvatura de las líneas de

corriente.

Los valores de med

Pz

γ

+ se pueden determinar según la ecuación de Bernoulli.

El coeficiente de energía cinemática en esta ecuación α, se puede determinar según recomendaciones de Sliskiy, osea:

( )

3

1

2

1222

21

rrln2

rrr1

r1

−

=α−

....................................................(7)

Donde r1 y r2 son los radios de curvatura del fondo y del techo del sifón. La presión cinemática se determina:

+

−=γ

2

0

002

yrr1

g2V*P ....................................................(8)

Donde, ro es el radio de curvatura del eje del sifón. y es la distancia del eje del sifón hasta el punto de estudio (observación) Vo es la velocidad en el eje del sifón

=

1

20

0

rrln.r.a

qV ......................................................................(9)

Donde: a es el coeficiente empírico (2.00 a 3.50) La cavitación se produce cuando la presión en el punto de estudio está debajo de la presión del vapor saturado [P/γ]saturado; la presión del vacío crítico que corresponde a la presión de vapor saturado se puede determinar según la fórmula:

saturadocrítico

vacío P900N94.9P

γ

−−=

γ

.................................................(10)

Donde : N es el nivel de aguas La cavitación no se producirá cuando:

crítico

vacíovacío PP

γ

<γ

...........................................(11)

4.2.5.-VENTAJAS Y DESVENTAJAS DEL SISTEMA DE HIDROSUCCIÓN DE SEDIMENTOS6

A) Ventajas Los sistemas convencionales de dragado hidráulico emplean bombas para absorber y eliminar el sedimento de un reservorio. A diferencia de éstos, los sistemas de Hidrosucción extraen el sedimento depositado en un reservorio usando la energía representada por la diferencia entre los niveles de aguas arriba y aguas debajo de la presa. Entre las principales ventajas del sistema se encuentran: 1) Requiere de mínimos recursos y poca inversión para su instalación. 2) No necesita energía externa para el transporte del sedimento. 3) No requiere la presencia de avenidas (funciona con bajos caudales). 4) Por ser un sistema independiente, la operación de la presa no se ve afectada. 5) La tubería puede moverse libremente para extraer depósitos de sedimento. 6) La extracción es continua. 7) Permite que el río aguas abajo conserve sus condiciones de equilibrio (de erosión – sedimentación), porque el agua contendrá la misma cantidad de sedimentos que antes de construir la presa. 8) Es fácil y seguro de operar. No necesita de operadores calificados. 9) El sistema puede operar bajo diferentes cargas piezométricas y extraer diferentes tipos de sedimentos sin modificación. 10) El mantenimiento y reposición de los equipos es simple, económico y de poca frecuencia. B) Desventajas Entre las principales desventajas del sistema se encuentran: 1) La obstrucción del sistema. En caso de producirse, debe introducirse agua limpia por medio de la bomba para remover los depósitos. 2) La tubería puede ser susceptible a daños en el momento que se evacuen avenidas por las puertas del aliviadero. Se debe determinar para ello la posición de la tubería más conveniente. 3) Cuando la tubería es excesivamente larga, existen grandes pérdidas por fricción. 4) Cuando existe ingreso de aire al sifón, es decir, cuando las uniones de los tubos no son herméticas, disminuye notoriamente la eficiencia del sistema. 5) El sistema no está diseñado para extraer partículas de gran tamaño. 6) La carga hidráulica máxima para evitar cavitación en el sifón es de 7 metros. 7) Es necesario reemplazar el sistema cada cierto tiempo, de acuerdo al material utilizado. 6 IBIDEM

4.2.6.- REQUISITOS PARA USAR EL SISTEMA DE HIDROSUCCIÓN DE SEDIMENTOS7

Los requisitos para usar el sistema son los siguientes: 1) Tener un embalse colmatado o en proceso de colmatación. La granulometría de los sólidos a extraer debe corresponder al rango de las arenas, limos y arcillas. 2) Se debe contar con una carga piezométrica, es decir, debe existir una diferencia entre los niveles de aguas arriba y aguas abajo del embalse. 3) Debe contarse también con un caudal continuo, aunque sea muy bajo, porque éste es necesario para transportar el sedimento por la tubería. Cabe resaltar, entonces, que el sistema no podrá funcionar después de un desembalse.

Fórmulas Las fórmulas obtenidas, luego de ajustar resultados de ensayos hechos por varios investigadores, se deducen de la siguiente expresión:

JCJJ

v

m −=φ y

)1s(gDCV d

2

−=ψ

JC

)JJ(K

v

mm −=ψ=φ ................................................................... (12)

φ : Función para dimensionar pérdida de carga. K: Constante experimental. Ψ: Función para dimensionar variables hidráulicas. m: Exponente experimental. Jm: Gradiente pérdida carga para los sedimentos con agua. J: Gradiente pérdida carga para el agua limpia. Cv: Concentración de sedimentos por volumen. El parámetro Ψ es definido como:

( )[ ]1SgD)CV( d

2

−=ψ ....................................................................................... (13)

Donde :

V: Velocidad del flujo ( m/s). D: Diámetro de la tubería (m). S: Gravedad específica del sedimento ( kg/ m3). Cd: Coeficiente de arrastre de la partícula.

