Obras Hidráulicas – Edición 2020
FIUNI
UNIVERSIDAD NACIONAL DE ITAPÚA
FACULTAD DE INGENIERÍA
Obras Hidráulicas
Represa de Yacyretá
INGENIERIA CIVIL
Versión “Y”
2020
FIUNI
Obras Hidráulicas – Edición 2020
Integrantes
Grupo 6 – Capítulos I y V
 Ayala Escobar, Daisy Yanina
 Benitez Torres, Camila Mabel
 Erberich Rojas, Karina Liset
 González Coronel, Luz Marilda
 Hrisuk Trussi, Josemaria
 López Arellano, Cynthia Arami
 Martinez Cardozo, Rolando
Grupo 7 – Capítulos II y VI
 Almeida Niven, Tomás Abdón
 Alves, Augusto Marcelo
 Benegas, Yoshio Euclides
 Gómez Fleitas, Luz María
 Jara Castellano, Nahuel
 Paredes Gamarra, Jordan Tomas
 Román Valenzuela, Arturo Iván
Grupo 8 – Capítulos III y VII
 Campuzano Galiano, Lucas Emiliano
 Forneron González, Florencia Alejandra
 Gaona Wasmuth, Walter David
 Moreira Correa, Giovani
 Portakiewich González, Andrea Soledad
 Sosa Duarte, Marcial René
 Zárate Troche, Luis Carmelo
Grupo 9 - – Capítulos III y VIII
 Bareiro, Marcelo Adrián
 Cantero, Casto
 Elgue, Nahuel
 Esquivel Trinidad, Miguel Dario
 López Espínola, Carlos Daniel
 Venialgo Aguirre, Carlos Alberto
Grupo 10 – Capítulos IV y IX
 Cristaldo Schneider, César
 Duarte Benítez, Magalí Andrea
 Miglio Avalos, Laura Andrea
 Ramírez, Nataly
 Ramírez, Nestor Ariel
 Saucedo Zaracho, Alejandro Daniel
 Vera Florentín, Cinthia Raquel
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
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Contenido
Capítulo I ........................................................................................................................ 10
Introducción y Aprovechamientos Hidroeléctricos ........................................................ 10
1.1 Introducción. ......................................................................................................... 10
1.1.1.
Aprovechamiento de un curso hídrico ...................................................... 10
1.2.1 Componentes de un aprovechamiento ........................................................... 12
1.2.2 Propósitos de un aprovechamiento ................................................................ 12
1.3 Aprovechamiento Hidroenergético de la Cuenca del Paraná ............................... 13
1.4 Obras y Proyectos Hidroeléctricos en el Paraguay ............................................... 14
1.4.1 Itaipú .................................................................................................................. 14
1.4.1.1 Localización................................................................................................ 14
1.4.1.2 Reseña Histórica ......................................................................................... 14
1.4.1.2 Producción año tras año .............................................................................. 16
1.4.1.3 Datos principales de la construcción .......................................................... 17
1.4.1.4 Sistemas de transmisión.............................................................................. 22
1.4.1.5 Comparaciones ........................................................................................... 23
1.4.2 Acaray................................................................................................................ 24
1.4.2.1 Reseña Histórica ......................................................................................... 24
1.4.2.2 Datos Técnicos ........................................................................................... 24
1.4.2.3 Estado Actual .............................................................................................. 24
1.4.3 Corpus Christi .................................................................................................... 25
1.4.3.1 Selección de alternativas ............................................................................ 25
1.4.3.2 Criterios de diseño ...................................................................................... 25
1.4.3.3 Estudios de Ingeniería ................................................................................ 26
1.4.3.4 Aspectos Económicos ................................................................................. 27
1.4.4 Yacyretá ............................................................................................................. 29
1.4.4.1 Datos técnicos: ............................................................................................ 29
1.4.4.2 Potencia y generación ................................................................................. 34
1.4.4.3 Situación futura .......................................................................................... 35
1.4.4.4 Comparaciones ........................................................................................... 36
1.5 Ventajas y desventajas de los proyectos hidroeléctricos – Visión General .......... 36
1.5.1 Ventajas ......................................................................................................... 36
1.5.2 Desventajas ........................................................................................................ 37
1.5.2.1 Impacto Natural .......................................................................................... 37
1.5.2.2 Impacto Humano ........................................................................................ 38
1.6 Seguridad en las Presas......................................................................................... 39
1.6.1 Disposiciones Generales ................................................................................ 39
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
1.6.2. Control de la seguridad ..................................................................................... 41
1.6.2.1 Organización del control de la seguridad ................................................... 41
1.6.2.2 Emergencias................................................................................................ 45
1.6.3 Criterios Básicos de Seguridad .......................................................................... 45
1.6.3.1 Valoración del riesgo .................................................................................. 45
1.6.3.2 Avenidas y desagües ................................................................................... 46
1.6.3.3 Solicitantes ................................................................................................. 48
1.6.3.4 El terreno y los materiales .......................................................................... 50
1.6.3.5 Medidas complementarias de seguridad ..................................................... 50
1.6.4
Condiciones Técnicas a cumplir en cada una de las Fases .......................... 51
1.6.4.1 Fases a diferenciar y su coordinación ....................................................... 51
1.6.4.2. Proyecto, construcción y puesta en carga .................................................. 52
1.6.4.3 Explotación ................................................................................................. 54
1.6.4.4 Situación de fuera de servicio ..................................................................... 57
Capítulo II ....................................................................................................................... 59
Embalses ......................................................................................................................... 59
2.1 Definición y características generales .................................................................. 59
2.1.2 Características de un Embalse ....................................................................... 60
2.1.3 Niveles característicos de un embalse ........................................................... 61
2.2 Clasificación de embalses ..................................................................................... 62
2.2.1 Embalses según su ubicación en el río .......................................................... 63
2.2.2 Según su función ........................................................................................... 63
2.2.3 Según su tamaño ............................................................................................ 64
2.2.4 Embalses por causas naturales ....................................................................... 64
2.2.4.1 Derrumbe de laderas ................................................................................... 64
2.2.4.2 Acumulación de hielo ................................................................................. 64
2.2.4.3 Presas construidas por castores................................................................... 65
2.2.5. Embalses artificiales ..................................................................................... 65
2.3 Los embalses y su aprovechamiento, elección del emplazamiento. ..................... 66
2.3.1 Embalse de usos múltiples............................................................................. 67
2.3.2 Los beneficios de un embalse ........................................................................ 67
2.3.3 Consideraciones para la selección del sitio del embalse ............................... 68
Capítulo III ..................................................................................................................... 70
Presas .............................................................................................................................. 70
3.1 Tipología de presas. .............................................................................................. 70
3.1.1 Presas de fábrica ............................................................................................ 70
3.1.1.1 Presas de gravedad...................................................................................... 70
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3.1.1.2 Presas de arco ............................................................................................. 71
3.1.1.3 Presas aligeradas o de contrafuertes ........................................................... 73
3.1.2 Presas de materiales sueltos........................................................................... 74
3.1.2.1 Presas homogéneas ..................................................................................... 74
3.1.2.2 Presas de núcleo ......................................................................................... 75
3.1.2.2 Presas de pantalla........................................................................................ 75
3.2 Fuerzas actuantes. ................................................................................................. 77
3.2.1 Generalidades: ............................................................................................... 77
3.2.2 Secuencia de cargas actuantes: ...................................................................... 77
3.2.3 Conceptos de carga: ....................................................................................... 79
3.3 Presas de gravedad................................................................................................ 79
3.3.1 Definición y generalidades ............................................................................ 80
3.3.2. Sección transversal ....................................................................................... 80
3.3.3 Estabilidad estructural ................................................................................... 80
3.3.4 Estabilidad al deslizamiento .......................................................................... 81
3.4 Presas de Arco. ..................................................................................................... 89
3.4.1 Generalidades. ............................................................................................... 89
3.4.2 Características ................................................................................................ 90
3.4.3 Geometría y perfil del arco ............................................................................ 91
3.4.4 Proceso general de proyecto y cálculo .............................................................. 94
3.4.5 Ángulo óptimo ............................................................................................... 94
3.4.6 Consideraciones acerca del ángulo óptimo ................................................... 96
3.4.7 Influencia del ángulo en la fundación lateral (estribación) ........................... 97
3.4.8 Apoyo en los estribos .................................................................................... 98
3.4.9 Tipos de Bóvedas .......................................................................................... 99
3.5 Presas de bóveda múltiple .................................................................................. 101
3.5.1 Definición .................................................................................................... 101
Historia................................................................................................................. 101
3.6 Presas de contrafuertes ....................................................................................... 108
3.6.1 Tipos de Presas de contrafuertes: ................................................................ 108
3.6.2 Análisis y diseño del perfil de contrafuertes: .............................................. 109
3.6.3 Fuerzas Actuales en Contrafuerte ................................................................ 110
3.6.4 Límites para la aplicación de contrafuertes: ................................................ 111
Capítulo III ................................................................................................................... 113
3.7 Presas de materiales sueltos.................................................................................... 113
3.7.1 Introducción ..................................................................................................... 113
3.7.2 Justificación de uso .......................................................................................... 113
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3.7.3 Clasificación .................................................................................................... 114
3.7.3.1 Presas homogéneas ................................................................................... 115
3.7.4 Métodos de construcción ................................................................................. 121
3.7.4.1 Excavación y preparación del material en los préstamos ......................... 121
3.7.4.2 Transporte del material ............................................................................. 121
3.7.4.3 Colocación y conformación del material en el terraplén .......................... 122
3.7.4.4 Compactación ........................................................................................... 122
3.7.4.5 Forma de construcción ............................................................................. 123
3.7.5 Diseño .............................................................................................................. 123
3.7.5.1 Altura máxima .......................................................................................... 123
3.7.5.2 Corona de la presa .................................................................................... 123
3.7.5.3 Taludes ..................................................................................................... 124
3.8 Filtraciones en presas de tierra ........................................................................... 125
3.9 Control de filtración. .......................................................................................... 126
3.10 Estabilidad en presas de tierra .......................................................................... 129
3.10.1 Método de análisis ..................................................................................... 130
3.10.1.1 Método sueco standard ........................................................................... 130
3.10.1.2 Método sueco modificado ...................................................................... 131
3.10.1.3 Método de Bishop................................................................................... 132
3.10.2 Cargas y esfuerzos ..................................................................................... 135
3.10.3 Estado de carga .......................................................................................... 135
3.10.4 Factor de Seguridad ................................................................................... 136
3.10.5 Superficies de falla .................................................................................... 136
3.10.5.2 Erosión interna y canalización con migración de finos del núcleo, etc. . 136
3.10.5.3
Sedimentación de la cimentación y el relleno .................................... 136
3.10.6 Método de cálculo ......................................................................................... 137
3.11 Fundaciones en presas de tierra ........................................................................ 138
3.11.1 Generalidades ............................................................................................ 138
3.11.2 Protección del talud aguas arriba ............................................................... 140
3.11.3 Protección del talud aguas abajo ............................................................... 140
Capítulo IV ................................................................................................................... 142
Obras de Evacuación .................................................................................................... 142
4.1. Evacuadores de crecidas .................................................................................... 142
4.1.1. Objetivos: ................................................................................................... 142
4.2. Aliviaderos ........................................................................................................ 143
4.2.1. Funcionamiento de un aliviadero. .............................................................. 143
4.2.2. Partes componentes de un aliviadero: ........................................................ 144
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4.3. Tipologías: ......................................................................................................... 145
4.3.1. Los aliviaderos pueden ser de dos tipos según su situación ....................... 145
4.4. Consideraciones para fijar la posición de los desagües profundos. ................... 146
4.5. Formas de los aliviaderos: ................................................................................. 147
4.6. Disipadores de energía....................................................................................... 148
4.6.1. Objetivos: ................................................................................................... 148
4.6.2. Tipos: .......................................................................................................... 149
4.6.6. Diseños típicos............................................................................................ 152
Capítulo V .................................................................................................................... 154
Obras de toma y conducción. ....................................................................................... 154
5.1 Tomas de agua en diferentes casos, conceptos y ejemplos. ............................... 154
5.1.1 Concepto. ..................................................................................................... 154
5.1.2 Ejemplos de las estructuras de toma de agua .............................................. 154
5.2 Tubería Forzada y Chimenea de Equilibrio. ....................................................... 157
5.2.1 Características de las tuberías forzadas. ...................................................... 157
5.2.2 Tipos de tuberías .......................................................................................... 157
5.2.3 Accesorios de las tuberías forzadas ............................................................. 157
5.2.4 Materiales empleados en la tubería forzada ................................................ 158
5.2.5 Golpe de Ariete ............................................................................................ 158
5.2.5.1 Cálculo del golpe de ariete ....................................................................... 159
5.2.6 Chimenea de equilibrio o pozo de oscilación .............................................. 160
5.2.6.1 Comportamiento de chimeneas ................................................................ 160
5.2.6.2 Clasificación de chimeneas ...................................................................... 161
5.2.7 Toma de agua y tubería forzada en la represa de Itaipú .............................. 161
5.2.7.1 Conductos forzados .................................................................................. 161
5.2.7.2 Tomas de agua .......................................................................................... 162
Capítulo VI ................................................................................................................... 164
Seguridad de Presas. ..................................................................................................... 164
6.1 Introducción ........................................................................................................ 164
6.2 Instrumentación .................................................................................................. 164
6.2.1 Cantidad y calidad de instrumentación ........................................................ 164
6.2.2 Selección de Tipos de Instrumentos ............................................................ 165
6.2.3 Manual de Monitoreo .................................................................................. 165
6.2.4 Instrumentación electrónica ......................................................................... 165
6.2.5 Condiciones locales de instrumentación ..................................................... 165
6.2.6 Lectura de datos ........................................................................................... 165
6.2.7 Frecuencia de los instrumentos de lectura ................................................... 166
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6.2.8 Presentación de Resultados ......................................................................... 167
6.2.9 Análisis e Interpretación de los resultados de la instrumentación ............... 167
6.2.10 Equipos de Instrumentación en Presas ...................................................... 168
6.3 Vigilancia. .......................................................................................................... 170
6.3.1 Inspecciones Visuales .................................................................................. 171
6.3.2 Inspecciones de rutina ................................................................................. 171
6.3.3 Inspecciones anuales o cada dos años. ........................................................ 172
6.3.4 Inspecciones Especiales ............................................................................... 172
6.4 Análisis de riesgo ............................................................................................... 172
Capítulo VII .................................................................................................................. 178
Irrigación y Drenaje ...................................................................................................... 178
7.1 Demandas de agua y necesidad en agua de riego. .............................................. 178
7.1.1 Cantidad de agua requerida por los cultivos:............................................... 178
7.1.2 Aportes naturales ......................................................................................... 178
7.1.3 Economía del agua: Pérdidas ....................................................................... 178
7.1.4 Necesidad de agua para riego ...................................................................... 179
7.1.5 Dosis de agua ............................................................................................... 179
7.1.6 Lámina de agua ............................................................................................ 180
7.1.7 Turnado de riego .......................................................................................... 180
7.2 Los diferentes métodos de riego. ........................................................................ 182
7.2.1 Métodos de Riego en la Parcela .................................................................. 182
7.2.1.1 Métodos superficiales ............................................................................... 182
7.2.1.1.a Riego por surco ...................................................................................... 184
7.2.1.1.b Riego por inundación ............................................................................ 187
7.3 El drenaje agrícola. ............................................................................................. 189
7.3.1 Concepto ...................................................................................................... 189
7.3.2 Tipos ............................................................................................................ 190
7.3.3 Disposición .................................................................................................. 192
7.3.4 Diseño .......................................................................................................... 193
Capítulo VIII ................................................................................................................ 200
Hidráulica de Alcantarillas y Puentes ........................................................................... 200
8.1 Nociones generales, cálculo de alcantarillas por el método de control de entrada
.................................................................................................................................. 200
8.1.1 Diseño Alcantarillas - Generalidades .......................................................... 200
8.1.2 Recomendaciones sobre su diseño e instalación ......................................... 200
8.1.3 Dimensionamiento de las alcantarillas. ....................................................... 201
8.2 Diseño hidráulico de la sección de un puente, la erosión hídrica ....................... 202
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
8.2.1 Introducción ................................................................................................. 202
8.2.2 Ecuaciones empíricas .................................................................................. 203
8.2.2.1 Ecuación de Yarnell.................................................................................. 203
8.2.2.2 Modificaciones considerando la oblicuidad del puente ............................ 204
8.2.2.3 Modificaciones considerando erosión ...................................................... 204
8.2.2.4 Ecuación de Bradley. ................................................................................ 205
8.2.2.5 Modificaciones considerando la oblicuidad del puente ............................ 205
8.2.2.6 Modificaciones considerando erosión ...................................................... 205
8.2.2.7 Ecuación de Kindsvater ............................................................................ 206
8.2.3 Cálculo de erosiones .................................................................................... 207
Capítulo IX ................................................................................................................... 210
Impacto Ambiental de Obras Hidráulicas .................................................................... 210
9.1 Influencia Ambiental de Obras Hidráulicas ....................................................... 210
9.1.5 Clasificación de los impactos ...................................................................... 212
9.2 Evaluación de Impacto Ambiental en Obras Hidráulicas ................................... 214
9.2.1 Estructura general de un estudio de impacto ambiental .............................. 214
9.2.2 Estructura de operación ............................................................................... 214
9.3 Medidas de Mitigación del Impacto ................................................................... 215
9.3.1 Mitigación, Reparación y Compensación Ambiental .................................. 215
Bibliografía y referencias ............................................................................................. 217
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
Capítulo I
Introducción y
Aprovechamientos
Hidroeléctricos
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Capítulo I
Introducción y Aprovechamientos Hidroeléctricos
1.1 Introducción.
El agua es uno de los recursos fundamentales para la vida en la tierra,
siendo el componente básico de los ciclos ecológicos. La cuestión de la
disponibilidad de agua para el consumo humano en el mundo, es un tema hoy
provoca discusión, aunque existe unanimidad en cuanto a la necesidad de su
gestión y nacionalización.