7 IBIDEM

)gD2(

fVJ2

= ........................................................................................... (14)

Donde : f: factor de fricción de Darcy – Weisbach.

3

m212

gDfQSV2

gD2fVJ

π+=

+

........................................................................(15)

La siguiente ecuación puede ser usada para estimar el gradiente de pérdida de carga Jm, en tuberías que transportan agua con sedimento.

( )

( )[ ] ( ) ( )( )

)m21(2D

gDf2

gD2m212

Df

JQ1m2

m212

3

1m222

2m21

mmaxs

+π

−π

++π

=−

−−

−

...................(16)

Donde:

Qsmax : Caudal de transporte de sedimentos máximo sobre el gradiente de pérdida de carga disponible Jm.

4.2.7.-PASOS PARA DISEÑAR EL SISTEMA DE HIDROSUCCIÓN8 Según Efkharzadeh (1987), deben seguirse los siguientes pasos siguientes: 1.- Determinar, aproximadamente, el desnivel aguas arriba y aguas abajo, H; la longitud, L; el material y el diámetro tentativo de la tubería DTUB. 2.- Tomar muestras de los sedimentos del reservorio para determinar: - Gravedad específica, S. - Granulometría. - Coeficiente de dragado para cada fracción de tamaño, y - Coeficiente de dragado compuesto Cd usando la ecuación: Cd = p1.Cd1+p2.Cd2+................................+pn.Cdn..........................................(17). Donde: p1,p2,.............,pn : Fracciones decimales de tamaño para la distribución de partículas. Cd1,Cd2,..........,Cdn : Coeficientes de arrastre de los diámetros de partículas usadas para representar al tamaño del sedimento. 3.- Calcular el parámetro sin flujo α usando la ecuación:

[ ]mm5.0

d

)1s.(D.gKC

−=α

............................................................................(18). 8 IBIDEM

Donde: g: Constante gravitacional (m/s²) K: Constante experimental Según Durand y Condolios: K=81 y m=-1.5 Zandi y Govados (1967) analizaron todos los datos disponibles para la concentración por volumen (Cv), y determinaron experimentalmente dos rectas adecuadas para interpolar sus datos, en los cuales los valores K y m son: Si ψ >10 K=280 y m=-1.93 Si ψ <10 K=6.3 y m=-0.354 No tiene ningún significado hallar los valores de k y m para ψ =10 4.- Asumir la velocidad de la tubería, V; y calcular la suma de los gradientes de pérdida de carga Jm, incluyendo pérdidas menores usando:

Lg.2VK

hJ

2i

m

−

=

∑

........................................................................(19) 5.-Calcular el flujo de mezcla con el número de Reynolds.

ν=

DVRe .m

.......................................................................................(20) Donde : ν : Valor apropiado de viscosidad cinemática. 6.-Calcular la razón de transporte (Qs) con la ecuación (16), usando: - Coeficiente de fricción de Darcy Weisbach, f. - Gradiente pérdida de carga, Jm. - Diámetro de la tubería, D. - El parámetro sin flujo, α . - el valor del exponente, m y - El valor de la constante K. 7.-Calcular el valor del ensayo de la velocidad de flujo óptimo de la mezcla (Vm) usando la siguiente ecuación:

( )

( )2

1m

s

2

m211.

Q2D.Vm

+

+α

π=

............................................................(21) Donde: Vm: Velocidad del flujo cuando la razón de transporte de sólidos en la tubería es máxima y la carga hidráulica es fija. 8.-Calcular el coeficiente de fricción de la mezcla (fm) usando la fórmula explícita de Swance y Jain (Streeter and Wylie 1985). Previamente se debe determinar el coeficiente de rugosidad, ε ; del material de la tubería.

2

9.0R74.5

D7.3Ln

325.1fm

+

ε= ...........................................................(22)

9.- Usar Vm, recalcular Jm y fm, comparar el valor de fm calculado en el paso 08; luego repetir los pasos 3 al 8 hasta que la diferencia entre el valor calculado de fm con el paso anterior tenga una tolerancia aceptable. Esto usualmente requiere 2 ó 3 iteraciones. 10.- Usar el último valor de la razón de flujo de sedimentos (Qs) y aplicar el factor de conversión apropiado al estimar la suma de sedimentos removidos en distintas unidades.