El vertiginoso crecimiento de las actividades humanas, acompañado por
el crecimiento poblacional, por el consumo para la producción de bienes y por la
contaminación generada, ha comprometido la disponibilidad de ese recurso.
El agua dulce es considerada un recurso renovable, su formación y
renovación está
regida por el ciclo hidrológico y las condiciones fisiográficas, que a su vez
distribuye el agua de forma irregular a toda la superficie terrestre. De este recurso
podemos obtener beneficios de distintas índoles, como generador de energía
eléctrica, en la agricultura como irrigación, abastecimiento de agua para
consumo o para uso generales, en la parte económica y vial como vía de
comunicación, navegación, turismo y recreación, entre otros.
Desde el punto de la ingeniería civil, veremos que la Hidrología incluye los
métodos para determinar el caudal como elemento de diseño de las obras que
tienen relación con el uso y protección del agua, como es el caso de represas,
canales, acueductos y drenaje pluvial, entre otros.
1.1.1. Aprovechamiento de un curso hídrico
Figura 1.1.1 Inicial – En planta
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Introducción y Aprovechamientos hidroeléctricos
Obras Hidráulicas – Edición 2020
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Figura 1.1.2
Final – Corte transversal
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Introducción y Aprovechamientos hidroeléctricos
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1.2 Componentes y Propósitos de un Aprovechamiento
1.2.1 Componentes de un aprovechamiento
Tabla 1.2.1.1 componentes de un aprovechamiento
Presas, Muros, Cortinas
- De Gravedad
Obras de Contención de
- De Arco
Contrafuerte
- De Contrafuerte
- De Tierra
Embalses, Depósitos de - Vol de campo
Obras de almacenamiento agua
formados - Vaso
artificialmente por una presa
Obras de evacuación de Aliviaderos vertederos, que son estructuras a
excedentes
en
los descargar las aguas excedentes en los embalses
embalses
Si el aprovechamiento es hidroeléctrico o de riego
Obras
de
toma
y
permiten el paso a través de las tuberías y su
conducción de riego
distribución en la zona de riego.
- Control de inundaciones
Obras
Hidráulicas
de - Control de sedimentos
Defensa
- Control de erosión
- Control de contaminación
1.2.2 Propósitos de un aprovechamiento
Hidroeléctricos (Acaray)
Regadíos
Agua Potable
Navegación
Recreación
Control de inundaciones
Recreación
g. Propósitos múltiples
a.
b.
c.
d.
e.
f.
- Yacyreta: Hidroeléctrico, Regadío y
- Itaipú: Hidroeléctrico y Recreación
Existen casos, como es el río Paraná, en que los aprovechamientos no son
planificados en forma individual, sino con una visión global, por sus
características y el alto potencial propio del río y su cuenca.
____________________________________________________________________________
Introducción y Aprovechamientos hidroeléctricos
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
1.3 Aprovechamiento Hidroenergético de la Cuenca del Paraná
El inventario en la cuenca del río Paraná comprende todos los
aprovechamientos en territorio brasileño, paraguayo y argentino. La cuenca del
río Paraguay, si bien es parte de la del Paraná, se ha considerado aparte.
En el Cuadro 1.3.1 se han listado en forma correlativa los
aprovechamientos inventariados por ELETROBRAS-Brasil, los de Paraguay por
ANDE y los de Argentina de la Provincia de Misiones (afluentes al Paraná), los
de los ríos Salado y Tercero o Carcarañá, y los que están en estudio por Agua y
Energía Eléctrica sobre el río principal.
Figura 1.3.1 Inicial – En planta
____________________________________________________________________________
Introducción y Aprovechamientos hidroeléctricos
Obras Hidráulicas – Edición 2020
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Tabla 1.3.1 Centrales, su ubicación y su estado
N° (1)
Nombre de la Central
RÍO
Estado
Potencia Instalada
País
5
Emborcacão
Paranaiba
Operación
1 001
BR
17
Itumbiara
Paranaiba
Oper-Const.
2 100
BR
22
São Simão
Paranaiba
Oper-Proy.
2 688,5
BR
39
Fumas
Grande
Operación
1 216
BR
41
Estreito
Grande
Operación
1 048,8
BR
64
Marimbondo
Grande
Operación
1 444
BR
65
Agua Vermelha
Grande
Operación
1 380
BR
66
Ilha Solteira
Paraná
Operación
3 230
BR
91
Jupiá
Paraná
Operación
1 411,2
BR
99
Pôrto Primavera
Paraná
Construcción
1 800
BR
132
Ilha Grande
Paraná
Construcción
2 000
BR
134
Itaipú
Paraná
Terminado
12 602,7
BR-PAR
138
Foz do Areia
Iguaçú
Operación y Proyecto
2 511
BR
139
Segredo
Iguaçú
Inventario
1 260,0
BR
147
Salto Santiago
Iguaçú
Operación y Proyecto
1 998
BR
148
Salto Osorio
Iguaçú
Operación
1 053,3
BR
160
Salto Caxias
Iguaçú
Inventario
1 000
BR
161
Capanema
Iguaçú
Inventario
1 200
BR
168
170
Corpus
Yací reta
Paraná
Paraná
Proyecto
Construcción
3 406
4050
AR-PAR
AR-PAR
171
Compensador Yací reta Itatí-Itacorá
Paraná
Proyecto
1 140
AR-PAR
172
Paraná Medio-Mach. Cué
Paraná
Inventario
3 400
AR
173
Par Medio-Chapetón
Paraná
Proyecto
2 300
AR
19 848,7
(36,8%)
TOTALES PARA 23 CENTRALES 53 890,5 TOTAL PARA 4 CENTRALES INTERNACIONALES
1.4 Obras y Proyectos Hidroeléctricos en el Paraguay
1.4.1 Itaipú
1.4.1.1 Localización
La central hidroeléctrica Itaipú está localizada en el río Paraná, en el
trecho fronterizo entre Paraguay y Brasil, 14km al norte del Puente de la
Amistad.
1.4.1.2 Reseña Histórica
La Central Hidroeléctrica de Itaipú, la mayor en operación en el mundo,
es un emprendimiento binacional entre el Paraguay y el Brasil en el Río Paraná.
La potencia instalada de la Central es de 14.000 MW (megawatts), con 20
unidades generadoras de 700 MW cada una. La producción récord del año 2000
- 93,4 mil millones de kilowattshora (Kwh.) - fue responsable por el suministro del
95% de la energía eléctrica consumida en el Paraguay y el 24% de toda la
demanda del mercado brasileño.
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
La Central de Itaipú es resultado de intensas negociaciones entre los dos
países, que ganaron impulso en la década del 60. El 22 de junio de 1966, los
ministros de Relaciones Exteriores del Paraguay, Raúl Sapena Pastor, y del
Brasil, Juracy de Magalhães, firmaron el “Acta de Yguazú”, una declaración
conjunta que manifestaba la disposición para estudiar el aprovechamiento de los
recursos hidráulicos pertenecientes en condominio a los dos países, en el trecho
del Río Paraná “desde e inclusive el Salto del Guairá o Salto de Sete Quedas
hasta la desembocadura del Río Yguazú”.En febrero del año siguiente, fue
creada la Comisión Mixta Brasil - Paraguay para la implementación del “Acta de
Yguazú ”, en la parte relativa al estudio sobre el aprovechamiento del Río
Paraná.
En 1970, el consorcio formado por las empresas IECO (de los EE.UU.)
y ELC (de Italia) ganó la licitación internacional para la realización de los estudios
de viabilidad y para la elaboración del proyecto de la obra. El inicio de los trabajos
se dio en febrero de 1971. El 26 de abril de 1973, Paraguay y Brasil firmaron el
tratado de Itaipú, instrumento legal para el aprovechamiento hidroeléctrico de los
recursos hidráulicos del Río Paraná pertenecientes en condominios a los dos
países. En mayo de 1974, fue creada la Entidad Binacional Itaipú, para gerenciar
la construcción de la Central Hidroeléctrica. El inicio efectivo de las obras ocurrió
en enero del año siguiente.
El río es Desviado
El día 14 de octubre de 1978 fue un gran hito en la construcción de Itaipú.
Ese día fue abierto el canal de desvío del Río Paraná, que permitió secar un
trecho del lecho original del río para que allí fuese construida la presa principal
de hormigón.
Acuerdo entre los tres países
Otro hito importante en el área diplomática fue la firma del Acuerdo
Tripartito entre Paraguay, Brasil y Argentina, el 19 de octubre de 1979, para el
aprovechamiento de los recursos hídricos en el trecho del Río Paraná desde el
Salto del Guairá o Sete Quedas hasta la desembocadura del Río de la Plata.
Este acuerdo estableció los niveles del río y las variaciones permitidas para las
centrales hidroeléctricas en la cuenca común a los tres países.
Surge el embalse
El 13 de octubre de 1982, con la conclusión de las obras de la presa de
Itaipú, las compuertas del canal de desvío fueron cerradas y comenzó a ser
formado el embalse de la Central. El Lago de Itaipú, con un área de 1.350 Km2,
fue formado en apenas 14 días. En ese período las aguas subieron 100 metros
y llegaron hasta las compuertas del vertedero a las 10 horas del día 27 de
octubre. Durante la formación del embalse, equipos del sector ambiental de la
Itaipú recorrieron en barcos y lanchas toda el área que sería inundada, salvando
centenares de especies de animales de la región en una operación conocida
como Mymba Kuera (que en tupí guaraní significa “rescate de animales”).
La Central Hidroeléctrica comienza a operar
El 5 de mayo de 1984, entró en operación la primera unidad generadora
de la Itaipú. Las 18 unidades generadoras fueron instaladas al ritmo de dos a
tres por año. La 18ª entró en la fase de producción comercial de energía el día 9
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de abril de 1991. El proyecto original de Itaipú fue concebido previendo la
instalación de 20 unidades generadoras. Las dos adicionales serían instaladas
cuando el aumento de la producción de la Central fuese conveniente y necesario
para atender los intereses del Paraguay y del Brasil.
Por ese motivo, el 13 de noviembre del año 2000, los presidentes del
Paraguay, Luis González Macchi, y del Brasil, Fernando Enrique Cardoso,
participaron en Itaipú de la firma del contrato para la instalación de las dos
nuevas unidades. Con potencia de 700 MW cada, las dos nuevas unidades
equivalen a una hidroeléctrica de medio porte.
1.4.1.2 Producción año tras año
La 1ª Unidad Generadora de la Itaipú entró en operación comercial el 5 de mayo
de 1984 y la 18ª el 4 de abril de 1991. La tabla siguiente muestra la producción
anual real de energía de la Central en los años comprendidos entre 1984 y 2019.
Tabla 1.4.1.2.1 Producción de energía por año
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Conforme muestra esta tabla, la Itaipú fue batiendo sucesivamente sus propios
records (los cuales son mundiales), de generación anual de energía por una
única central.
1.4.1.3 Datos principales de la construcción
Tabla 1.4.1.3.1 Datos de la construcción
Figura 1.4.1.3.1 vistas de la represa
Tabla 1.4.1.3.2 especificaciones de la estructura
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Presas de Hormigón Armado- secciones transversales típicas
Figura 1.4.1.3.2 vista lateral
Tabla 1.4.1.3.3 especificaciones técnicas
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Figura 1.4.1.3.3 vista en corte
Tabla 1.4.1.3.4 especificaciones técnicas
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Figura 1.4.1.3.4 vista en corte
Tabla 1.4.1.3.5 especificaciones técnicas
Presas Auxiliares:
Figura 1.4.1.3.5 vistas en corte
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Tabla 1.4.1.3.6 especificaciones técnicas
Figura 1.4.1.3.6 vista en corte
Tabla 1.4.1.3.7 especificaciones técnicas
Observación: Todas las elevaciones están en metros sobre el nivel del mar.
Turbina:
Figura 1.4.1.3.7 vista en corte de una turbina
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Tabla 1.4.1.3.8 datos técnicos
1.4.1.4 Sistemas de transmisión
Figura 1.4.1.4.1 vista en planta
Sector de 50 Hz:
Itaipú - SE Margen Derecha (500 kV)
2 circuitos, cada uno con cerca de 2 Km de longitud
SE Margen derecha – Foz de Iguazú (500kv) :
2 circuitos, cada uno con cerca de 9 Km de longitud
Itaipú – SE Foz de Iguazú (500kv) :
2 circuitos, cada uno con cerca de 11 Km de longitud
Sector de 60 Hz :
Itaipú - SE Foz de Yguazú (500 kV)
4 circuitos, cada uno con cerca de 8 Km de longitud
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1.4.1.5 Comparaciones
Véase algunos números de Itaipú, que dan una idea de su grandiosidad:







El volumen total del hormigón utilizado en la construcción de la Itaipú sería
suficiente para construir 210 estadios de futbol como el Maracaná en Río
de Janeiro
El hierro y el acero utilizados permitirían la construcción de 380 Torres
Eiffel.
La descarga máxima del vertedero de la Itaipú (62,2 mil metros cúbicos
por segundo) corresponde a 40 veces el caudal medio de las Cataratas
de Yguazú.
El caudal de dos turbinas de Itaipú (700 metros cúbicos de agua por
segundo cada una), corresponde a todo el caudal medio de las Cataratas
(1500 metros cúbicos por segundo).
La altura de la presa principal (196 metros) equivale a la de un edificio de
65 pisos.
El Brasil tendría que quemar 434 barriles de petróleo por día para obtener
en plantas termoeléctricas la misma producción de energía que la Itaipú.
El volumen de excavaciones en tierra y roca en Itaipú es 8,5 veces
superior al del Eurotúnel (que une Francia e Inglaterra debajo del Canal
de la Mancha) y el volumen de hormigón es 13 veces mayor.
Véase la comparación entre Itaipú y otras usinas:
Figura 1.4.1.5.1 usinas y su lugar de empleo
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1.4.2 Acaray
1.4.2.1 Reseña Histórica
Se completa en 1964 el Proyecto de aprovechamiento hidroenergético del
rio Acaray. Un total de 12 firmas pertenecientes a Alemania, Canadá, España,
Estados Unidos, Francia e Italia se presentaron a la convocatoria para la
construcción de la primera central hidroeléctrica que iba a ser construida en
territorio paraguayo.
El 30 de agosto de 1966 se iniciaron las obras que quedaron libradas al
uso público el 16 de diciembre de 1968.
1.4.2.2 Datos Técnicos
La central hidroeléctrica del Acaray consta de una presa de 768 metros.
De longitud, un embalse de 210 millones de m 3 y un lago artificial de 25 m2 con
10 km2 de longitud.
Consta con 4 generadores, cada uno con una capacidad de 50 Mw cada
uno en pleno funcionamiento, con una potencia instalada de 210 Mw, líneas de
transmisión de 220.000 voltios con 711 torres transportando la energía a través
de más de 300 kilómetros de distancia a la estación distribuidora de San Lorenzo.
Esta obra de notable magnitud demando 40 meses de trabajo y empleo a
más de 2.000 trabajadores paraguayos.
1.4.2.3 Estado Actual
Actualmente se llevan a cabo trabajos de restauración y moderación de
los equipos principales.
La idea consiste en aumentar la potencia de dos grupos generadores a 65 Mw
cada uno y modernizar las maquinas hasta alargar su tiempo de vida útil unos
25 años más.
Figura 1.4.2.3.1 vista lateral
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1.4.3 Corpus Christi
1.4.3.1 Selección de alternativas
Desde su creación, la COMIP (Comisión Mixta del Rio Paraná) ha
realizado continuos estudios para el aprovechamiento del tramo del río Paraná
contiguo con la Republica Argentina que incluyen la identificación de todas las
alternativas de emplazamiento para la construcción de una central hidroeléctrica
en las condiciones pactadas en el acuerdo tripartido 1979.
En Pindo-í, que esta ubicado a la altura del kilometro 1.656 del rio, las
márgenes se presentan con barrancas elevadas, el cauce es estrecho con un
ancho total de 1.500 metros y existen dos islas en el centro. El lecho esta
constituido por afloramientos basálticos en sentido longitudinal entre los que
existen depósitos de areniscas que obligaran a realizar excavaciones para
formar una superficie homogénea de fundación.
Desde el punto de vista de las facilidades constructivas el reducido ancho
y presencia de una de las islas dificultan el desvío del río, limitan la disposición
de las estructuras y obligan a utilizar exclusivamente turbinas Kaplan ya que no
hay suficiente espacio para colocar equipos bulbo.
En términos de su afectación ofrece la ventaja de una menor área
inundada total, del orden de 12.000 ha dividida por mitades entre ambas
márgenes, frente a las 16.500 de Itacurubi (otra alternativa) distribuidas en mayor
proporción sobre ribera paraguaya (9.000 ha).
Figura 1.4.3.1.1 ubicación en planta
1.4.3.2 Criterios de diseño
En todos los casos se aplicaron los mismos criterios de diseño. Se
enuncian a continuación los más relevantes:
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
Crecida de diseño: en coincidencia con la máxima probable de 95.000
m3/s.
Cota de embalse: 105 m.s.n.m. según lo dispuesto en el acuerdo tripartito
del año 1979.
Cota de restitución: La correspondiente a la curva de remanso de
Yacyreta con 83 m.s.n.m. en el hidrómetro de Posadas.
Potencia instalada: 2.880 Mw en 48 grupos bulbo de 60Mw o 20 grupos
Kaplan de 144 Mw.