4.2.8.- DISEÑO DEL SISTEMA DE HIDROSUCCION PARA EL RESERVORIO DE POECHOS9.-

Para el diseño del sistema de Hidrosucción de la represa de Poechos hemos usado los datos disponibles que nos fueron facilitados por la Dirección de Operación del Proyecto Chira Piura. Este diseño se ha realizado con los datos de granulometría de la estación Rosita, que es la más próxima a la estructura de la represa. Cabe resaltar que esta información data del año 1976, cuando aun no se ponía en funcionamiento la represa como estructura hidráulica; y es que desde su puesta en funcionamiento no se ha hecho ninguna medición de la granulometría del sedimento depositado. Esto se debe a lo difícil y complejo que resulta obtener una muestra inalterada del fondo del mismo. Estos datos los podemos observar en los anexos I y II, respectivamente. Además, este diseño se ha basado, principalmente, en las curvas de Cv elaboradas por los ingenieros Jorge Reyes Salazar (Udep) y Yarko Niño (Universidad de Chile), quienes trabajaron en conjunto en el IHHS de la Universidad de Piura. Estas curvas son el resultado de meses de investigación de las fórmulas anteriormente mencionadas en este capítulo, y que se plasman finalmente en los gráficos que se observan en las láminas 4.1, 4.2 y 4.3, respectivamente. Para poder orientarnos mejor en la distribución del sistema, nos hemos basado en la longitud del sistema en el plano de planta de la misma represa. (Anexo III) El procedimiento de cálculo se presenta detalladamente a continuación:

9 CARRION MELGAREJO Rubén , op cit. Capitulo VI REYES SALAZAR, Jorge. Estudios Propios. Piura 2002. Udep

DATOS:

• Longitud del Sistema : 7000 m • Altura de Presa(H) : 30 m • Caudal Biológico aprox. : 4 m3/seg. • Diámetro promedio del Sedimento : 0.00015 m. • Diámetro del Sistema : 1 m.

PROCEDIMIENTO.- Para poder diseñar el sistema de Hidrosucción, se tiene que encontrar la concentración volumétrica CV que arrastrará el sistema en función de los datos y de las gráficas anteriormente mencionadas. Es importante decir que para este diseño, al no tener los datos precisos del sedimento, diseñaremos el sistema para las dos curvas del anexo II, es decir, para 0.15 mm. y para 15 mm. La menor concentración volumétrica obtenida de estas gráficas de concentración volumétrica será la que regirá el sistema, a la cual se le aplicará un factor de eficiencia del 60%. Luego se procederá a calcular la cantidad de caudal sólido a extraer de la represa anualmente. Empezaremos por el grafico 4.1, en donde el producto de ((g D^3)^0.5)/ υ)= 3 132 091 confrontado con el valor de : H/ L = 0.00428, nos da como resultado un Cv= de 10%

Grafico nº 4.1

y = 0.0188x0.3573

R2 = 0.6959

y = 1.3501x-0.4683

R2 = 0.9472

y = 0.7605x-0.3944

R2 = 0.7435

0%

5%

10%

15%

20%

25%

30%

35%

40%

0 50 100 150 200

((gD^3)^0.5)/v

Cv

H/L=0,22 H/L=0,16 H/L=0,10

Potencial (H/L=0,10) Potencial (H/L=0,22) Potencial (H/L=0,16)

Luego seguimos con el Gráfico nº 4.2, en donde el valor de la Razón entre el diámetro tentativo de la tubería a usar y el diámetro del sedimento, es decir: D/ ds = 1/0.00015, se confronta con el valor de H/ L y se obtiene la concentración volumétrica Cv=10 %.

Grafico nº 4.2

y = 0.0026x0.9096

R2 = 0.5227

y = 35.448x-1.3778

R2 = 0.9499

y = 10.965x-1.1381

R2 = 0.7173

0%

5%

10%

15%

20%

25%

30%

35%

40%

0 10 20 30 40 50 60 70

D/ds

Cv

H/L=0,22 H/L=0,16 H/L=0,10

Potencial (H/L=0,10) Potencial (H/L=0,22) Potencial (H/L=0,16)

Y, por último, empleamos el gráfico nº 4.3, donde se relacionan los valores de H/ D y se obtiene el valor de Cv, en donde tenemos que el valor de H/ D = a 30 en la gráfica nos da un valor de Cv aproximado de: 18%

Grafico nº 4.3

Título del gráfico

y = 0.0059x + 0.0022R2 = 0.8208

0%

5%

10%

15%

20%

25%

30%

35%

40%

0 20 40 60H/D

Cv

Para el otro tipo de diámetro de sedimentos (D50 =0.015 m.) tenemos: En gráfico 4.1, en donde el producto de ((g D^3)^0.5)/ υ)= 3 132 091 confrontado con el valor de : H/ L = 0.00428, nos da como resultado un Cv= de 10%.

Luego seguimos con la Gráfico nº 4.2, en donde el valor de la Razón entre el diámetro tentativo de la tubería a usar y el diámetro del sedimento, es decir: D/ ds = 1/0.015=66.66, se confronta con el valor de H/ L y se obtiene la concentración volumétrica Cv=10 %. Y, por último, empleamos la gráfico nº 4.3, en donde se relacionan los valores de H/ D y se obtiene el valor de Cv, de donde sale que el valor de H/ D = a 30 en la gráfica nos da un valor de Cv aproximado de: 18%. Por lo tanto, la concentración volumétrica que se puede obtener en este sistema según los datos asignados sería de Cv 10%. Entonces, teniendo como caudal biológico aproximado de 4 m3/ seg, tendríamos una concentración volumétrica a extraer de caudal sólido de aproximadamente 0.4m3/ seg. Esto, ajustado a un factor de eficiencia de 0.6, nos da como resultado 0.24m3/seg. Éstos están repartidos en 4 tuberías de 1m. de diámetro y 7000 m. de largo, y nos da alrededor de 864 m3/ h., lo que significa un total de 20736 m3/ día. Y esto da un total de aproximadamente 7`568 640 m3/ año, que significa que mantendríamos el volumen al equilibrar casi 8 MMC de sedimentos anuales entrantes. COSTOS DEL SISTEMA.- Determinaremos los costos del sistema en función a las experiencias obtenidas en el IHHS de la Udep. Cabe resaltar que los materiales a emplear son los cotizados por la firma RIBLOC, los cuales brindan como garantía mínima de los materiales (tuberías, codos y flotadores) un periodo de 5 años, periodo en que la empresa reemplazaría las unidades ante cualquier desperfecto. Con esto podríamos asegurarnos un periodo como mínimo de 5 años y sin problemas. Es por eso que los cálculos están en función al periodo de garantía, lo que nos conduce a un bajísimo costo por m3 del sistema. Por la magnitud del sistema, es necesario que éste sea operado por lo menos por 10 operarios que se encarguen de mantenerlo en funcionamiento las 24 horas del día, los 365 días del año. El costo aproximado de materiales (tubería de m1=φ , codos, flotadores) por metro lineal es de USD $ 35, con los que calcularemos los costos por m3. Así, tenemos:

Cuadro 4.1

Cuadro de los costos aproximados para la ejecución del sistema de Hidrosucción

Entonces, para poder calcular el costo por m3 del sistema en un periodo mínimo de 5 años, tendremos que calcular la cantidad probable a retirar de sedimentos del reservorio en el periodo de 5 años. Así, tenemos: Si se retiran 7`568 640 m3/ año x 5 años =37´843 200 m3 de sedimentos. Si el costo aproximado del sistema en este periodo es de USD $ 1´064 923.1, entonces el costo por m3 es = USD $ 1´064 923.1/37´843 200 m3 = 0.028 USD $/m3. Éste es un costo sensiblemente bajo para la implementación de un sistema de mantenimiento del reservorio de Poechos.

EM CANTIDAD UND COSTO UNITACOSTO TOTAL

TERIALES

NO DE OBRA

USD $ 1́ 064 923,1

USD $141,5 USD $ 84923,1

COSTO APROXIMADO TOTAL DEL SISTEMA

USD$ 35 USD $980000

ema de tuberias para la

osuccion(tuberias de 1m.de diametro ,

os y flotadores)

4x 7000 = 28000 m

osto de Obreros por un periodo de 60

ses a sueldo minimo mensual(S/.460=

USD$ 141,5 TC=3,25)

10 glb

4.2.9.- EXPERIENCIAS MUNDIALES EN EL SISTEMA DE HIDROSUCCIÓN.-

Cuadro 4.2

RESERVORIO PAIS Periodo Diámetro longCantidad Removida

DJIODIORIA Argelia 1892- 1894 61 cm. 1.6 Km. 1 400 000 m3

RIOUMAJNON Francia 1980 45cm. 44m(l) 21m(p)

no hay datos del total

XIAO HUA SHAN China

1979- 1991 NS

hasta 350m

.(l)

1/2 de la concentración que

entraba

LAGO ATKINSON 0

Ago- 93 50 cm.