Se determinó el caudal medio anual compatibilizando los datos de las
distintas series hidrológicas disponibles. La serie de caudales entre 1903 y 1993
y la serie de caudales regulados entre 1930 y 1970 utilizados por la consultora
Lahmeyer, Harza y Asociados en el estudio de factibilidad de 1982, que
considera la regulación de los embalses aguas arriba incluido el de Itaipú.
Los análisis realizados arrojan un valor del módulo del orden de los 12.200
3
m /s, con lo que es posible obtener una generación media anual de 18.500 Gwh.
Sin embargo, estos valores se incrementan significativamente cuando se
analizan los datos correspondientes al período 1971-2000, siguiendo el mismo
criterio que el utilizado por la EBY en sus estimaciones. El módulo de caudal
alcanza los 14.600 m3/s y la energía media anual resulta de aproximadamente
de 20.200 Gwh en Pindo-í.
1.4.3.3 Estudios de Ingeniería
Tabla 1.4.3.3.1 - Datos técnicos
Ubicación
Río Paraná km 1656
Localidad más cercana
Corpus (Argentina)
Potencia Instalada
28 Mw. 20 grupos Kaplan de 144 Mw.
Plazo de construcción
7,5 años
Inicio de generación comercial
5 años
Longitud total del cierre
2080 m
1400 m presas laterales
Casas de maquinas
1x20 grupos generadores
Aliviadero
Capacidad: 95.000 m3/s. 28 vanos
Esclusa de navegación
Calado: 12 pies. Manga: 27 m.
Capacidad: 6 barcazas 1.500 TBP y
remolcador
Transferencia de peces
Estructuras ubicadas en los extremos
de cada central
Presa margen derecha
Materiales sueltos, con núcleo
impermeable y protección de rip-rap
en el talud de aguas arriba.
Casa de máquinas y estructuras de transferencia de peces:
Se proyectó sobre la base a utilizar 20 turbinas Kaplan de 144 Mw y 12 m
de diámetro cada una, alojadas en una única casa de máquinas ubicada en la
parte central del cauce. En los extremos y en el centro de esta obra se ubicaron
las estructuras de transferencia de peces.
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Esclusa:
Inmediatamente hacia la margen derecha se ubicó una esclusa de
navegación, con 12 pies de calado y 27 m de manga, seguida de una pequeña
presa lateral de material suelto. En este emplazamiento la construcción de la
esclusa se ve facilitada por las fundaciones que permiten una significativa
economía de costos.
Aliviadero:
El aliviadero de 28 vanos equipados con compuertas radiales de 20 m por
15 m, con capacidad de evacuar una crecida de 95.000 m 3/s, se ubicó entre la
isla y la margen izquierda. Está unido a la casa de máquinas por una presa de
enrocado y se vincula con la margen izquierda mediante una presa de materiales
sueltos hasta alcanzar la cota 110 m.s.n.m. de similar longitud a la que va desde
la esclusa hasta la margen derecha. Igual que en las otras alternativas el cuenco
de disipación tendrá 120 m de largo.
Aspectos constructivos:
Siguiendo las premisas de minimizar los tiempos de construcción
aplicando técnicas de fast-track y de fabricación en serie, se determinó un
programa de construcción que requerirá 8 años en total con el inicio de la
generación en el quinto año.
Las obras se iniciarán simultáneamente en ambas márgenes con la
creación de los recintos estancos que permitirán la ejecución de la esclusa y la
presa lateral de margen derecha y la del aliviadero con su cresta provisoria a la
cota 75 m y la presa lateral de margen izquierda.
Completadas estas obras se moverán las ataguías de los recintos y se
construirá uno nuevo para alojar la casa de máquinas. El cierre del río se
completará con la construcción de la presa de enrocado sobre la isla, que une la
casa de máquinas con el aliviadero y con el recrecimiento de la cresta de este
último al nivel definitivo.
Aspectos ambientales:
Pindo-í inunda unas 600 ha menos que Itacurubí que corresponden en su
mayor parte al valle del arroyo Curupaytí que está ubicado inmediatamente al
sur de la población de Corpus. En la margen paraguaya el diferencial es mayor
porque en el embalse de Itacurubí ingresa por el principal afluente del río Paraná
en el tramo, el arroyo Capiibary produciendo la inundación de unas 2.000 ha.
De este modo, Pindo-í con una inundación total del orden de las 12.000
ha distribuidas por mitades entre ambas márgenes, resulta la alternativa con
menores efectos ambientales.
1.4.3.4 Aspectos Económicos
Costos y presupuestos:
Los datos disponibles permiten anticipar que el costo total de la obra será
de 2.950 millones u$s para Pindo-í, con turbinas Kaplan.
Estos montos incluyen el costo de la totalidad de las obras principales y
complementarias, los costos de las obras preparatorias y la movilización del
constructor, el equipamiento electrónico y mecánico de la central y los gastos de
ingeniería y administración.
También se ha computado dentro de los valores indicados, los costos de
los programas de relocalizaciones y de preservación del medio ambiente. Dado
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el nivel de prefactibilidad del estudio, se incluyó un margen de contingencias del
15% sobre la totalidad de los conceptos mencionados para las construcciones
civiles y de 5% en todos los casos para el equipamiento eléctrico y mecánico.
Tomando en consideración que la obra habrá de abastecer distintos
mercados, en lugar de estimar el costo de las líneas de transmisión, se optó por
adicionar al costo unitario de generación un cargo fijo de u$s 0.005/Kwh por este
concepto.
Los gastos de operación y mantenimiento de la central y del programa de
gestión ambiental fueron estimados como 1,0 % de los costos de capital u$s 4
millones anuales respectivamente.
Tabla 1.4.3.4.1- Inversión, Costos y Tarifas
Inversión total
Costo por Kw Instalado
Tarifa por ventas de energía
Costo de Trasmisión
Costo de O & M
u$s 2.936 millones
u$s 990
u$s 30/Mwh en la central
u$s 5/Mwh (distancia 1.000 Km)
1,0% de la inversión total/año
Tabla 1.4.3.4.2 - Parámetros Financieros
Plazo de concesión
Capital en acciones
Capital de trabajo
Tasa de inflación
Tasa de descuento
Condiciones de financiamiento
Bancos comerciales
Agencias Internacionales
Proveedores
30 años
30 % de la inversión
6 meses de gastos operativos
2,5% anual
10%-12% anual
Periodo de gracia: 5 años
Tasa: 10,25% anual. Plazo: 7 años
Tasa: 7,25% anual. Plazo: 15 años
Tasa: 6,75% anual. Plazo: 10 años
Tabla 1.4.3.4.3 - Indicadores de rentabilidad
Tasa Interna de Retorno
14%
Rendimiento s/capital en acciones
22%
Índice de cobertura de deudas
1,4
Costo unitario de Producción
10%
21 u$s/Mwh
12%
25u$s/Mwh
Evaluación económica:
Para la evaluación del proyecto en términos económicos se partió de un
análisis de los mercados eléctricos de la Argentina y del Brasil.
En el siguiente cuadro se presentan los costos de inversión y la
generación de estas variantes, discriminados anualmente durante el periodo de
construcción como porcentajes del total.
Tabla 1.4.3.4.4 - Cronograma de Inversiones y Generación: Pindo-í Kaplan
Concepto/año
1
2
3
4
5
6
7
8
Inversión (% del Total)
5
15 20 23 15 10 10
2
____________________________________________________________________________
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Generación (% del
Total)
10
40
80
100
Análisis financiero:
La evaluación del proyecto en términos financieros, se desarrolló desde la
posición del concesionario analizando su capacidad para generar retornos sobre
el capital en acciones atendiendo adecuadamente a la cancelación del
financiamiento requerido durante la construcción.
A este efecto, se elaboraron los flujos de caja correspondientes al periodo
de concesión tomando como base el cronograma de inversiones e ingresos bajo
una serie de supuestos que se enumeran a continuación:
 Plazo de concesión: 30 años
 Plazo de construcción: 7 años Pindo-í
 Inicio de generación comercial: 5 años
 Aporte de capital: 30% de la inversión total
 Capital de trabajo: 6 meses de gastos operativos
 Operación y mantenimiento: 1,0% de la inversión total
 Trasmisión: 0,005 u$s/Kwh
 Condiciones de financiamiento: Para los préstamos de Bancos,
Comerciales y Agencias Internacionales se utilizaron tasas de interés del
10,25% y 7,25% anual y un plazo de amortización de 7 y 15 años
respectivamente. Para el financiamiento de proveedores se consideró una
tasa del 6,75% y un plazo de 10 años. En los tres casos se adoptó un
periodo de gracia de 5 años en coincidencia con el inicio de la generación
comercial. Se incluyeron también cargos correspondientes por los gastos
y comisiones de otorgamiento de los préstamos.
A partir de estos datos, los cálculos realizados con carácter preliminar indican
que el retorno sobre el capital accionario del titular de la concesión será del 23%
a o largo del periodo de concesión.
Por su parte, la razón de cobertura de los servicios de la deuda se ubica en
el rango 1,5 constituye un indicador satisfactorio acerca de la capacidad de pago
de los préstamos.
Conclusión:
Los resultados obtenidos en la evaluación económica y en el análisis
financiero demuestran la viabilidad del proyecto y su atractivo para motivar las
decisiones de inversión del sector privado.
En efecto, los elevados indicadores de rentabilidad económica y la presencia
del Brasil como mercado de colocación de la energía, contribuyen a justificar el
gran volumen de la inversión a realizar y el prolongado periodo de “maduración”
de la misma.
1.4.4 Yacyretá
1.4.4.1 Datos técnicos:
____________________________________________________________________________
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Actualmente, la central hidroeléctrica Yacyretá es una de las mayores
obras de Latinoamérica. Para su funcionamiento inicial fue necesario represar el
río Paraná, dando lugar a la formación de un lago artificial (o embalse).
En 1994 se inició el llenado del embalse hasta la cota 76, es decir, 76
metros sobre el nivel del mar. Con este hecho las primeras turbinas comenzaron
a generar energía.
La obra cuenta con dos vertederos, uno construido en el brazo principal
del río Paraná, compuesto de 18 compuertas, y el otro instalado en el brazo
Añacuá, con 16 compuertas radiales.
Figura 1.4.4.1.1 esquema de distribución
Tabla 1.4.4.1.1 datos técnicos
Central
Características energéticas
POTENCIA MAXIMA INSTALADA, 20 GRUPOS
MW
3.200
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ENERGIA BRUTA MEDIA ANUAL, 20 GRUPOS
SALTO DISEÑO
CAUDAL MAXIMO TURBINADO
CAUDAL
SALTO MAXIMO
GWH
m
m3/s
m3/s
m
20.000
21,30
16.600
5.000
24,10
Tabla 1.4.4.1.2 especificaciones técnicas de equipos utilizados
Características electromecánicas
Turbinas
CAUDAL - Unid. Mínimo
CAUDAL - Unid. Máximo
SALTO NETO NOMINAL
CAUDAL p/ salto nominal
POTENCIA NOMINAL
POTENCIA MAXIMA
VELOCIDAD ROTACION
DIAMETRO RODETE
PESO RODETE
Transformadores
m3 /s
m3 /s
m
m3 /s
MW
MW
rpm
m
Tn
POTENCIA MAXIMA
MVA
TENSION PRIMARIA
TENSION SECUNDARIA
kv
kv
PESO
Dimensiones
UNIDADES
LONGITUD TOTAL
ANCHO UNIDADES
ANCHO TRANSVERSAL
CARRETERA
TRANSFORMADOR
376
830
21,3
794
154
160
71,4
9,5
278
172,5
Generadores
POTENCIA MAXIMA
MVA
172,5
FRECUENCIA
Hz
50
TENSION NOMINAL
Kv
13,2
DIAMETRO ROTOR
m
16,0
PESO ROTOR
Grúas
PRINCIPALES
Luz
Tn
600
N°
m
2
27
Tn
N°
m
Tn
Tn
Tn
Tn
330
2
25
40
525
160
25
m3
Tn
Tn
1.900.000
427.400
81.600
m3
m3
10.000.000
1.290.000
Capacidad
AUXILIARES
Luz
Capacidad
Tn
280,0
1 Pórtico Emergencia
2 Pórticos TOMA
1 Pórtico TUBO ASP
Características obras civiles
Volumen de obra
N°
20
HORMIGON
m
808
CEMENTO
m
36
ARMADURA
m
80
EXCAVACIÓN
Cota 86
Suelo
Cota 70
Roca
13,2
512,5
Tabla 1.4.4.1.3 zonas afectadas en ambos países
____________________________________________________________________________
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Familias
Cantidad de familias afectadas
Paraguay
Argentina
Cota 84
Cota 76 Cota 84
Cota 76
Urbanas
157
3.923
1.981
7.041
2.138
10.964
Rurales
326
796
31
224
357
1.020
Totales
483
4.719
2.012
7.265
2.465
11.984
Extracensales
555
1.305
-
1.840
555
3.145
Total
Cota 76 Cota 84
Para reubicación de familias e instalaciones afectadas por el embalse de Yacyretá a cota 76 m.s.n.m
Urbanos
Buena vista
306 flias.
San Pedro
Arroyo Pora
Ita Paso I y II
389 flias.
278 flias.
646 flias.
Rurales
Atinguy
Industriales
80 flias. Parque Industrial
S. Pedro
San Miguel Potrero 60 flias. Cnel. Bogado
Caraguatá
28 flias.
Yacarey
23 flias.
San Juan del
27 flias.
Paraná
Pindó (*)
21 flias.
San Cosme
86 flias.
Carmen del Paraná 5 flias.
92 olerías
5 olerías
La energía hidroeléctrica que se puede obtener en una zona depende de
los cauces de agua y desniveles que tenga, y existe, por tanto, una cantidad
máxima de energía que podemos obtener por este procedimiento. Se calcula
que si se explotara toda la energía hidroeléctrica que el mundo entero puede dar,
sólo se cubriría el 15% de la energía total que consumimos.
A través de cada turbina pueden pasar 2.630 millones de litros de agua
por hora, o sea que, por las 20 turbinas de Yacyretá puede pasar por hora el
equivalente al consumo de agua potable de 13 días de la ciudad de Asunción o
de 2 días de la ciudad de Buenos Aires.
La energía que se puede producir anualmente es de 19.000 Gwh
equivalente al 65% de la generación eléctrica de Paraguay y la Argentina. Cada
turbogenerador pesa aproximadamente 1.000 toneladas, tanto como 1.000 autos
medianos.
Las turbinas responden a la denominación de Kaplan. Los generadores
son del tipo eje vertical totalmente cerrados, enfriados por aire mediante
intercambiadores de calor aire - agua. La energía generada se transmite a los
transformadores por medio de barras blindadas de fases aisladas. La
transmisión de energía obtenida a ambos territorios se concreta mediante la
construcción de estaciones transformadoras, que posibilita la conexión de la
línea de salida de la Central, con los sistemas adoptados por ambos países.
Tabla 1.4.4.1.4 datos hidrológicos
Datos generales Cuenca / Río / Embalse
Cuenca
AREA
PRECIPITACION MEDIA
Km2
mm
970.000
1.500
____________________________________________________________________________
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ZONA MAXIMO APORTE, A ARRIBA - S GUAIRA
ZONA MAXIMA PRECIPITACION
Río – Crecidas
CAUDAL MEDIO
CAUDAL MAXIMO DIARIO REGISTRADO (1905)
CAUDAL MINIMO REGISTRADO (1944)
CRECIDAS DE DISEÑO
CREDIDAS DE CONSTRUCCION (Rec. 50 años)
Embalse
NIVEL MAXIMO NORMAL
SUPERFICIE (a Cota definitiva)
VOLUMEN (a Cota definitiva)
Km2
mm
840.000
2.500
m3/s
m3/s
m3/s
m3/s
m3/s
12.000
53.000
2.900
95.000
44.000
m2
Km2
Hm2
83,0
1.600
21.000
LONGITUD (a Cota definitiva por Cauce)
NIVEL MAXIMO MAXIMORUM
Km
m
342
84,5
La superficie del embalse (lago principal) es de 1.600 km², 13 veces la
superficie de la ciudad de Asunción, u 8 veces la de la ciudad de Buenos Aires.
Tabla 1.4.4.1.5 datos del vertedero principal
Vertederos
Nominación vertedero:
Principal
CAUDAL MAXIMMO DESGARGA
NUMERO DE VANOS
Compuertas
ANCHO DE FILAS
CORONAMIENTO CRESTA DESVIO
CORONAMIENTO CRESTA FINAL
Canal aproximación
LONGITUD
ANCHO
Aña-cuá
m3/s
N°
55.000
18
40.000
16
m
Cota
Cota
4
56
64
4
60
67
m
m
1.000
357
1.500
540/320
Tabla 1.4.4.1.6 datos técnicos
Pileta aquietamiento
LONGITUD
ANCHO
COTA FONDO
CAUDAL ESPECIFICO
Volúmenes de obra
HORMIGON
CEMENTO
ARMADURA
EXCAVACION ROCA
EXCAVACION SUELO
m
m
Cota
m3/s
100
342
42/39
160
90
304
47/43
130
m3/s
Tn
Tn
m3/s
m3/s
443.000
99.000
14.100
660.000
5.750.000
410.000
94.000
12.1000
685.000
5.100.000
El volumen de hormigón empleado es equivalente al necesarios para
construir una carretera Asunción - Buenos Aires (1.400 Km
aproximadamente).
Tabla 1.4.4.1.7 la totalidad de las presas, datos técnicos
Presas de tierra
Nominación presa
LATERAL IZQUIERDA
Long. Km.