entre 92m y 65m de

(l) 492 toneladas

Cuadro de las experiencias mundiales en la aplicación de este sistema

4.3.- SISTEMA DE OPERACIÓN DE COMPUERTAS10.- 4.3.1.- INTRODUCCIÓN.- El aplicar el sistema de purga mediante la operación de compuertas es elaborar toda una estrategia de trabajo, por la magnitud que significa el Reservorio de Poechos. Para el desarrollo de esta tesis, tenemos claro que existen otras alternativas de solución que se plantean desde el propio Proyecto Chira – Piura, pero hemos optado por apoyar y darle énfasis a esta alternativa porque queremos recuperar, en alguna medida, la capacidad útil del propio reservorio a un bajo costo de operación. Además, esta alternativa de solución se realizaría en un muy corto tiempo. La misión principal de esta estrategia es ser el sustento de la elaboración de un modelo hidráulico físico que permita establecer con claridad cuáles son los caudales necesarios y las zonas a descolmatar, así como dónde van a quedar estos sedimentos descolmatados aguas abajo. Además, establecer los costos reales. 10 VERATUDELA G. Jorge. Estudio DESCOLMATACION DE RESERVORIOS. Piura. 2002

4.3.2.- SUSTENTO CONCEPTUAL DE LA LIMPIEZA DE SEDIMENTO

EN LOS RESERVORIOS11

A.-EJERCICIO NATURAL DEL RIO.- El lecho del río Chira en 1976, en el espacio destinado al vaso, era el producto histórico del trabajo de erosión de las aguas en las condiciones de gradiente, caudales y naturaleza del material del cauce. El trabajo del río era un proceso dinámico de cambio permanente de las características del cauce, es decir, de modificaciones naturales de la morfología del cauce aguas abajo. B.- IMPACTO DE LAS OBRAS DE ALMACENAMIENTO.- A falta de estudios sedimentológicos que ofrecer a los diseñadores, se contrataron expertos que ofrecieron predicciones acerca de los volúmenes de sólidos que eventualmente pudieran ser transportados. Los estudios definitivos asumieron posteriormente una disposición de los sedimentos que no ha sido confirmada por los controles batimétricos. Finalmente, podemos concluir que todo el impacto negativo con respecto a la colmatación del reservorio, es producto de la falta de estudios detallados de la sedimentología del cause del río Chira, sus afluentes y, en general, toda la cuenca. C.-LA LIMPIEZA DE LOS SEDIMENTOS POR ARRASTRE.- Es un procedimiento aceptable en reservorios con compuertas de fondo en la presa. Es singularmente económico y actúa sobre los sedimentos más recientes. Según la información batimétrica, la disposición de los sedimentos adquiere pronunciada pendiente desde la sección 2 (1800 m. de la presa), que termina en la base de las compuertas de fondo. Es lógico suponer que esta disposición de los sedimentos es consecuencia del arrastre que, provocado por la operación de compuertas, no permite colmatación en el área de influencia ejercida por la operación rutinaria. Todo hace prever que el progreso futuro de la colmatación prevista sólo respetará el espacio influenciado por la operación (Pronóstico del Ing. Francisco Morocho. Esta apreciación la podemos observar muy bien en la lámina 3.13) D.- LA OPORTUNIDAD DE LA LIMPIEZA.- La limpieza no es una operación de mantenimiento. Su objetivo es recuperar espacios ocupados por sedimentos, utilizando la energía del agua. El sistema Poechos opera con una masa anual promedio de 3500 MMC, de la cual regula para riego 1700 MMC. 700 MMC son destinados al valle de Piura en el 40% de los años (ver gráfico 4.4, y cuadro 4.3). En los años en que el río Piura fluye, esta masa sobra en el sistema, y ésta puede ser utilizada para la limpieza sin perjudicar a los usuarios. No es, pues, válido, el argumento que se proponga el uso de agua con un fin económico.

11 VERATUDELA G. Jorge. Apuntes Propios. 2005. y aportes propios del tesista

E.- LA REMOCIÓN DE GRANDES CANTIDADES DE SEDIMENTO PUEDE PROVOCAR TRANSTORNOS EN EL CAUCE.- El sedimento forma parte constitutiva de los suelos del valle. El reservorio ha privado a los suelos de este aporte. A su vez, el daño económico en la limitación del almacenamiento es evidente. La remoción del sedimento en el reservorio requiere operaciones de elevado costo y concepción compleja. La eventual necesidad de remoción de los sedimentos en el cauce constituye una operación simple y de bajo costo. F.- EXISTE ABUNDANTE EXPERIENCIA MUNDIAL EN LIMPIEZA DE SEDIMENTOS POR “FLUSHING”.- Cada caso requiere una evaluación de un experto. Una opinión experimentada y un modelo hidráulico significan un costo mínimo necesario antes de contemplar alternativas mucho más costosas.

Gráfico 4.4

VOLÚMENES DE AGUA RÍO CHIRA (1954-2002)

0

1000

2000

3000

4000

5000

6000

7000

8000

9000

1954 1958 1962 1966 1970 1974 1978 1982 1987 1991 1995 1999

Año

MM

C

Masas de agua del mes de Marzo Masas de agua de Abril-Diciembre

33

Cuadro 4.3

Caudales del río Piura en los últimos 50 años

AÑO MAR ABR - DIC1954 303,77 989,271955 426,87 1455,351956 765,17 1467,471957 794,39 2286,941958 814,34 1721,461959 556,87 1081,861960 459,93 941,311961 275,12 1026,11962 613,47 1229,541963 288,58 764,321964 130,15 925,341965 1531,4 3325,881966 315,9 743,651967 270,74 718,621968 179,12 608,95

1969 273,96 1130,821970 488,38 1245,141971 1302,67 1853,611972 2497,91 2434,021973 1005,06 2433,741974 433,14 1158,161975 1045,59 2202,631976 1324,65 3105,551977 777,19 2065,71978 225,63 1041,561979 449,65 987,661980 251,53 1225,761981 742,39 901,761982 156,62 1250,21984 1919,92 3349,461985 270,93 1015,961986 287,33 1200,271987 1001,81 1934,911988 213,62 739,051989 1131,63 1910,871990 256,63 1207,861991 609,77 1059,361992 1262,84 3458,921993 1835,79 2952,431994 882,93 2531,51995 264,62 864,341996 594,67 716,911997 320,52 1719,591998 4497,97 7732,31999 2603,26 2978,82000 1880,12 3432,492001 2245 2905,122002 1976,34 3458,82

34

4.3.3.-SUSTENTO TEÓRICO DE LA LIMPIEZA DE SEDIMENTOS EN

POECHOS12.- Para poder tener una idea de la cantidad de sedimentos a remover mediante la operación de compuertas, tenemos que calcular la energía que será capaz de generar una descarga de fondo tentativa de 3000 m3/seg. Así, tenemos: Datos:

• Qtentativo= 3000 m3/seg. • η = 0.020 • S= 0.006

Con estos datos procederemos a encontrar en la ecuación 4.1 el tirante probable para un caudal tentativo de 3000 m3/seg.

Q = ( A R 2/3 .S ½)/ η1/2 …….. Ecuación 4.1

Reemplazando en la ecuación 4.1, tenemos que el tirante tentativo es:

3/2

2/1 .230.30)..30(

)006.0()02.0.(3000

+=

YYY

De donde obtenemos que Y = 8.40 m. Con este tirante podemos calcular la fuerza que generará esta descarga. Así, tenemos que:

SYF ..γτ =

Donde: τF = 1000. (8.4). (0.006)

τF =50.4 KN/m2.

Con este valor de τF, calcularemos el máximo diámetro de partículas a arrastrar con esta energía. Así, tenemos que:

τr = 0.063 (γs – γ).d

50.4 = 0.063 .(2650-1000).d

Entonces tenemos que con esta energía de 50.4 Kn/m2 se arrastrarían partículas con un diámetro máximo de d= 0.484 m Ahora procederemos a calcular la cantidad probable a arrastrar con una operación de purga para un caudal probable de 3000 m3/seg. Calcularemos esto con la ecuación de arrastre de sedimentos de Meyer-Peter y Muller, para lo cual vamos a calcular tanto el arrastre como la concentración para el diámetro de sedimentos con más alta probabilidad de encontrarse en el fondo del embalse. Y éste será el sedimento de diámetro mayor obtenido del anexo I.

12 Aporte propio del Tesista.

35

ECU. 2.1.9 Para lo cual tenemos: n´= 0.0104 n =0.0208, g = 9.81 kg/m2, Dm = 0.035 m. , τs =0.6061 , γs = 2650 , ∆ = 1.65 Remplazando resulta gb = 38.61 Kg./ s/m, entonces Gb =38.61 x 30 = 1158.3 Kg. /seg. Así, tenemos que en una hora se arrastrará un valor de: 4 ´169 880 Kg./ hr. Y en un día, un aproximado de 100´077 120 Kg./ día, los cuales, en volumen, vienen a ser, aproximadamente para una densidad de 2650 Kg./m3 , un valor de 37 765 m3 . Ahora, como podemos intuir ante semejante fuerza de arrastre, la mayoría de los sedimentos finos pasarán a ser transportados como suspensión. Ante esta posibilidad, calcularemos la concentración de sedimentos para dicho caudal mediante la fórmula de Yang.