12,0
Altura máx. m Volumen m3 Sup. pantalla m2
9
1.603.000
____________________________________________________________________________
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PRINCIPAL IZQUIERDA
CIERRE BRAZO PRINCIPAL
ISLA YACYRETA
CIERRE BRAZO AÑA - CUA
LATERAL DERECHA
CANALES DE DRENAJE
PROTECCION ADICIONAL
TOTALES
1,8
1,9
18,4
3,6
27,0
3,6
64,7
31
42
26
24
16
24
2.656.400
9.222.900
25.936.200
7.417.200
16.528.500
1.278.600
1.281.000
65.923.800
315.000
67.000
520.000
902.000
1.4.4.2 Potencia y generación
Figura 1.4.4.2.1 potencias instalables de las represas más importantes
Figura 1.4.4.2.2 generación de energía de las represas más importantes
A principios de la década de los noventa, las primeras potencias productoras de
hidroelectricidad eran Canadá y Estados Unidos. Canadá obtiene un 60% de su
electricidad de centrales hidráulicas. Los países en los que la energía hidroeléctrica
constituye fuente de electricidad más importante son Noruega (99%), Zaire (97%) y
Brasil (96%).
La central de Itaipú, en el río Paraná, está situada entre Brasil y Paraguay; se
inauguró en 1982 y tiene la mayor capacidad generadora del mundo. En algunos países
se han instalado centrales pequeñas, con capacidad para generar entre un kilovatio y
un megavatio.
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En muchas regiones de China, por ejemplo, estas pequeñas presas son la principal
fuente de electricidad. Otras naciones en vías de desarrollo están utilizando este sistema
con buenos resultados.
Volúmenes Proyecto comparado
Figura 1.4.4.2.3 volúmenes de embalse de las represas más importantes
Figura 1.4.4.2.4 sup. Del lago de las represas más importantes
El costo de instalación de una central hidroeléctrica es sensiblemente
igual al de una central nuclear, y tres veces mayor que el de una central térmica
clásica. El principal interés de este tipo de centrales estriba en que su fuente de
energía, el agua de los ríos, es totalmente gratuita, contrariamente a los
combustibles fósiles de las centrales térmicas.
1.4.4.3 Situación futura
Operación de la Central Hidroeléctrica a cota definitiva 83.0 m.s.n.m. Con
la ejecución de las obras y acciones necesarias para recrecer el embalse a su
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cota definitiva de 83 m.s.n.m, el equipamiento de la Central Hidroeléctrica
Yacyretá estará en condiciones de generar en promedio 19.405 GWh al año.
En estas circunstancias, la generación anual adicional alcanzará en
promedio 8.020 Gwh anuales, que equivale aproximadamente a U$S 220
millones de dólares.
Tabla 1.4.4.3.1 datos del proyecto
Cota de operación
Embalse
Potencia Producida
Energía generada
Superficie del Embalse
Situación del proyecto
Actual
Final
del 76.6 m.s.n.m
83.0 m.s.n.m
Diferencia
7.0 m
1.840 MW
3.200 MW
1.360 MW
11.385
GWh/año
1.220 km2
19.405
GWh/año
1.600 km2
8.020
GWh/año
380 km2
1.4.4.4 Comparaciones
A través de cada turbina pueden pasar 2.630 millones de litros de agua
por hora, o sea que por las 20 turbinas de Yacyretá pueden pasar por hora el
equivalente al consumo de agua potable de 13 días de la ciudad de Asunción o
de 2 días de la ciudad de Buenos Aires.
Cada turbogenerador pesa aproximadamente 1.000 toneladas, tanto
como 1.000 autos medianos.
La energía que se puede producir anualmente es de 19.000 Gwh, el 65%
de la generación eléctrica de Paraguay y la Argentina.
El volumen de hormigón empleado equivale al necesario para construir
una carretera Asunción - Buenos Aires.
El volumen de los terraplenes de 63.300.000 m3, suficiente para cubrir de
tierra 100 manzanas a una altura de 63,3 metros.
La superficie del lago principal es 13 veces la superficie de la ciudad de
Asunción, u 8 veces la de la ciudad de Buenos Aires.
La altura de las centrales es de 70,4 metros y la del Panteón de los Héroes
de la ciudad de Asunción es de 37 metros, y la del Obelisco de la ciudad de
Buenos Aires es de 67 metros.
La esclusa de navegación permite salvar a los barcos un desnivel de hasta
24 metros, equivalente a la altura de un edificio de 8 pisos.
1.5 Ventajas y desventajas de los proyectos hidroeléctricos –
Visión General
1.5.1 Ventajas
 Generación de energía eléctrica que favorece el desarrollo económico y
mejora la calidad de vida en el área servida.
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 Mayores oportunidades de empleo ante la necesidad de mano de obra.
 La generación de la energía hidroeléctrica proporciona una alternativa
para la quema de los combustibles fósiles, o la energía nuclear, que permite
satisfacer la demanda de energía sin producir agua caliente, emisiones
atmosféricas, ceniza y desechos radioactivos.
 Provisión de un suministro de agua más confiable y de más alta calidad
para riego, y uso doméstico e industrial.
 La intensificación de la agricultura, localmente, mediante el uso del riego,
puede, a su vez, reducir la presión que existe sobre los bosques primarios, los
hábitats intactos de la fauna, y las áreas en otras partes que no sean adecuadas
para la agricultura.
 La formación de embalses ha posibilitado el mejoramiento de las
condiciones de navegabilidad del Río Paraná, al eliminarse obstáculos naturales
como los Rápidos de Apipé, situados dos kilómetros aguas arriba de la represa
Yacyretá.
 Posibilidad de irrigación de tierras por gravedad.
 Sistema de monitoreo se provee información anticipada de las
variaciones en el caudal del río. Asimismo se puede disminuir los efectos de las
inundaciones en los momentos de crecidas extraordinarias.
 Impulso del potencial turístico. Los balnearios existentes en la región son
excelentes, en los que se practica la navegación, el esquí acuático y todo tipo de
deportes náuticos.
1.5.2 Desventajas
1.5.2.1 Impacto Natural
 Impactos por la lentificación de flujo de agua. Este impacto escaso o
nulamente considerado, consiste en la lentificación del paso de agua.
 Impacto por transporte y acumulación de contaminantes y otros
materiales. Este impacto se refiere a los notables fenómenos de transporte,
retención, retraso y acumulación de contaminantes microbiológicos, orgánicos e
inorgánicos, incluidos los sedimentos.
 Desaparición no sólo de especies de porte de los ecosistemas -por
ejemplos vertebrados y plantas vasculares- sino también organismos pequeños
y microorganismos. Existe muerte directa de poblaciones completas, en
particular de hongos, plantas y animales. Solamente en peces, el Paraná cuenta
con más de 200 especies. El desierto acuático que reemplaza al antiguo y
eficiente sistema de ecotonos, agrega un nuevo filtro al pasaje de especies y
genes autóctonos. Las corrientes vivas que subían y descendían por el Paraná
se ven gravemente interrumpidas.
 Desaparición de ecosistemas completos, con sus miles de especies,
mayoritariamente poco visibles que representan el resultado exitoso de miles de
años de evolución y de adaptación.
 Se agrava la contaminación del agua y sus efectos al "lentificar" el agua,
reducir la oxigenación general y "congelar" transitoriamente un sistema adaptado
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al movimiento complejo. Se agrava la generación de depósitos de fósforo y
nitrógeno y proliferan ampliamente bacterias verde azuladas y macro fiítas
flotantes.
 En los lagos, formados por los embalses de las represas, se generan
grandes olas por la acción del viento. Dicho movimiento incrementa la erosión
costera, en particular la erosión de barrancas. Este proceso degradativo provoca
la excesiva acumulación de sedimentos por erosión local en el fondo del lago y
la destrucción de obras civiles construidas con anterioridad.
 La regulación del sistema hidroeléctrico produce inundaciones y
bajantes repentinas aguas abajo de la represa. Estas oscilaciones contribuyen a
la erosión de barrancas playas e islas y a la afectación negativa de puertos y
actividades turísticas en general.
 Entre los efectos más preocupantes figura la generación y expansión de
enfermedades. Uno de los riesgos es la posible expansión de la
esquistosomiasis, producida por un gusano parásito (Schistosoma mansoni).
 Consecuencias climáticas -humedad, temperatura, ciclo de lluvias- y su
repercusión en la vida humana y animal en la zona.
 La deforestación desmesurada origina la dilución y lavado de las tierras
por acción de las lluvias torrenciales, las que son transportadas a los ríos,
acelerando enormemente la colmatación o llenado de los embalses de las
represas y disminuyendo en la misma medida su vida útil.
 La vida microscópica de un río es profundamente alterada por la
acumulación de biocida, residuos químicos y cloacales, por lo que éste pierde su
capacidad de auto depuración, dando origen a aguas nefastas para la vida.
 Los embalses de las grandes represas alteran también las aguas
subterráneas elevando las napas.
 Emisión de gases de efecto invernadero que aportan al calentamiento
global por la descomposición y putrefacción de la biomasa (hectáreas de
bosques abandonados bajo el agua).
 Los reservorios grandes pueden alterar la actividad tectónica y aumentar
la probabilidad de terremotos.
1.5.2.2 Impacto Humano
Las obras producen desplazamientos de grandes masa de personas
produciendo tres impactos importantes:
 Desplazamiento forzado de las familias que ocupan zonas de inundación
permanente.
 Reasentamiento de estas poblaciones en nuevos lugares.
 Asentamientos temporarios de trabajadores.
Estos movimientos poblacionales provocan turbulencia y alteraciones en
la organización de las sociedades preexistentes dado que los refugiados
ambientales pierden temporariamente su ajuste socio-ambiental. Tales
movimientos generan nuevos impactos sanitarios.
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1.6 Seguridad en las Presas
“Reglamento Técnico sobre seguridad de presas y embalses”
De acuerdo con lo que es la tendencia mundial en la materia, el
Reglamento técnico no establece soluciones técnicas concretas en cada una de
las fases de desarrollo y utilización de las presas y embalses, que son
responsabilidad específica del titular de la presa, sino que procede a fijar los
criterios de seguridad que han de tenerse en cuenta para prevenir y limitar social
y ambientalmente los riesgos potenciales que estas infraestructuras pueden
representar.
El "Reglamento técnico sobre Seguridad de Presas y Embalses" incluye
en su ámbito de aplicación todas las fases de desarrollo y utilización de las
presas y de los embalses, desde la fase de proyecto hasta la de su eventual
puesta fuera de servicio.
La complejidad del contenido técnico del Reglamento sobre Seguridad de
Presas y Embalses, sus posibles efectos frente a terceros y la existencia de
distintos órganos con competencias sobre las materias que regula, aconsejan
que su aplicación sea progresiva.
1.6.1 Disposiciones Generales
Artículo 1. ° Objeto.
Este Reglamento tiene por objeto determinar las normas técnicas precisas
para la seguridad de las presas y embalses. A tal fin, establece los requisitos y
condiciones técnicas que deben cumplirse durante las fases de proyecto,
construcción, puesta en carga, explotación y estado de fuera de servicio de las
presas y embalses, en orden a alcanzar sus óptimas condiciones de utilidad y
seguridad que eviten daños a las personas, a los bienes y al medio ambiente.
Artículo 2. ° Ámbito y grado de aplicación.
Este Reglamento es de aplicación a las presas siguientes:
 Aquellas que se clasifiquen como «gran presa», en función de sus
dimensiones y conforme a lo determinado en el artículo 3.1.
 Aquellas otras que se encuentren clasificadas, en función de su riesgo
potencial, en las categorías A y B, según se establece en el artículo 3.2. aun
cuando no se clasifiquen como «gran presa».
Lo establecido en este Reglamento será igualmente aplicable a las balsas
para residuos industriales y otros usos en cuanto ocupen dominio público
hidráulico.
Los requisitos y condiciones exigidos en este Reglamento se adecuarán
a las características propias de cada caso. Para ello, en cada una de las fases
señaladas en el artículo 1, se deberá justificar la naturaleza y clase de los
estudios y comprobaciones que se hayan realizado para acreditar el
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cumplimiento de los requisitos y condiciones técnicas a tener en cuenta en cada
una de aquéllas, así como la composición del equipo técnico encargado de la
seguridad.
Artículo 3. ° Clasificación de las presas.
A los efectos de la aplicación de este Reglamento y de su correspondiente
registro, las presas se clasificarán, de acuerdo con los criterios que se señalan,
en las siguientes categorías, en función de sus dimensiones:
a) Grandes presas:
Tendrán esta consideración las presas que cumplan, al menos, una
de las siguientes condiciones:
 Altura superior a 15 metros, medida desde la parte más baja de la
superficie general de cimentación hasta la coronación.
 Altura comprendida entre 10 y 15 metros, siempre que tengan alguna
de las siguientes características:
o Longitud de coronación superior a 500 metros.
o Capacidad de embalse superior a 1.000.000 de metros cúbicos.
o Capacidad de desagüe superior a 2.000 metros cúbicos por
segundo.
Podrán clasificarse igualmente como «grandes presas» aquellas que,
aun no cumpliendo ninguna de las condiciones anteriores, presenten
dificultades especiales en su cimentación o sean de características no
habituales.
El acuerdo de clasificación de una de estas presas como «gran presa»
será adoptado por el órgano competente en el momento de la
aprobación del proyecto. Este acuerdo será motivado.
b) Pequeñas presas:
Serán todas aquellas que no cumplan ninguna de las condiciones
señaladas en la letra a) anterior.
En función del riesgo potencial que pueda derivarse de su posible
rotura o de su funcionamiento incorrecto, todas las presas deberán
clasificarse, de acuerdo con la "Directriz de Planificación de Protección
Civil ante el Riesgo de Inundaciones", en alguna de las siguientes
categorías:
 a) «Categoría A»: Presas cuya rotura o funcionamiento incorrecto
puede afectar gravemente a núcleos urbanos o servicios esenciales,
así como producir daños materiales o medioambientales muy
importantes.
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 b) «Categoría B»: Presas cuya rotura o funcionamiento incorrecto
puede ocasionar daños materiales o medioambientales importantes o
afectar a un reducido número de viviendas.
 c) «Categoría C»: Presas cuya rotura o funcionamiento incorrecto
puede producir daños materiales de moderada importancia y sólo
incidentalmente pérdida de vidas humanas.
En todo caso, a esta última categoría pertenecerán todas las
presas no incluidas en las categorías A o B.
En función de su tipología:
 a) Presas de materiales sueltos, tanto de tierra como de escollera.
 b) Presas de gravedad.
 c) Presas de contrafuertes.
 d) Presas bóveda.
 e) Presas de bóvedas múltiples.
 f) Presas mixtas.
 g) Presas móviles.
1.6.2. Control de la seguridad
1.6.2.1 Organización del control de la seguridad
Artículo 4. ° Personas responsables de la seguridad de las presas.
El titular de la presa será responsable del cumplimiento de las normas de
seguridad en todas y cada una de las fases de existencia de la presa. A tal fin,
deberá disponer de todos los medios humanos y materiales que exijan el
cumplimiento y mantenimiento de las condiciones de seguridad.
En el caso que la explotación de la presa sea cedida a otra persona física o
jurídica, el cesionario asumirá las obligaciones del titular, si bien éste será
responsable subsidiario de la seguridad de aquélla.
El control de la seguridad de las presas se ejercerá por el órgano competente,
desde la fase de proyecto y durante las fases de construcción, puesta en carga,
explotación y puesta fuera de servicio.
Artículo 5. ° Obligaciones del titular de la presa.
Los titulares de las presas pueden ser la Administración General del Estado
y cualquier otro ente público y persona física o jurídica que disponga de título
suficiente de acuerdo con la legislación de aguas.
Constituyen obligaciones del titular de la presa durante las fases de proyecto
y construcción:
 a) Realizar los adecuados estudios de apoyo, en particular los hidrológicos
y geológicos, de acuerdo con las especificaciones de este Reglamento técnico.
 b) Designar al Director de las obras y a su equipo, así como comunicarlo a
la Administración.
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 c) Efectuar, durante la ejecución de las obras, los reconocimientos
necesarios y disponer el control de las mismas que aseguren la calidad de las
obras y garanticen la seguridad de la presa.
 d) Ejecutar el sistema de auscultación previsto, realizando las mediciones
que correspondan a esta fase, así como facilitar esta información a la
Administración.
 e) Proponer el plan de puesta en carga de la presa.
Constituyen obligaciones del titular de la presa durante las fases de puesta
en carga y explotación:
 a) Designar al Director de explotación y a su equipo, así como las sucesivas
modificaciones en su composición que pudieran producirse, realizando en cada
caso la comunicación a la Administración.
 b) Promover, de acuerdo con lo previsto en este Reglamento técnico, las
inspecciones periódicas para verificar el estado de conservación de las obras y
equipos, asegurando la idoneidad e independencia de los equipos encargados
de realizarla.
 c) Efectuar la auscultación de acuerdo con las normas aprobadas por la
Administración y facilitarle esta información.
 d) Comunicar los episodios excepcionales y las circunstancias anómalas
que pudieran producirse, promoviendo de manera simultánea su estudio y
análisis, así como disponer los medios necesarios para proceder a su reparación
en el caso que proceda.
Durante la fase de puesta fuera de servicio, el titular de la presa deberá
formular el proyecto de adecuación y proceder a su ejecución.
El titular elaborará y mantendrá actualizado un Archivo Técnico de la presa,
que contendrá, como mínimo los documentos relativos a:
 a) La clasificación razonada de la categoría de la presa, según el riesgo.
 b) Los proyectos que han servido de base para la ejecución de la presa,
incluyendo los estudios hidrológicos y de avenidas, así como los informes
geológicos que se utilizaron para su elaboración.
 c) Los resultados de los ensayos y análisis realizados para comprobar la
calidad de las obras.
 d) La información geológica adicional obtenida durante la ejecución de las
obras.
 e) Las reformas introducidas en el proyecto durante la construcción de la
presa.
 f) Los tratamientos realizados para la impermeabilización y drenaje del
terreno y la presa.
 g) Las actas de los procesos de prueba y puesta en carga de la presa.
 h) La evolución de los niveles de embalse, de los caudales entrantes y
salientes al mismo, y de los datos climatológicos.
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 i) La evolución de los caudales de las filtraciones a través del terreno y de
la presa y de las presiones registradas.
 j) El plan de auscultación de la presa en sus diferentes fases así como los
resultados de la auscultación y su interpretación, con especial referencia al
primer llenado del embalse.
 k) Las actas de las inspecciones realizadas, en las que se incluirán las
anomalías observadas.
 l) La descripción de los trabajos realizados para la conservación o la
seguridad de la presa.
En las presas clasificadas en la «Categoría C» y a propuesta de su titular, la
Administración podrá autorizar la composición de un Archivo Técnico
simplificado, en el que, de acuerdo con las características de la presa, podrá
prescindirse de alguno de los documentos señalados en el punto 5.5 anterior.
El titular deberá elaborar unas Normas de Explotación de la presa y el
embalse, que deberán incluir la normativa de seguridad y que se incorporarán al
Archivo Técnico de la misma. En ellas se establecerá, como mínimo, lo siguiente:
 a) Los niveles máximos y mínimos admitidos en el embalse para cada
época del año.
 b) La velocidad máxima de variación del nivel del embalse admisible,
especialmente si existen riesgos de inestabilidad en las laderas y en las presas
de materiales sueltos.
 c) Los resguardos convenientes en el embalse durante épocas de riesgo
de avenidas.
 d) Las normas para accionamiento de compuertas en caso de avenidas.
 e) Las precauciones a adoptar para evitar la evacuación intempestiva de
caudales que pudieran ocasionar daños aguas abajo de la presa.
 f) Los sistemas de alarma y su accionamiento.
En el caso de las presas clasificadas en las categorías A o B, formará parte
de la Norma de Seguridad el Plan de Emergencia ante el riesgo de avería grave
o rotura de la presa.
Con una periodicidad no superior a cinco años, en las presas de categoría
A, o de diez años, en las de categoría B y C, y siempre después de situaciones
excepcionales, como grandes avenidas o seísmos, el titular realizará una
inspección detallada para evaluar la situación de seguridad de la presa y
redactará un documento en el que se resuman las observaciones realizadas, se
señalen los defectos o insuficiencias detectadas y se propongan las acciones
necesarias para mantener el nivel de seguridad de la presa. Dicho documento
se someterá al órgano competente para la aprobación de las acciones
propuestas.
El titular asumirá los costes de los estudios trabajos y medidas de
seguridad requeridas por este Reglamento técnico o aquellas que la
Administración considere necesario aplicar para el cumplimiento del mismo.
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Artículo 6. ° Vigilancia e inspección de presas.
La vigilancia e inspección de presas comprenderá los siguientes
cometidos:
 a) Informar, de acuerdo con la documentación aportada por el titular, la
propuesta de clasificación, en función del riesgo, de todas las presas, sea cual
sea la fase en que se encuentren, de acuerdo con lo previsto en el artículo 3 de
este Reglamento técnico.
 b) Revisar los proyectos de nuevas presas en lo que afecta a la
seguridad, realizando las propuestas que sean pertinentes.
 c) Inspeccionar la construcción de nuevas presas, informando sobre el
cumplimiento de los requisitos de seguridad exigidos en el proyecto.
 d) Analizar las modificaciones al proyecto que se propongan a lo largo
de la fase de construcción para hacer frente a las desviaciones respecto a las
características previstas del terreno o de los materiales de construcción.
 e) Informar y proponer al organismo competente la aprobación de las
Normas de Explotación y los programas de puesta en carga de cada presa.
 f) Comprobar el cumplimiento del programa de puesta en carga
mediante el seguimiento de su proceso y sus incidencias, como mínimo en las
presas de categoría A y B.
 g) Comprobar, durante la fase de explotación, el cumplimiento de las
Normas de Explotación y el registro en el Archivo Técnico de las más
importantes.
 h) Proponer los plazos en que deben realizarse las revisiones generales
conforme a lo indicado en el artículo 33.4, así como los protocolos que deben
seguirse en dicha revisión.
 i) Analizar los resultados de las revisiones periódicas que se realicen en
las presas existentes para comprobar el cumplimiento de las condiciones de
seguridad, proponiendo la aprobación de las modificaciones que se precisen
para corregir los defectos detectados o para incrementar la seguridad de la
presa.
 j) Informar a requerimiento del organismo competente y proponer, en su
caso, al mismo la aprobación de los Planes de Emergencia de las presas de las
categorías de riesgo A y B de acuerdo con el procedimiento previsto en la
"Directriz Básica de Planificación de Protección Civil ante el Riesgo de
Inundaciones".
 k) Proponer, de acuerdo con lo establecido en el artículo 35.3, las
actuaciones pertinentes para evitar los riesgos y daños que puedan derivarse
de la existencia de presas abandonadas o fuera de servicio.
Como cometidos complementarios de la función de vigilancia e
inspección de presas corresponden:
 a) Mantener actualizado el Inventario de Presas Españolas que, al
menos, deberá contener a las incluidas dentro del ámbito de este Reglamento.
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 b) Promover y fomentar la elaboración de recomendaciones técnicas,
manuales o normas de buena práctica en relación con la seguridad para el
proyecto, construcción, explotación y mantenimiento de las presas.
1.6.2.2 Emergencias
Artículo 7. ° Planificación de emergencias ante el riesgo de rotura o
accidente grave en las presas.
Todas las presas que hayan sido clasificadas, de acuerdo con su riesgo
potencial, en las categorías A o B deberán disponer de su correspondiente Plan
de Emergencia ante el riesgo de avería grave o rotura.
Los Planes de Emergencia de presas situadas en un mismo río o con
incidencia sobre un tramo común deberán ser compatibles entre sí y considerar
las hipótesis de rotura encadenada de presas.
El titular de cada presa, y para cada una de sus fases contempladas en
el artículo 24, tiene la obligación de elaborar implantar, mantener y actualizar el
Plan de Emergencia de la presa.
El contenido mínimo de dicho Plan será el señalado en la "Directriz
Básica de Planificación de Protección Civil ante el Riesgo de Inundaciones".
La aprobación de los Planes de Emergencia de las presas corresponde a la
Dirección General de Obras Hidráulicas, en el caso de las situadas en cuencas
intercomunitarias, previo informe de la Comisión Nacional de Protección Civil
en los términos previstos por la Directriz Básica, antes citada.
1.6.3 Criterios Básicos de Seguridad
1.6.3.1 Valoración del riesgo
Artículo 8. ° Exigencias de seguridad.
Las exigencias de seguridad de la presa deberán estar de acuerdo con
la magnitud del riesgo, según se define en este capítulo.
Se analizarán las diversas causas que, tanto de manera independiente
como combinada, pueden generar la rotura de la presa, así como los efectos de
las mismas aguas abajo.
En cada caso estudiado deberá considerarse si la rotura puede ser parcial
o total y distinguir entre rápida y progresiva.
También se analizarán aquellas circunstancias que sin llegar a determinar causa
de rotura de la presa sean origen de averías graves o funcionamiento incorrecto.
Artículo 9. ° Clasificación de la presa respecto al riesgo.
Con el fin de clasificar la presa en cualquiera de las categorías de riesgo
potencial establecidas en el artículo 3.2, deberá realizarse una evaluación de los
daños inducidos por una eventual rotura, avería grave o funcionamiento
incorrecto de la presa. Esta información será la suficiente para que la
Administración pueda realizar su clasificación.
Si los niveles de riesgo de una presa resultasen modificados en el curso
del tiempo, la Administración podrá variar la clasificación frente al riesgo de la
misma.
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Esta modificación se realizará por la Administración bien a instancias del
titular o bien de oficio como consecuencia de las revisiones establecidas en el
artículo 33 o por modificación sobrevenida de las condiciones del entorno. El
procedimiento para realizar esta revisión será análogo al de la primera
clasificación.
1.6.3.2 Avenidas y desagües
Artículo 10. Estudio de avenidas.
Se evaluarán los hidrogramas de las avenidas afluentes al embalse y sus
probabilidades de ser superadas en un año. Para esta evaluación se
considerarán los datos o referencias de las avenidas precedentes.
Se determinará la distribución frecuencial de las avenidas según los
meses, para tener en cuenta su eventual coincidencia con los niveles previsibles
del embalse en distintas épocas del año.
Se analizará y evaluará la incidencia de los caudales desaguados por los
embalses de aguas arriba y la laminación que produzcan los de aguas abajo.
Se estudiarán los efectos producidos aguas abajo de la presa para
diferentes caudales desaguados, así como su combinación con distintos valores
de caudales circulantes por el cauce procedentes de otras posibles
aportaciones.
En las presas de categoría A y B se estimarán el hidrograma de la onda
de rotura y los efectos de su propagación aguas abajo, tanto en niveles como
en daños.
Artículo 11. Avenidas a considerar.
El criterio básico para la selección y la determinación de las avenidas de
proyecto será el del riesgo potencial asumible.
En el proyecto y en la explotación de la presa se definirán
razonadamente, en función de la clasificación frente al riesgo de la presa, dos
tipos de avenidas afluentes al embalse:
 a) Avenida de proyecto: Máxima avenida que debe tenerse en cuenta
para el dimensionado del aliviadero, los órganos de desagüe y las estructuras
de disipación de energía, de forma que funcionen correctamente.
 b) Avenida extrema: La mayor avenida que la presa puede soportar.
Supone un escenario límite al cual puede estar sometida la presa sin que se
produzca su rotura, si bien admitiendo márgenes de seguridad más reducidos.
En función del riesgo potencial asumible durante la fase de construcción
de la presa se determinarán las avenidas a considerar en el proyecto de los
desvíos provisionales y órganos de desagüe. Se tendrá en cuenta,
necesariamente, la distribución de frecuencias de las avenidas según los
meses.
Artículo 12. Niveles de embalse.
En las fases de proyecto y explotación se definirán los niveles de embalse
siguientes:
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 a) Nivel Máximo Normal (NMN): Es el máximo nivel que puede alcanzar
el agua del embalse
en
un
régimen
normal
de
explotación.
Su valor se justificará en el proyecto y en las Normas de Explotación del
embalse.
 b) Nivel para la Avenida de Proyecto (NAP): Es el máximo nivel que
se alcanza en el embalse, considerando su acción laminadora, cuando recibe
la avenida de proyecto.
 c) Nivel para la Avenida Extrema (NAE): Es el máximo nivel que se
alcanza en el embalse si se produce la avenida extrema, habida cuenta la
acción laminadora del mismo.
Artículo 13. Resguardo.
Se entiende por resguardo la diferencia entre el nivel de agua del
embalse en una situación concreta y la coronación de la presa. A los efectos de
la definición del resguardo, se entenderá como cota de coronación la más
elevada de la estructura resistente del cuerpo de la presa.
De acuerdo con los niveles de embalse establecidos en el artículo 12, se
definen los resguardos para las dos situaciones principales del embalse:
 a) Resguardo normal: Es el relativo al Nivel Máximo Normal (NMN).
Este resguardo, además de ser suficiente para el desagüe de las avenidas, será
igual o superior a las sobre elevaciones producidas por los oleajes máximos,
incluyendo los debidos a los efectos sísmicos.
 b) Resguardo mínimo: Es el relativo al Nivel para la Avenida de
Proyecto (NAP). Este resguardo será igual o superior a las sobre elevaciones
producidas por los oleajes en situaciones de avenida, y para su determinación
se tendrá en cuenta el desagüe de la avenida extrema.
Para la determinación de estos resguardos se considerarán los asientos
presumibles debidos a fenómenos sísmicos u otras causas de carácter
extraordinario.
Para la avenida extrema se tolerará un agotamiento parcial o total del
resguardo con las siguientes condiciones:
 En las presas de materiales sueltos salvo que estén proyectadas
específicamente para ello, no se admitirán vertidos por coronación teniendo en
cuenta el oleaje producido por los vientos.
 En las presas de hormigón de categoría A sólo se admitirán vertidos
accidentales por oleaje. En las de categoría B y C se podrán justificar la
posibilidad de vertidos superiores.
Artículo 14. Capacidad de los órganos de desagüe.
Los órganos de desagüe se dimensionarán en función de las avenidas
definidas en el artículo 11 y los niveles y resguardos especificados en los
artículos 12 y 13.
Se comprobará que el funcionamiento de los órganos de desagüe con
condiciones límite para la avenida extrema no compromete la seguridad de la
presa.
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Para determinar la capacidad total de desagüe durante las avenidas se
tendrán en cuenta los caudales evacuados por los aliviaderos y desagües
profundos, pero no los de las tomas de explotación salvo que se justifique.
También, si es el caso, se tendrá en cuenta la capacidad de los aliviaderos de
emergencia y la de los diques fusibles.
Los desagües profundos de las presas, incluyendo los desagües de
fondo, estarán dimensionados para facilitar, conjuntamente con las tomas de
agua, el control del nivel de embalse, en particular durante su primer llenado.
La luz entre pilas de los aliviaderos deberá ser suficiente para permitir el
paso de árboles u otros cuerpos flotantes que puedan llegar al embalse en
situaciones de avenida. Los aliviaderos controlados exclusivamente por
compuertas deberán disponer, como mínimo, de dos vanos.
Artículo 15. Control de los órganos de desagüe.
La maniobra de los órganos de desagüe no deberá dar lugar a caudales
desaguados que originen daños aguas abajo superiores a los que se podrían
producir naturalmente sin la existencia del embalse.
En los aliviaderos con compuertas, todos los elementos de éstas deben
estar proyectados y mantenidos en condiciones adecuadas para asegurar su
correcto funcionamiento en cualquier situación y, en particular, en las
situaciones de avenida; deben disponer de dispositivos de accionamiento
redundantes en número suficiente y estar alimentados por fuentes de energía
alternativa y diferente. El acceso a las mismas se realizará a través de caminos
no inundables.
Se considerarán diversos escenarios de averías de los órganos de
desagüe durante la explotación, analizando sus consecuencias, adoptando las
medidas pertinentes para aminorar riesgos y daños.
En las presas de las categorías A y B, los desagües profundos constarán,
al menos, de dos conductos provistos cada uno, como mínimo, de dos
elementos de cierre colocados en serie.
1.6.3.3 Solicitantes
Artículo 16. Comprobación estructural.
En el proyecto y en cada una de las revisiones posteriores, deberá
comprobarse el comportamiento estructural de la presa ante diversas
solicitaciones y combinaciones posibles de ellas, y se razonarán los niveles de
seguridad que se adoptan en cada caso según la clase de solicitación
considerada, la probabilidad de ocurrencia de la misma y su previsible
permanencia. Todo ello de acuerdo con la categoría referente al riesgo de la
presa, su tipo y dimensiones.
Se considerarán tres tipos de solicitaciones o combinaciones de ellas,
atendiendo a su grado de riesgo y permanencia:
●
a) Normales.- Las correspondientes al peso propio al empuje hidrostático
y a las presiones intersticiales con el embalse a distintos niveles hasta el límite
del Nivel Máximo Normal (NMN), y al empuje de los sedimentos, más los efectos
debidos a la temperatura y otros que se consideren concurrentes con apreciable
persistencia.
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●
b) Accidentales.- Las correspondientes a situaciones de este tipo,
controlables o no, pero de duración limitada, como:
o
Empuje hidrostático debido a un ascenso del embalse hasta el límite del
Nivel de la Avenida de Proyecto (NAP).
o
Aumento anormal de las presiones intersticiales.
o
Acciones sísmicas, con la intensidad previsible en la zona.
o
Empuje del hielo, variaciones anormales de temperatura y otras acciones
siempre que sean de duración limitada.
●
c) Extremas.- Las producidas por:
o
Empuje hidrostático debido al Nivel de Avenida Extrema (NAE) o a una
sobre elevación extraordinaria por avería de las compuertas.
o
Situaciones de disminuciones anómalas y generalizadas de resistencias.
Se podrán adoptar distintos coeficientes de seguridad según el tipo de
solicitaciones que se considere. En el caso que una solicitación se prolongue
más de lo que se ha tenido en cuenta para su clasificación, según el punto 16.2
anterior, pasará a considerarse como de otro tipo y se aplicarán los coeficientes
de seguridad adecuados.
Se considerarán distintos escenarios de solicitaciones concurrentes y
razonablemente compatibles. Cada combinación se calificará según su
permanencia previsible y el grado de probabilidad de concurrencia, y se
adoptarán los correspondientes coeficientes de seguridad.
Artículo 17. Solicitaciones hidráulicas
El empuje hidrostático sobre la presa se tomará hasta el punto más bajo
de la cimentación en cada bloque en las presas de hormigón, o del elemento
impermeable en las de materiales sueltos.
En el proyecto se justificará la estimación de las presiones intersticiales y
se adoptarán las correspondientes medidas preventivas o correctoras: drenaje,
pantalla u otras. Si las observaciones realizadas en la fase de explotación dieran
valores superiores a los supuestos, deberán reforzarse oportunamente estas
medidas y, en caso necesario, se procederá a bajar el nivel de embalse para
restablecer una situación aceptable.
En las presas de materiales sueltos y en las cimentaciones erosionables
se cuidará particularmente el control de las filtraciones por medio de drenajes y
filtros estables para evitar erosiones internas, sifonamientos y colmataciones.
Artículo 18. Seísmos
Se comprobará el comportamiento de la presa frente a los efectos
producidos por las acciones sísmicas tanto sobre la presa misma como sobre el
embalse, de conformidad con la normativa sismo resistente en vigor.