−

−

−+−

−=

ωωωυω

ωυω UcrSUSUDUDCt log*log314.0log409.079.1*log457.0log286.0435.5log

Ecuación.4.2

Con los datos suministrados y con la Ecuación 4.2, tenemos que se originaría un transporte en suspensión de cerca 25410793,64 ppm, lo cual es alrededor de 25 411 gr/ l. para un caudal de 3000 m3/seg. Por un periodo de 24 horas da como resultado un volumen de sedimentos 25411 x 3000 x 1000 l/seg. X 3600 seg. X 24 hr. =6.58 x 1015 gr, es decir, 6.58 x 1012 Kg. Esto, entre su densidad específica del sedimento, nos da = 248´546 328.35 m3 de sedimento. Estas son cifras que podremos validar o modificar a cabalidad con los resultados obtenidos de un modelo físico hidráulico apropiado. 4.3.4.- ESTRATEGIA13.- Para llevar a cabo una operación de limpieza de sedimentos se requiere que el comportamiento hidrológico del río Piura permita su autoabastecimiento. Estadísticamente, el 60 % de los años ofrece esta oportunidad. (ver grafico 4.4)

La operación de vaciado del reservorio, respetando las restricciones de protección del valle de 3000 MC/seg., debe coincidir con una fecha que permita confirmar la presencia del río Piura y el inicio de caudales considerables en el río Chira, y que posean la energía requerida.

Además, necesita el normal abastecimiento de los riegos en el valle del Chira y a lo largo

del canal de derivación. Durante la operación no habrá mayores problemas para los riegos que dependen del Canal Miguel Checa y de la Presa de Sullana. Para la atención de los dependientes del Canal Daniel Escobar, eventualmente podría rehabilitarse una bomba en Chalacalá. Esta alternativa no es definitiva, y se tendrían que estudiar otras soluciones.

13 VERATUDELA G. Jorge. Estudio DESCOLMATACION DE RESERVORIOS. Piura. UDEP 2002 REYES SALAZAR Jorge. Apuntes Propios.2004. UDEP.

36

Los caudales promedio mensuales considerados en los años hidrológicos con presencia del río Piura, acusan un máximo de 932 m3/seg. y un mínimo de 207 m3/seg. Si asumimos una sección igual a las compuertas de fondo, el cuerpo de agua podrá evacuar hasta 5000 MC/seg. y, por limitaciones aguas abajo, 3000 MC/seg. La gradiente, hasta 1840 m aguas arriba de la presa, será de 6.5 m. por mil. La energía desarrollada será suficiente para iniciar la erosión retroactiva. La limpieza de los sedimentos se realizará en una magnitud variable con los caudales y con la distancia hacia aguas arriba de las compuertas de fondo.

La observación de los caudales diarios nos hace suponer que la segunda quincena de Marzo sería la más efectiva por dos razones:

Se contaría con los caudales que podrían ser más efectivos, y la situación de autoabastecimiento del valle de Piura estaría definida. (ver cuadro 4.3 y grafico 4.1)

La operación podría durar 15 días, luego de los cuales el reservorio reiniciará su operación normal. La estadística de los últimos 50 años indica que, desde abril a diciembre, los aportes del río Chira se muestran consistentemente por encima de los 1000 MMC.

4.3.4.- EXPERIENCIAS MUNDIALES.-

RESERVORIO PAIS REFERENCIA

Baira India Jaggiand Kashyap, 1984

Gebidem Suiza Dawans, 1982

Gmund Austria Rienossi&Schnelle, 1982

Hengshan China IRTCES, 1985

Honglingjin China IRTCES, 1985

Mangahao New Zealand Jowett, 1984

Naodehai China IRTCES, 1985

Palagneda Suiza Swiss Nat.Committee on Large Dams, 1982

Sto. Domingo Venezuela Krumdiek & Chamot, 1979

Cuadro 4.4

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CAPITULO V : CONCLUSIONES, RECOMENDACIONES Y OBJECIONES

5.1. COMENTARIOS A LAS OBJECIONES EXISTENTES.- Con respecto a la Operación de Compuertas.- Objeción14: …” El planeamiento es que el nivel del reservorio descienda a un nivel mínimo antes de las crecidas y se deje pasar todas las descargas con las cuales se estaría evacuando los sedimentos, lo cual es técnicamente y teóricamente sustentable y en la práctica de difícil aplicación, tal decisión significa un gran riesgo ya que el embalse estaría vació y de no presentarse lluvias no se tendría agua para llenar el embalse y atender las demandas de los usuarios con las consiguientes y grandiosas perdidas económicas. Para no correr este riesgo es preferible pensar en otras soluciones que con llevan al aumento de la capacidad de regulación con nuevas fuentes o de las existentes…” ….”cuando el nivel en el embalse, es el mínimo y se viene una crecida en el río, el remanso que se produce es corto y los sedimentos se depositan cerca de la presa y si las compuertas están abiertas para evacuar la descarga, entonces la mayor parte del sedimento de la avenida será evacuada junto con la creciente y probablemente también parte del sedimento removido cerca de la presa…” ….” Cuando el nivel en el embalse, esta alto y al presentarse la avenida, se tiene que el remanso producido es largo y los sedimentos en su mayor parte se depositan lejos de la presa (cola del reservorio) y no son evacuados…” …” pretender operar el embalse con el nivel mínimo en el embalse antes de la avenida, es un gran riesgo el que se corre ya que el embalse podría no llenarse después y esto debido a que hay incertidumbre en la presentación de las avenidas…” Respuesta: La oferta promedio del río Chira es de 3500 MMC anualmente. El reservorio, en las condiciones originales, era capaz de regular 1700 MMC., y esto consiste en la demanda agrícola anual. Se propone intentar la descolmatación por operación de compuerta en los años en que el río Piura autoabastece su valle, es decir, los cultivos del bajo Piura (60% de los años). Esta disminución de la demanda genera en el reservorio un excedente no utilizable de 700 MMC anuales que, lógicamente, deben ser evacuados. No existe, pues, en esa situación, pérdida de agua y daños que puedan afectar el normal abastecimiento de la agricultura. (Recomendamos leer el apartado 4.3.3 del capítulo anterior para tener una idea más clara al respecto).