Se justificará el procedimiento utilizado para considerar el efecto hidrodinámico
del agua del embalse sobre la presa y sus estructuras anejas. Para las presas
de categoría A se hará una comprobación para otro seísmo extremo
razonablemente superior.
En las zonas de sismicidad elevada, y para las presas clasificadas en la
categoría A, se realizarán los estudios sismo tectónico necesario para determinar
la sismicidad de la zona y los seísmos de proyecto, con sus parámetros de
cálculo correspondientes. Se considerarán los efectos producidos por la posible
sismicidad inducida por el embalse.
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1.6.3.4 El terreno y los materiales
Artículo 19. El embalse y la cerrada.
Deberán analizarse las características morfológicas y geológicas del vaso
y del emplazamiento de la presa que pudieran afectar a la seguridad. El alcance
de las investigaciones y estudios a realizar será tal que permita conocer las
características del terreno de apoyo de la presa y del vaso del embalse a fin de
evaluar la resistencia, deformabilidad, permeabilidad y estabilidad físico-química
del terreno.
Se comprobará la estabilidad del conjunto presa-terreno teniendo en
cuenta las discontinuidades de este último.
Se investigará si en las márgenes del embalse existen terrenos con riesgo
de inestabilidad que pudieran provocar deslizamientos en las laderas al variar
rápidamente el nivel del agua, con posibilidad de graves daños en los terrenos,
vías de comunicación, viviendas o servicios situados fuera del embalse, así
como la obstrucción de éste por la masa deslizada, o generación de ondas en el
embalse.
Artículo 20. Materiales.
Para la construcción de presas deberán emplearse materiales cuyas
propiedades intrínsecas, su puesta en obra y la evolución de sus características
sean susceptibles de control.
El proyecto deberá definir los materiales, fijar las características que
deben cumplir y concretar los procedimientos para su comprobación y control.
Los materiales y obras se ensayarán y ejecutarán conforme a las prescripciones
del proyecto.
Durante la explotación de la presa se comprobará la evolución de las
características de los materiales en cuanto pudieran afectar a su seguridad.
1.6.3.5 Medidas complementarias de seguridad
Artículo 21. Auscultación.
La observación y controles de las diferentes magnitudes se realizarán en
función de los diferentes niveles de riesgo y deberán proporcionar la información
suficiente para valorar la situación de la presa.
La observación y controles se extenderán a las características de la presa y su
cimiento, a las del embalse, a las relativas al agua almacenada, así como a las
generales del río y de la cuenca.
Durante las fases de construcción, puesta en carga y explotación se
decidirán progresivamente los controles que constituyen el indicador más preciso
y fiable sobre cada situación que se analiza.
Artículo 22. Accesos y sistemas de comunicación.
La presa y sus instalaciones estarán dotadas de los necesarios accesos
y sistemas de comunicación, tanto entre ellas como con los centros de control y
seguridad que disponga el titular. Se procurará que la presa disponga de accesos
alternativos para permitir su comunicación en casos extremos.
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Los aparatos y sistemas de comunicación deben ser múltiples y variados
para asegurar su funcionamiento incluso en circunstancias catastróficas.
Deberán mantenerse de manera permanente en buenas condiciones de
funcionamiento.
Artículo 23. Energía e iluminación.
Para garantizar el funcionamiento de los órganos de desagüe, del resto
de los servicios de la presa y embalse y la iluminación general se dispondrá como
mínimo de dos fuentes de energía independiente.
En el caso de presas de categoría A y B una de las fuentes será obligatoriamente
un grupo electrógeno, en disposición de servicio de forma permanente a cuyo fin
ha de estar mantenido y sometido a control frecuente.
La presa ha de estar debidamente iluminada en su conjunto y,
particularmente, sus órganos e instalaciones fundamentales. La coronación y las
galerías de inspección deben disponer de una instalación eléctrica protegida
frente a humedad y otras acciones.
1.6.4 Condiciones Técnicas a cumplir en cada una de las Fases
1.6.4.1
Fases a diferenciar y su coordinación
Artículo 24. Fases.
En el desarrollo y utilización de las presas y los embalses, se diferencian
las siguientes fases:
●
Proyecto.
●
Construcción.
●
Puesta en carga.
●
Explotación.
●
Puesta fuera de servicio.
Artículo 25. Coordinación y control.
Para cada una de las distintas fases a que se refiere el artículo anterior,
el titular dispondrá la existencia de un equipo técnico para desarrollar las
actuaciones relacionadas con la seguridad.
Al frente de dicho equipo, y en calidad de director, figurará un Técnico
competente en las materias relacionadas con la seguridad de las presas.
La aprobación de la composición del equipo técnico y de la designación
de su director corresponde a la Administración.
En ningún caso podrá producirse un vacío en la dirección del equipo
técnico. El titular garantizará la continuidad en la dirección del equipo y el
adecuado traspaso de funciones tanto entre fases distintas como dentro de cada
fase. En todos los casos este traspaso se formalizará documentalmente.
Cada equipo técnico, en la fase que le compete, formará progresivamente
el Archivo Técnico de la presa, de modo que sea factible, en cualquier momento,
el análisis y contraste de las diferentes situaciones de la presa y el embalse, así
como la interpretación de su comportamiento.
Para el ejercicio de las funciones de vigilancia e inspección, el órgano
competente podrá recabar del titular de la presa los informes que considere
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necesarios sobre el proyecto, los procesos de construcción y puesta en carga,
las incidencias durante la explotación y la eventual puesta fuera de servicio.
1.6.4.2. Proyecto, construcción y puesta en carga
Artículo 26. Proyecto.
Toda presa deberá disponer de su correspondiente proyecto, entendiendo
por tal el conjunto de documentos y estudios que permitan la definición y
dimensionamiento de la obra, así como su ejecución y control.
Todas las obras y trabajos precisos para la construcción de la presa
quedarán definidas en el proyecto. Este debe considerar la presa como una
unidad, sin perjuicio de que algunas obras puedan desglosarse para su
realización independiente.
El titular de la presa designará a un equipo dirigido por un Técnico
competente, denominado Director del proyecto, que estará encargado de la
redacción del mismo y de que cumpla los criterios y condiciones de seguridad
exigidos.
La Administración podrá recabar del titular la redacción de estudios
previos o anteproyectos siempre que lo juzgue conveniente. El estudio previo
deberá analizar los factores que determinan la viabilidad física y económica de
las obras. El anteproyecto deberá incluir un estudio comparativo de soluciones y
el análisis de la influencia de las obras sobre el entorno y la población. En ambos
casos se estudiarán los factores que incidan sobre las condiciones de seguridad.
En la Memoria se debe incluir, además de la descripción general de las
obras, tanto principales como accesorias, equipamientos, y de las necesidades
a satisfacer, la justificación de la solución técnica adoptada en consideración a
los factores de la seguridad, funcionalidad y afección medioambiental.
Además, deberá incluir, como mínimo, los estudios que se citan a
continuación, adecuándolos en su contenido y extensión a las características
propias de cada caso:
●
a) Estudios generales:
- Objetivos del embalse y su función en el aprovechamiento conjunto de los
recursos hidráulicos de la cuenca.
- Viabilidad técnica de la solución adoptada y comparación con otras
posibles.
- Geografía, geología y medio natural general de la cuenca y específicos
del emplazamiento.
- Climatología e hidrología.
- Infraestructuras y redes de comunicación.
- Zonas de riesgo de inundación.
- Datos básicos para la formulación de planes de seguridad y emergencia.
●
b) Estudios específicos de la presa y embalse:
- Topografía del vaso del embalse, de la cerrada y de las zonas afectadas
y próximas.
- Curvas de volúmenes y superficies de embalse.
- Análisis de las aportaciones hidráulicas y su regulación.
- Estudio de avenidas.
- Capacidad y análisis hidráulico de los órganos de desagüe para distintos
niveles de embalse.
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Geología, hidrogeología, geotecnia y sismicidad de la cerrada y vaso del
embalse.
- Procedencia y características de los materiales de construcción a
emplear.
- Estabilidad, resistencia y deformabilidad de las estructuras,
cimentaciones y vasos.
- Propuesta de métodos y procesos constructivos. Plan de obras y etapas
de construcción.
- Accesos a las obras e instalaciones.
- Sistemas de comunicación y suministro de energía y su garantía en
situaciones de emergencia.
- Sistema de desvío del río durante la construcción.
- Plan básico de auscultación para las diferentes fases de existencia de la
presa.
- Tratamientos y correcciones del terreno a desarrollar en las fases de
construcción, puesta en carga y explotación.
- Normas provisionales referidas a la explotación de la presa y al embalse,
incluyendo los criterios de seguridad.
●
c) Estudios referidos a la influencia sobre el entorno:
- Afecciones a la población, incluyendo las medidas para el traslado y
reacondicionamiento de la misma, en el caso que proceda.
- Expropiación y reposición de servidumbres y servicios.
- Calidad del agua: Eutrofización y estratificación.
- Erosión en la cuenca, caudales sólidos y sedimentación en el embalse.
- Efectos socioeconómicos y acciones de corrección y protección.
- Efectos sobre el patrimonio artístico y su tratamiento.
- Programa de vigilancia ambiental.
El proyecto incluirá las prescripciones técnicas necesarias para asegurar la
calidad de los materiales y la ejecución y control de las obras.
Al proyecto deberá incorporarse el análisis del riesgo de inundación debido a
la posible rotura o funcionamiento anómalo de la presa, así como la delimitación
de la eventual zona afectada por la inundación, en los términos previstos por la
"Directriz Básica de Planificación de Protección Civil ante el Riesgo de
Inundaciones".
-
Artículo 27. Construcción.
En la fase de construcción, el titular de la presa designará un equipo
técnico, dirigido por un Técnico competente que ejercerá las funciones de
Director de Construcción, y estará encargado de la dirección de la obra y de que
en ella se cumplan las condiciones de seguridad exigidas.
Para dar comienzo a la fase de construcción se precisará la aprobación
por la Administración del proyecto, así como de la designación del equipo técnico
y del Director de construcción.
El equipo técnico comprobará que los materiales utilizados en la obra, los
métodos de construcción de los distintos componentes, las dimensiones de las
obras y la maquinaria cumplan las previsiones del proyecto y que se ejecutan
con la calidad requerida.
En el caso en que sea necesario por razones de seguridad, el titular
deberá modificar el proyecto, los procesos constructivos o el plan de la obra.
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Estas modificaciones deberán ser aprobadas por la Administración previo
informe de su adecuación a los requisitos de seguridad exigidos.
En esta fase se constituirá el Archivo Técnico de la presa en el que
quedarán reflejadas las modificaciones del proyecto, el desarrollo normal de los
trabajos y las incidencias especiales que pudieran producirse. Igualmente, se
ampliará la información existente en el proyecto sobre aspectos como el clima,
el río, el medio ambiente, el terreno y los materiales.
Los embalses formados por las ataguías utilizadas para la construcción
de las presas, así como los embalses parciales originados por la propia presa
durante la construcción en épocas de aguas altas, estarán sometidos a los
mismos requisitos de seguridad, aunque considerando las circunstancias
específicas de plazo y riesgo.
Artículo 28. Puesta en carga.
Para la ejecución de la fase de puesta en carga de una presa, el titular de
la misma designará un equipo técnico, dirigido por un Técnico competente, que
será encargado de redactar el programa de puesta en carga y desarrollar sus
contenidos.
La Administración, en el ejercicio de las funciones de vigilancia e
inspección de presas, aprobará el programa de puesta en carga con las
modificaciones que estime oportunas.
El programa de puesta en carga, independientemente que ésta sea total
o parcial, comprenderá, al menos, los siguientes aspectos:
●
Evolución probable del nivel de embalse.
●
Escalones voluntarios en el nivel de embalse que permitan la observación
del comportamiento de la presa y su cimiento.
●
Máximos ritmos recomendables en las variaciones de nivel de embalse.
●
Comportamiento de los órganos de desagüe en relación con su capacidad
para controlar los niveles en el embalse.
●
Comprobaciones y observaciones a realizar durante el proceso.
●
Caracterización de las situaciones extraordinarias previsibles y
estrategias y actuaciones a desarrollar en estos casos.
El titular comunicará a la Administración todas las incidencias que se
produzcan a lo largo del proceso de puesta en carga de la presa.
El equipo técnico redactará una memoria del desarrollo de esta fase que
se incorporará, junto con el programa de puesta en carga, al Archivo Técnico de
la presa.
1.6.4.3 Explotación
Artículo 29. La explotación y la seguridad.
La fase de explotación constituye la finalidad de la presa, por lo que las
condiciones en que ésta vaya a realizarse deben tenerse presente en todas las
fases anteriores.
El titular de la presa como responsable de su seguridad, de la del embalse
y de los efectos que ambos puedan producir en el cauce, deberá disponer lo
necesario para que las funciones del equipo encargado de la seguridad en la
fase de explotación queden perfectamente definidas, previendo las acciones
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oportunas y determinando las prioridades de objetivos e intereses en el caso que
pudiera presentarse una colisión entre las exigencias de la seguridad y las
conveniencias de explotación.
Durante la fase de explotación, el titular adoptará las medidas pertinentes
para detectar y corregir eventuales defectos anteriores o deterioros producidos
por la edad, así como para incorporar las que fueran aconsejables debido a
innovaciones tecnológicas, para lo cual deberá realizar una observación e
interpretación constante del comportamiento de la presa.
Artículo 30. Comienzo de la explotación.
Previamente a la entrada en servicio de un embalse, el titular de la presa
deberá:
●
a) Designar el equipo encargado de la explotación de la presa, así como
del Director de explotación de la misma, que deberá ser un Técnico competente.
El Director de explotación desempeñará asimismo la dirección de los equipos de
seguridad en el caso que éstos estuvieran diferenciados.
●
b) Disponer la incorporación al Archivo Técnico de la presa de la memoria
de construcción, que deberá incluir la información suficiente sobre las obras
realmente ejecutadas, así como de aquellas incidencias acaecidas durante la
misma que puedan influir en el comportamiento y seguridad futura de la presa.
●
c) Disponer igualmente la incorporación al Archivo Técnico de la presa de
la Memoria de la puesta en carga, así como de los resultados habidos en esta
fase.
●
d) Tener aprobado y adecuadamente implantado el correspondiente Plan
de Emergencia de la presa, en aquellas que en función de su riesgo potencial
hayan sido clasificadas en los grupos A o B.
La entrada en explotación del embalse, una vez finalizada la fase de
puesta en carga de la presa, deberá ser aprobada expresamente por el
organismo competente. Dicha aprobación podrá ser provisional, con vigencia
temporal limitada, o definitiva.
Excepcionalmente, la explotación del embalse podrá comenzar sin haber
finalizado la fase de puesta en carga. En este caso, el Director de explotación
será también el Director de puesta en carga.
El titular deberá disponer de unas Normas de Explotación, que incluirán
necesariamente la de seguridad para la presa y el embalse, y que, como mínimo,
deberán contener los siguientes extremos:
●
Programa normal de embalses y desembalses.
●
Resguardos mínimos estacionales.
●
Actuaciones específicas en caso de avenidas.
●
Programa de auscultación e inspecciones periódicas.
●
Programas de mantenimiento y conservación.
●
Sistemas de preaviso en desembalses normales.
●
Estrategia a seguir en situaciones extraordinarias.
●
Sistemas de alarma.
Las Normas de Explotación podrán sufrir modificaciones a lo largo del
tiempo en función de la experiencia que se vaya obteniendo en la fase de
explotación o debido a cambios sustanciales del entorno. En ningún caso esta
modificación supondrá una disminución de los niveles de seguridad
preexistentes.
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Artículo 31. Operación de los órganos de desagüe.
La operación de los órganos de desagüe precisa tener a disposición, en
el entorno de la presa, de personal suficiente y capacitado.
En las presas con aliviaderos controlados por compuertas deberá
garantizarse la maniobra de éstas incluso en situaciones meteorológicas
adversas. Los sistemas de accionamiento dispondrán, al menos, de dos fuentes
de energía diferenciadas, y podrán ser, además, accionadas manualmente.
Los accesos, las comunicaciones, el suministro de energía y la
iluminación de las instalaciones deberán mantenerse en perfecto estado de
utilización, garantizándose su funcionamiento conforme a los artículos 22 y 23
de este Reglamento técnico.
El titular realizará la operación de los órganos de desagüe de manera que,
en el entorno de la presa, no se altere la capacidad de evacuación del cauce
necesaria para la normal explotación de aquélla.
Artículo 32. Mantenimiento.
Durante la fase de explotación de la presa, el titular deberá realizar los
trabajos de conservación de la obra civil, maquinaria e instalaciones, así como
los de reparación y reforma necesarios, con la finalidad de mantener
permanentemente los niveles de seguridad requeridos en la presa y de
garantizar la operatividad del embalse.
El titular deberá reparar lo más rápidamente posible los daños producidos
en los aliviaderos, canales de descarga y cuencos amortiguadores, así como
restituir la capacidad de desagüe del cauce en el entorno de la presa.
Las reparaciones y reformas que se ejecuten en la presa se someterán a
los mismos requisitos y condiciones exigidos para el proyecto y construcción de
una nueva presa.
Artículo 33. Auscultación e Inspección.
Dentro de las Normas de Explotación existirá un Plan coordinado de
auscultación e inspecciones periódicas de la presa y el embalse orientado a la
comprobación de su seguridad y estado de funcionamiento. El Plan señalará el
alcance y periodicidad de las inspecciones, así como la composición del equipo
encargado de la toma de datos del sistema de auscultación, indicando la
frecuencia de lectura de cada aparato, las especificaciones relativas a la
recogida y procesado de la información y el método para su interpretación.
El Director de explotación redactará un informe anual en el que recogerá
los resultados de las inspecciones realizadas y de la auscultación, identificará
las deficiencias observadas y propondrá las acciones de corrección oportunas.
Este informe se incorporará al Archivo Técnico de la presa.
En el caso de las presas de categoría A, este informe deberá ser enviado
por el titular a la Administración, que en el ejercicio de las funciones de Vigilancia
e Inspección realizará las observaciones y propuestas que estime pertinentes.
Después de un acontecimiento extraordinario, como seísmos,
modificación brusca de los niveles de embalse desagüe de grandes caudales,
avalanchas en el embalse u otros, se deberá realizar preceptivamente un
reconocimiento de la presa y sus instalaciones, incluidos los accesos y
comunicaciones.
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Introducción y Aprovechamientos hidroeléctricos
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
El Director de explotación redactará un informe sobre el resultado de dicho
reconocimiento y la situación de la presa y el embalse, que será remitido por el
titular a la Administración que procederá como en el apartado anterior.
Además de las inspecciones antes citadas, el titular, y a su cargo, está
obligado a realizar periódicamente una revisión y análisis general de la seguridad
de la presa y el embalse. En el caso de que el titular no la realice, y previo el
oportuno requerimiento, la Administración podrá realizar esta revisión
directamente.
Esta revisión se llevará a cabo por un equipo técnico especializado y
distinto del equipo de explotación.
Los plazos para la realización de dichas revisiones generales serán
propuestos por la Administración atendiendo a las características específicas de
cada presa y, en ningún caso, podrán ser superiores a los señalados en el
artículo 5.8.
El equipo técnico realizará un informe de estas revisiones, que el titular
remitirá a la Administración. Si como consecuencia de la revisión general, y para
garantizar la seguridad de la presa, se estimara necesario realizar
modificaciones en la misma, en sus instalaciones complementarias o en su
régimen de explotación, el titular someterá a la aprobación de la Administración
las actuaciones a realizar y los plazos para llevarlas a cabo.
Independientemente de estos plazos y situaciones, la Administración
podrá recabar en todo momento del titular un informe sobre el estado de
seguridad de la presa y el embalse, fijando los términos del mismo y el plazo
para su remisión.
Los documentos generados en la fase de explotación y en especial los
que se refieren a las revisiones generales, tanto ordinarias como extraordinarias,
auscultación, reconocimiento y operaciones de mantenimiento, deberán
incorporarse al Archivo Técnico de la presa.
Artículo 34. Situaciones de emergencia.
En circunstancias extraordinarias, sea por la presencia de una gran
avenida o por otras causas, en las presas de categoría A y B se seguirán las
indicaciones previstas para estas situaciones en el Plan de Emergencia de la
presa.
Las actuaciones previstas en el Plan de Emergencia se ensayarán
periódicamente mediante ejercicios de simulación con el fin de que el equipo de
explotación adquiera los adecuados hábitos de comportamiento.
Pasada la situación de emergencia se hará una revisión especial de la
presa y de sus instalaciones y órganos de desagüe antes de reanudar su
explotación normal. Asimismo, se analizará la efectividad del Plan de
Emergencia, proponiendo en su caso las modificaciones pertinentes.
Cuando existan sistemas de funcionamiento automático o procesos
informatizados para atender a las situaciones de emergencia, se deberán poner
en marcha los procedimientos de actuación para el caso de fallo de aquellos
sistemas.
1.6.4.4 Situación de fuera de servicio
Artículo 35. Puesta fuera de servicio.
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Introducción y Aprovechamientos hidroeléctricos
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
Ante la eventualidad del abandono de una presa o embalse, el titular
encargará la redacción de un proyecto que defina los trabajos a realizar para su
puesta fuera de servicio, estudiándose, asimismo, las condiciones en que ha de
quedar su zona de influencia.
La presa a abandonar deberá sufrir las adaptaciones necesarias para que
no perturbe nocivamente la circulación del agua y para que su rotura, en el caso
que llegara a producirse, no pueda ocasionar daños graves.
Para iniciar los trabajos de puesta fuera de servicio de una presa o embalse, se
requiere que el correspondiente proyecto sea aprobado por la Administración.
Una vez finalizadas las obras, se realizará una inspección de las mismas. En el
caso que ésta fuera favorable, la Administración autorizará la puesta fuera de
servicio de la presa o embalse.
El proyecto de puesta fuera de servicio, junto con el resultado de la
inspección final, se incorporarán al Archivo Técnico de la presa que pasará, en
su conjunto, a disposición del Organismo de cuenca correspondiente.
Las presas abandonadas cuyo titular sea desconocido o insolvente serán
reconocidas por el organismo de cuenca, quien lo comunicará al órgano que
realice las funciones de vigilancia e inspección de seguridad de presas; este
órgano, una vez recibida dicha comunicación, propondrá al organismo de cuenca
los trabajos necesarios para su puesta fuera de servicio. El organismo de cuenca
realizará el proyecto y ejecutará las obras a que se refieren los apartados
anteriores.
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Introducción y Aprovechamientos hidroeléctricos
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Capítulo II
Embalses
Capítulo II
Embalses
2.1 Definición y características generales
Se denomina embalse a la acumulación de agua debido a una obstrucción
en el lecho de un río que cierra parcial o totalmente su cauce. El volumen de
agua queda retenido en un vaso topográfico, debido a una serie de eventos
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Embalses
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ocasionados por la naturaleza o por la intervención del hombre, gracias a la
realización de obras hidráulicas (Guevara, 2000). Por lo general, un embalse se
forma artificialmente cerrando la boca de un valle mediante una presa o dique,
dando lugar a un lago artificial, construido con el fin de producir energía
hidroeléctrica o almacenar agua durante la estación lluviosa y distribuirla durante
la estación seca (Bustamante, 1996), para el riego de terrenos o abastecimiento
de agua para la población.
Figura 2.1.1: Embalse de Itaipú
2.1.2 Características de un Embalse
Cuando hablamos de embalse es importante saber que aquel cuenta con
una serie de elementos o características que le definen, entre los que destacan
los siguientes: el caudal regularizado, que es el que puede retirar durante el año;
el caudal firme, que es el máximo que se puede sacar de aquel en un periodo
crítico por sequías; la curva llamada cota-superficie inundada y la curva cotavolumen.
De la misma manera, cuando se hace referencia a un embalse es
fundamental también tener en cuenta el nivel de agua que posee.
Diseño del embalse: Consiste en la determinación del tamaño del
almacenamiento incluyendo el volumen muerto, el útil, las pérdidas, volumen de
operación, volumen forzado y el borde libre.
Operación de embalses: Es la simulación del comportamiento del embalse
a través del tiempo.
Las reglas de operación que se deducen están afectadas por los datos
hidrológicos que son difíciles de predecir, por lo que la regulación que se
establezca para el embalse debe ser ajustada o variada de acuerdo con las
condiciones reales de funcionamiento que se presenten.
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Embalses
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Los estudios se pueden dividir en tres tipos:
 Determinar la descarga óptima del embalse teniendo en cuenta
almacenamientos largos o estaciónales (multianuales, anuales,
mensuales).
 Hacer la operación del embalse para suplir las fluctuaciones de la
demanda en horas picos (regulación horaria, diaria, semanal).
 Dar las reglas para la operación del embalse en épocas de sequía o de
precipitaciones extremas.
La operación del embalse se hace para cualquiera de los siguientes
casos:
 Determinar el volumen necesario a embalsar para suplir la demanda.
 Determinar el consumo máximo que se puede garantizar si se tiene como
limitante el volumen del embalse.
 Optimización del embalse en proyectos multipropósito.
La operación de embalses está regulada por las siguientes ecuaciones básicas:
Ecuación de continuidad
ΔV = Ventra - Vsale
ΔV = cambio en el almacenamiento durante un período dado (semana, mes).
Ventra = aportes al embalse durante un período dado (semana, mes).
Vsale = caudales de demanda, vertimiento, pérdidas durante un período dado.
Las pérdidas en el embalse pueden ser por evaporación o por filtración.
ΔV = Vf -Vi
Vf = almacenamiento al final del período
Vi = almacenamiento al inicio del período
La operación de embalses se hace para un ciclo. Un ciclo se considera
formado por el número de años para los cuales existen datos hidrológicos. Para
la mayoría de estudios se buscan datos de mínimo 20 años. Para el caso de
muchos pequeños proyectos la información disponible es solo la que se puede
recoger durante los estudios.
Para realizar la operación de embalses se asume que el caudal que ha
ocurrido en el pasado se repite en el futuro.
Teóricamente se puede construir una presa en cualquier sección de un
curso de agua pero no siempre resulta práctico hacerlo de modo que resulte
segura, económica y de capacidad suficiente para suplir las necesidades de los
usuarios. Se puede dar el caso de que la demanda de agua exceda la capacidad
disponible del vaso. En estos casos, toca por ejemplo, aumentar la altura de la
presa y a veces también se hace necesario la construcción de diques para
aumentar la capacidad de almacenamiento.
2.1.3 Niveles característicos de un embalse
Nivel de embalse muerto (NME): es el nivel mínimo de agua en el
embalse. Delimita superiormente el volumen muerto del embalse el cuál debe
exceder en capacidad al volumen de sedimentos calculado durante la vida util el
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fin de que el embalse los pueda contener. Su determinación es muy compleja,
sobre todo si el embalse es de propósito múltiple (caso en que debe tenerse en
cuenta la carga de agua sobre las turbinas, condiciones de navegación aguas
arriba, altura de comando sobre las tierras de riego, etc.).
Nivel mínimo de operación del embalse (NMOE): delimita
superiormente el volumen generado por la altura mínima del agua necesaria para
el correcto funcionamiento de toma de agua la que se sitúa por encima de NME.
Nivel normal del agua (NNE): delimita superiormente al volumen útil del
embalse, que es el que se aprovecha y gasta en función de diferentes propósitos:
energía, irrigación, suministro de agua, etc. Para su ubicación se tienen en
cuenta los siguientes aspectos: aportes de la cuenca, demanda de agua,
pérdidas por infiltración y evaporación.
Nivel forzado de agua (NFE): se presenta temporalmente durante la
creciente de los ríos dando lugar al volumen forzado del embalse, el cual puede
ser usado en algunos casos, pero por lo general es evacuado rápidamente por
medio del vertedor de demasías o rebosadero o aliviadero.
En condiciones normales ocurre oscilación del nivel del agua entre el NNE
y el NMOE.
Volumen total del embalse = volumen muerto + volumen de operación +
volumen útil +volumen forzado.
Figura 2.1.3.1: Representación de los niveles característicos de un
embalse.
2.2 Clasificación de embalses
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2.2.1 Embalses según su ubicación en el río
En general hay dos tipos de embalses: Los ubicados fuera del cauce
fluvial, a los que se denomina laterales (en inglés, off-stream reservoirs) y los
llamados frontales (onstream reservoirs) que están ubicados sobre el lecho
fluvial (Rocha Felices, Mayo 2011).
Hay dos clases de embalses frontales: Unos, que requieren un volumen
adicional para almacenar los sedimentos y conservar así el volumen útil durante
un cierto número de años, asociado a la llamada vida útil del embalse. Otros que,
por existir condiciones favorables para ello, tienen los dispositivos para la
eliminación de los sólidos depositados por medio de una purga hidráulica
(limpieza, eliminación de sólidos) que se efectúa, por lo general, una vez al año,
siempre que las condiciones hidrológicas lo permitan. Comúnmente, los
embalses laterales tienen un volumen de regulación menor que el de los
embalses frontales (Rocha Felices, Mayo 2011).
Figura 2.2.1.1: Embalse Lateral en el sistema de riego de Bardenas
Figura 2.2.1.2: Embalse frontal en el Río Duero
2.2.2 Según su función
2.2.2.1 Embalses de acumulación: retienen excesos de agua en
períodos de alto escurrimiento para ser usados en épocas de sequía.
2.2.2.2 Embalses de distribución: no producen grandes
almacenamientos pero facilitan regularizar el funcionamiento de sistemas de
suministro de agua, plantas de tratamiento o estaciones de bombeo.
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2.2.2.3 Pondajes: pequeños almacenamientos para suplir consumos
locales o demandas pico.
2.2.3 Según su tamaño
La clasificación de los embalses de acuerdo al tamaño se hace más por razones
de tipo estadístico que por interés desde el punto de vista técnico.
2.2.3.1 Embalses gigantes: mayor a 100.000 Mm3
2.2.3.2 Embalses muy grandes: entre 100.000 Mm3 y 10,000 Mm3
2.2.3.3 Embalses grandes: entre 10.000 Mm3 y 1.000 Mm3
2.2.3.4 Embalses medianos: entre 1.000 Mm3 y 1 Mm3
2.2.3.5 Embalses pequeños o pondajes: menor a 1 Mm3
*Mm3: Millones de metros cúbicos
2.2.4 Embalses por causas naturales
2.2.4.1 Derrumbe de laderas
En este caso se trata, de embalses totalmente incontrolados, que
generalmente tienen una vida corta, días, semanas o hasta meses. Al llenarse el
embalse con los aportes del río o arroyo, se provocan filtraciones a través de la
masa de tierra no compactada, y vertidos por el punto más bajo de la corona,
que llevan a la ruptura más o menos rápida y abrupta de la presa, pudiendo
causar grandes daños a las poblaciones y áreas cultivadas situadas aguas abajo.
Un fenómeno de este tipo se produjo en el paraje conocido como La
Josefina en el río Paute, en Ecuador.
Figura 2.2.4.1.1: Embalse por derrumbe de laderas
2.2.4.2 Acumulación de hielo
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La acumulación de hielo (embancaduras) en los grandes ríos situados en
zonas frías se produce generalmente en puntos en los cuales el cauce presenta
algún estrechamiento, ya sea natural, como la presencia de rocas, o artificial,
como los pilares de un puente.
Las situaciones de este tipo pueden darse, por ejemplo, en el río Danubio.
Para prevenir los daños que esto puede causar los servicios de prevención
utilizan barcos especiales denominados rompehielos.
Figura 2.2.4.2.1: Embalse por acumulación de hielo
2.2.4.3 Presas construidas por castores
Las presas construidas por castores se dan en pequeños arroyos,
generalmente en áreas poco habitadas y, por lo tanto, los eventuales daños
causados por su ruptura son generalmente limitados.
Figura 2.2.4.3.1: Presa realizada por castores en Yellowstone.
2.2.5. Embalses artificiales
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Los embalses generados al construir una presa pueden tener la finalidad
de:




Regular el caudal de un río o arroyo, almacenando el agua de los
períodos húmedos para utilizarlos durante los períodos más secos
para el riego, para el abastecimiento de agua potable, para la
generación de energía eléctrica, para permitir la navegación o para
diluir poluentes. Cuando un embalse tiene más de un fin, se le llama
de usos múltiples;
Contener los caudales extremos de las avenidas o crecidas.
Laminación de avenidas;
Crear una diferencia de nivel para generar energía eléctrica,
mediante una central hidroeléctrica;
Crear espacios para esparcimiento y deportes acuáticos.
Figura 2.2.5.1: Presa Hoover. Ubicada en el curso del río
Colorado (EE. UU.).
2.3 Los embalses y su aprovechamiento, elección del
emplazamiento.
Básicamente un embalse creado por una presa, que interrumpe el cauce
natural de un río, pone a disposición del operador del embalse un volumen de
almacenamiento potencial que puede ser utilizado para múltiples fines, algunos
de ellos complementarios y otros conflictivos entre sí, pone a disposición del
operador del embalse también un potencial energético derivado de la elevación
del nivel del agua.
Se pueden distinguir los usos que para su maximización requieren que el
embalse esté lo más lleno posible, garantizando un caudal regularizado mayor.
Estos usos son la generación de energía eléctrica, el riego, el abastecimiento
de agua potable o industrial, la dilución de poluentes. Por el contrario, para el
control de avenidas el embalse será tanto más eficiente cuanto más vacío se
encuentre en el momento en que recibe una avenida.
Desde el punto de vista de su capacidad reguladora, el embalse puede
tener un ciclo diario, mensual, anual e, incluso, en algunos pocos casos,
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plurianual. Esto significa que el embalse acumula el agua durante, por ejemplo,
20 horas por día, para descargar todo ese volumen para la generación de
energía eléctrica durante las 4 horas de pico de demanda; o acumula las aguas
durante el período de lluvias, 3 a 6 meses según la región, para usarlo en riego
en el período seco.
2.3.1 Embalse de usos múltiples
Muchos embalses modernos son diseñados para usos múltiples. En esos
casos el operador del embalse debe establecer políticas de operación, que
deben tener en cuenta:


Prioridad de cada uno de los usos, asociado a la disponibilidad de otras
alternativas técnica y económicamente factibles en el área. En general, el
abastecimiento de agua potable tiene la prioridad más elevada.
Limitaciones de caudal, máximo y mínimo, aguas abajo de la presa que
soporta el embalse.
2.3.2 Los beneficios de un embalse
Se controlan las inundaciones y se provee un afluente de agua más
confiable y de más alta calidad para el riego, y el uso domésticos e industrial.
Además, las represas pueden crear alternativas para las actividades que tienen
el potencial para causar impactos negativos mayores.
La energía hidroeléctrica, por ejemplo, es una alternativa para la energía
termoeléctrica a base del carbón, o la energía nuclear. La intensificación de la
agricultura, localmente, a través del riego, puede reducir la presión sobre los
bosques, los hábitats intactos de la fauna, y las otras áreas que no sean idóneas
para la agricultura.
Asimismo, las represas pueden crear una industria de pesca, y facilitar la
producción agrícola en el área, aguas abajo del reservorio, que, en algunos
casos, puede más que compensar las pérdidas sufridas en estos sectores, como
resultado de su construcción.