14MOROCHO CALLE, Francisco. Estudio “Sedimentación del reservorio de Poechos y recuperación de volumen de agua de regulación para Sistema Chira-Piura”. Piura: PECH, 2004. pp.169-173

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Las posibilidades máximas de lograr una movilización del sedimento a través de la operación de compuertas constituye un caudal de 3000 m3/seg., pues el proyecto Chira Piura ha estimado que este caudal es controlado por las defensas instaladas aguas abajo. Como sabemos, en el apartado 4.3.3 del capitulo IV se demuestra la capacidad energética de la posible descarga de 3000 m3/seg. A inicios del 2005 fue publicado que caudales de descarga mayores a 750 m3/s generarían daños en la infraestructura de riego instalada aguas abajo de la Presa Poechos. Nosotros somos de la opinión que se debe establecer zonas de protección aledañas al cauce ante la eventualidad de un caudal de 3000 m3/seg. Y esto es no sólo por prevenir los posibles daños en la operación de limpieza, sino también es una medida de precaución ante cualquier avenida de esta magnitud que genere daños inesperados. Además, esto nos permitiría la purga de sedimentos utilizando la operación de compuertas para evitar potenciales catástrofes. La eventualidad de que las descargas de la operación de limpieza generen acumulación de sedimentos a lo largo del valle aguas abajo, no tiene sustento. La eliminación de un metro cúbico de sedimentos acumulado en el reservorio significa un gravísimo problema de ingeniería y de costo. El sedimento acumulado en el talweg del río es un problema de ingeniería tradicional y de bajo costo. La pérdida económica que causa el espacio ocupado por el sedimento es mucho más grave dentro del reservorio que el espacio ocupado por el sedimento fuera de él. La eventual duración de la operación de compuertas (limpieza) sería de un máximo de 4 días, utilizando el caudal tolerado de 3000 m3/ seg. Durante este periodo se puede asumir, por experiencias mundiales, que la concentración volumétrica de sedimentos estaría alrededor del 10% y 20 % del caudal. Una operación de limpieza con la energía promedio de arrastre de 50 kN/ m2 determinada para un caudal de3000 m3/ seg. podría alcanzar la eliminación de hasta 40´000 000 por día. Ante la objeción de las posibles inundaciones de áreas de cultivo aledañas al cauce del río, cabe resaltar que, si bien es cierto esto es un evento probable, tenemos que considerar la situación actual de la rugosidad misma del cauce. Ésta se encuentra ahora y desde hace más de una década poblada de una vegetación estable conformada por algarrobos y otras especies permanentes de aproximadamente 10 años de antigüedad, lo que nos origina un aumento natural del tirante y el peligro constante de inundación por las partes más vulnerables. Este peligro que hoy existe debe ser objeto de un tratamiento por parte de las autoridades de aguas para evitar los graves daños que pueden preverse. Los problemas de rugosidad del cauce y de depósitos eventuales de sedimento en el cauce deberían ser evaluados a través de un modelo hidráulico que ponga cifras concretas y reales para su evaluación. Esta decisión, relacionada con la limpieza mediante operación de compuertas del reservorio, requerirá, igualmente, asesoramiento de investigadores que tengan experiencia mundial en estos temas.

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Los costos de la operación de limpieza se establecerán después de obtener los resultados del modelo físico hidráulico. El costo aproximado de la elaboración de este modelo, bordea los USD $ 150 000.00. Como se puede apreciar, el costo de una operación de limpieza del reservorio es insignificante comparado con otras decisiones que implican inversiones que el Estado no está en condiciones de solventar, como son la sobre elevación de la presa o la construcción de otras nuevas estructuras aguas arriba del reservorio. Por otro lado, las instituciones internacionales de financiamiento de grandes obras de cabecera han perdido el entusiasmo por su financiamiento. La alternativa de la operación de limpieza debe ser considerada obligatoriamente por la ingeniería nacional antes de afrontar decisiones como las que se han descrito líneas arriba (sobre elevación o construcción de nuevas estructuras).