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Figura 2.3.2.1: Generación de energía en la Represa Hidroeléctrica
Yacyreta
2.3.3 Consideraciones para la selección del sitio del embalse

El vaso natural debe tener una adecuada capacidad, la que es definida por
la topografía. Se debe buscar obtener la mayor relación entre agua
almacenada a volumen de presa, ojalá mayor que diez para pequeños
proyectos.

La geología del lugar debe analizarse desde el punto de vista de la filtración
del lecho del embalse estudiando fallas, contactos y fisuras. Las filtraciones
ocasionan no solamente pérdidas de agua, sino también ascenso del nivel
freático dando lugar a cambios en las condiciones de los suelos adyacentes.
Las mejores condiciones para un embalse las dan suelos arcillosos o suelos
formados por rocas sanas, y las peores los suelos limo-arenosos. Si las
filtraciones son muy grandes, casi seguro que el vaso topográfico natural no
es factible para el almacenamiento. Si resulta económico, se puede
impermeabilizar el vaso, lo que sobre todo es factible en el caso de pondajes.

La estabilidad de los taludes del embalse debe ser analizada, puesto que
cuando el embalse está lleno no se presentan serios problemas, pero éstos
surgen al ocurrir descensos en los niveles del agua y especialmente si son
súbitos.

Es necesario hacer el avalúo de los terrenos a inundar. El costo de compra
de los terrenos no debe ser excesivo. El área del embalse no debe tener en
lo posible vías importantes ni edificaciones de relocalización costosa.

La calidad del agua embalsada es importante y debe ser satisfactoria para
el uso proyectado. Los aportes de agua de la cuenca hidrográfica deben ser
suficientes durante los períodos de lluvia para llenar el embalse y poder suplir
la demanda durante épocas de sequía; en otro caso, hay que estudiar la
posibilidad de trasvases.

El impacto ambiental y social tanto aguas arriba como aguas abajo debe
considerarse y evaluarse.

La limpieza de la zona del embalse puede resultar costosa y debe
considerarse a favor o en contra de un proyecto. Materias flotantes, árboles,
y otros desechos pueden ser causa de problemas en el funcionamiento de
las obras y en la explotación del embalse. La hoya hidrográfica debe
presentar pocos síntomas de erosión.

Se busca que en la vecindad haya materiales para la construcción de la
presa y obras anexas.
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Capítulo III
Presas
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Presas
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Capítulo III
Presas
3.1 Tipología de presas.
Aunque existen numerosas tipologías de presas, en líneas generales
podemos clasificarlas en dos grandes grupos: presas de fábrica (de hormigón) y
presas de materiales sueltos, siendo estas últimas las más comunes por su
versatilidad.
Figura 3.1 Tipos de presas
3.1.1 Presas de fábrica
Las presas de fábrica son construcciones relativamente esbeltas, si se
comparan con las presas de materiales sueltos, las cuales poseen un cuerpo de
base mucho más ancho. Este tipo de presas podemos subclasificarlas a su vez
en tres grandes grupos:
3.1.1.1 Presas de gravedad
Las presas de gravedad poseen una sección transversal en forma de
triángulo cuasirectángulo, siendo el paramento de aguas arriba prácticamente
vertical y el de aguas abajo de inclinación variable, en función de las necesidades
resistentes de la infraestructura, pudiendo oscilar el ángulo de inclinación de este
con la horizontal entre los valores 50 y 65º. La anchura de la base en una presa
de gravedad suele ser del 75%-85% de la altura.
Figura 3.1.1.1 Presa de gravedad
El principal mecanismo resistente de este tipo de presas, como su propio
nombre indica, el peso del cuerpo de la propia presa (la densidad media del
hormigón es de 2.300kg/m3), que genera unos valores altos de la fuerza de
rozamiento cimiento-presa. Esta fuerza de rozamiento es la encargada de evitar
el deslizamiento de lateral de la presa debido al empuje que el agua ejerce sobre
esta.
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Figura 3.1.1.1 Represa de Acaray, Paraguay
El elevado peso de una presa de fábrica gravedad también provee a la
estructura de la pertinente resistencia frente al vuelco, al proporcionar el peso, la
principal fuerza estabilizadora de la presa, frente a la subpresión del agua
acumulada bajo esta y el empuje del agua del embalse.
Prácticamente la totalidad del cuerpo de las presas de gravedad se
construye con hormigón en masa, quedando armados únicamente puntos
concretos sometidos a fuertes esfuerzos de flexión, tales como las galerías
internas.
Figura 3.1.1.1 Presa Willow Creek Dam, Oregon
3.1.1.2 Presas de arco
Se trata de un tipo de presas de estructura muy ligera. La anchura de la
base de la presa es de aproximadamente un 30% de la altura de esta. En ella se
emplea una cantidad de material pequeña debido a que el mecanismo resistente
de estas presas es su forma en arco. La distribución de esfuerzos en la estructura
se basa en el concepto de antifunicularidad, de tal forma que esta trabaje
únicamente a axil. Así, los esfuerzos generados sobre la presa son transmitidos
a los estribos de la cerrada, los cuales es condición necesaria que sean de
materiales de alta resistencia.
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Presas
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Figura 3.1.1.2 Presa de Arco
En este punto aparecen dos limitaciones, o más bien condiciones, para la
construcción de este tipo de presas:
 Gran capacidad resistente de los estribos.
 Una cerrada que cumpla ciertas características de geométricas, o de
forma, cuanto más simétrica mejor.
La sección del cuerpo de esta tipología de presas puede ser de tres tipos:
 Presa arco: sección trapezoidal de planta curva.
 De doble curvatura: éstas poseen una sección transversal muy ligera de
carácter curvo y un eje longitudinal también curvo, es decir, son presas de
curvatura en la dirección longitudinal y transversal. También se conocen
como presas en bóveda.
 Arco-gravedad: presas en las que, por problemas de resistencia en los
estribos, se construye un cuerpo de presa menos esbelto de forma que el
peso de la presa ayude a resistir los esfuerzos.
Son presas más esbeltas que las de gravedad. En el caso de las de arcos y
bóveda, la base es del 20 al 40% de la altura. En cuanto a las presas arcogravedad, la esbeltez se reduce un poco, estando entre el 40 y el 60% de la
altura de la presa.
Figura 3.1.1.2 Presa de Chirkeyskaya, Rusia
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3.1.1.3 Presas aligeradas o de contrafuertes
Este tipo de presas poseen un mecanismo resistente de naturaleza similar
a las presas de gravedad, pero su sección transversal está compuesta por un
paramento vertical, en forma de muro, al que se le añaden una serie de
contrafuertes en el paramento de aguas abajo. De esta forma, se consigue una
estabilidad frente al deslizamiento y vuelco de orden similar a una presa de
gravedad pero por medio de una cantidad menor de material. Además, esta
modalidad ve disminuida ampliamente la subpresión (debido a la esbeltez del
cuerpo de la presa) con respecto a una presa de gravedad.
Figura 3.1.1.3 Presa de contrafuerte
A pesar de las grandes ventajas económicas que la construcción de una
presa de este tipo reporta debido al ahorro en material, éstas no son muy usuales
debido a la complejidad técnica de su construcción, que las hace grandes
demandatarias de grandes cantidades mano de obra.
Figura 3.1.1.3 Presa de Roselend, Francia
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Figura 3.1.1.3 Represa de Itaipú, Paraguay
3.1.2 Presas de materiales sueltos
El cuerpo de las presas de materiales se construye con materiales
naturales, bien sea escollera, gravas, rocas, arenas, limos o arcillas. Estos
materiales no son sometidos a ningún proceso químico de transformación para
su puesta en obra, por lo que están exentos de ligantes o conglomerantes
hidráulicos, al contrario de lo que sucede en las presas de fábrica. La colocación
de los materiales en obra se realiza mediante procedimiento de compactación
propia de mecánica de suelos.
Tienen sección trapezoidal y son mucho menos esbeltas que las presas de
fábrica, siendo su principal característica la zonificación de sus materiales, es
decir, cada tipo de material se coloca donde mejor ejerce su función.
El mecanismo resistente de cualquier presa de materiales sueltos es la
gravedad, debido a su monumental volumen, resistiendo el empuje del agua de
igual forma que una presa de gravedad de fábrica.
3.1.2.1 Presas homogéneas
Las presas homogéneas emplean el material impermeable, arcilla
debidamente compactada en este caso, en la totalidad del cuerpo de la presa,
de tal forma que toda la infraestructura goce de buenas condiciones de
impermeabilidad. El pequeño tamaño de los granos de arcilla (inferior a los 0,002
milímetros de diámetro) le aporta a este material unas condiciones impermeables
muy adecuadas para su empleo en la construcción de obras hidráulicas.
Se emplean en alturas pequeñas y medias siendo el ancho de su base en
torno a 6 y 8 veces la altura de presa. Las presas homogéneas de materiales
sueltos pueden (y suelen) incorporar ligeros mantos de otros materiales a modo
de protección o como filtros y drenes, sin que ello comprometa su tipología. Se
trata del tipo más deseable cuando el vaso de esta contiene terrenos arcillosos,
los cuales se excavan para la ejecución de la obra, ya que se trata de unas
presas de buenas condiciones técnicas que, en este caso, resultan de bajo coste.
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Presas
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Figura 3.1.2.1 Presa homogénea
3.1.2.2 Presas de núcleo
El cuerpo de estas presas en su mayor parte se encuentra constituido por
materiales sueltos permeables, incorporando en su interior un núcleo
impermeable, el cual generalmente también se construye con materiales
arcillosos. El núcleo puede situarse bien en la franja central de la presa o bien
ligeramente inclinado con respecto a esta; en ambos casos ocupando la totalidad
de su altura. Las partes de la presa que quedan a ambos lados del núcleo se
denominan espaldones.
Estas presas además incorporan una o varias franjas con materiales de
granulometría intermedia entre los espaldones y el núcleo, denominados
materiales de transición, los cuales cubren el núcleo y tienen funciones de filtraje
y drenado.
Figura 3.1.2.2 Presa de núcleo
3.1.2.2 Presas de pantalla
Poseen una pantalla impermeable que se apoya sobre el talud de aguas
arriba del cuerpo de presa. Se clasifican en función del material de dicha pantalla:
hormigón (presas grandes, medianas y pequeñas), pantalla asfáltica (presas
medianas y pequeñas) y pantalla plástica (presas pequeñas). El ancho de la
base suele ser el triple de la altura de presa.
Debajo de la pantalla impermeable también se incorporan uno o varios
materiales de transición, así como una franja de material drenante en la base de
la presa.
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Presas
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Figura 3.1.2.3 Presa de pantalla
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Presas
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3.2 Fuerzas actuantes.
3.2.1 Generalidades:
La integridad estructural de una presa debe mantenerse en las diversas
circunstancias o eventos que probablemente surgirán durante su servicio. El
diseño es, por tanto, determinado por la consideración de un espectro de
condiciones de cargas actuantes correspondientes.
La distribución, magnitud y modo de acción de ciertas cargas pueden
predeterminarse con mucha precisión.
Es conveniente clasificar las cargas actuantes individuales como
primarias, secundarias o excepcionales. Dicha clasificación ayuda a apreciar
apropiadamente combinaciones de cargas que se deben considerar en su
análisis. La clasificación se hace en función de su aplicabilidad y de la
importancia relativa de la carga.
1. Cargas primarias. Se identifican como aquellas de mayor importancia
para todas las presas, sin tener en cuenta su tipo, por ejemplo, las del
agua y las fuerzas relacionadas con la infiltración y el peso propio.
2. Cargas secundarias. Se aplican universalmente, aunque en menor
magnitud (por ejemplo, la carga de sedimentación) o, alternativamente,
son de mayor importancia sólo para ciertos tipos de presas (por ejemplo,
efectos térmicos dentro de presas de concreto).
3. Cargas excepcionales. Se designan así sobre la base de su aplicación
general limitada o por su poca probabilidad de ocurrencia (por ejemplo,
los efectos tectónicos o las cargas de inercia asociadas con la actividad
sísmica).
3.2.2 Secuencia de cargas actuantes:
Las cargas primaras y las secundarias más importantes y sus fuentes
excepcionales se identifican esquemáticamente en la figura 3.2.2.1; se utiliza
una sección de una presa de gravedad para este propósito por conveniencia
de ilustración.
No todas las cargas identificadas serán aplicables para una presa dada.
Se deja un elemento de discreción en la formulación de las combinaciones
para el análisis de cargas.
a. Cargas primarias
1. Carga del agua. Es debida a la distribución hidrostática de presión y
tiene una resultante horizontal de la fuerza 𝑃1 . (Nótese que la
componente vertical de esta carga, también existirá en caso que el
espaldón aguas arriba tenga un talud y las cargas equivalentes aguas
abajo operasen en el espaldón respectivo).
2. Carga del peso propio. Se determina con respecto a un peso unitario
apropiado del material. Para un análisis elástico simple, se considera
que la fuerza resultante 𝑃2 , actúa a través del centroide de la sección.
3. Carga de infiltración. Los patrones de infiltración de equilibrio se
desarrollarán dentro y por debajo de la presa, por ejemplo, en los poros
y las discontinuidades, con una carga resultante vertical identificada
como un empuje interno y externo 𝑃3 y 𝑃4 , respectivamente.
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Figura 3.2.2.1 Esquema de las principales cargas: perfil de una
presa de gravedad
b. Cargas secundarias
1. Carga de sedimentación. Los sedimentos acumulados generan un
empuje horizontal, considerado como una carga hidrostática adicional
resultante 𝑃5 .
2. Carga hidrodinámica de ondas. Es una carga transitoria, 𝑃6 , generada
por la acción de las ondas contra la presa (normalmente no es
importante).
3. Carga del hielo. El empuje del hielo, 𝑃7 , se puede desarrollar en
condiciones climáticas extremas (normalmente no es importante).
4. Carga térmica (presas de concreto). Es una carga interna generada
por las diferencias de temperatura asociadas con los cambios en las
condiciones ambientales y con la hidratación y el enfriamiento del
cemento (no se muestra).
5. Efectos interactivos. Son internos, surgen de las rigideces relativas y
las deformaciones diferenciales de una presa y su cimentación (no se
muestra).
6. Carga hidrostática sobre los estribos. Es una carga interna de
infiltración en los estribos en una roca maciza, no se ilustra. (Es de
particular importancia en las presas de arco o de bóveda).
c. Cargas excepcionales
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1. Carga sísmica. Las cargas inerciales horizontales y verticales se
generan con respecto a la presa y al agua retenida debido a
perturbaciones sísmicas. Para la presa se muestran simbólicamente
en el centroide de la sección. Para las fuerzas inerciales del agua se
muestra un empuje estático equivalente simplificado, 𝑃8 .
2. Efectos tectónicos. La saturación o las perturbaciones producidas por
excavaciones profundas en rocas pueden generar cargas como
resultado de movimientos tectónicos lentos.
3.2.3 Conceptos de carga:
La presencia persistente y concurrente de todas las cargas primarias que
actúan sobre una presa en operación es evidente. Algunas cargas secundarias,
por ejemplo, la de sedimentación, se desarrollarán gradualmente y persistirán
junto con las primarias. Otras cargas secundarias proporcionarán una carga
temporal adicional y poco frecuente, por ejemplo, el empuje del hielo. En las
cargas excepcionales, la acción tectónica puede generar una adición
permanente a la carga total sobre la presa. Sin embargo, la actividad sísmica,
que es en esencia al azar y poco frecuente, genera una carga dinámica extrema
pero transitoria.
Cada combinación lógica de cargas expresamente definida para ser
consideradas en el análisis. Cada combinación de cargas está relacionada con
una condición de servicio particular y define aquellas cargas que se considera
que operan con simultaneidad en la presa. Esta lógica puede extenderse para
reducir de manera considerable los márgenes de seguridad de diseño y, al
mismo tiempo, disminuir la probabilidad de ocurrencia de unas combinaciones
de cargas más rigurosas.
Figura 3.2.3.1 Esquema de las fuerzas internas de cuerpo: presa de relleno
En el análisis de una presa de relleno se considera, correctamente, que
el agua, la infiltración y el peso propio actúan como cargas internas distribuidas
o presiones en el cuerpo, como se muestra en el esquema de la figura 3.2.3.1.
Sin embargo, el análisis de estabilidad clásico de presas de concreto, supone
que el agua y las cargas de infiltración actúan como presiones en la superficie,
con sus fuerzas resultantes consideradas junto con una carga actuante del peso
propio, como se muestra en la figura 3.2.2.1.
3.3 Presas de gravedad.
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3.3.1 Definición y generalidades
Una presa de gravedad es aquella que resiste por su propio peso las
solicitaciones desestabilizantes, sin más apoyo que el de cada bloque sobre su
cimiento, siendo cada sección auto estable. Recibe este nombre por ser el peso
la principal fuerza estabilizadora, lo que hace que sean una de las
infraestructuras existentes más simples desde el punto de vista estructural.
El material empleado en su construcción es el hormigón en masa de baja
permeabilidad, para reducir la filtración de agua a través del cuerpo de la presa.
Casi todas las presas de gravedad se construyen sobre cimentaciones de tipo
rocoso que cumplan con los requisitos de resistencia.
Fig. 3.3.1 Presa de gravedad de Acaray, Paraguay.
3.3.2. Sección transversal
La sección transversal de las presas de gravedad presenta normalmente
un perfil triangular rematado por un trapecio (coronación, utilizada para el paso
de vehículos).
Fig. 3.3.2 Sección transversal de presa de gravedad
3.3.3 Estabilidad estructural
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Un factor de seguridad simple con respecto al vuelco, F 0, puede
expresarse en función de los momentos que actúan alrededor del pie de presa
aguas abajo de cualquier plano horizontal. Se define F0 como la razón de la suma
de todos los momentos restauradores (positivos),
suma de todos los momentos de vuelco,
, con respecto a la
, de modo que:
Puede anotarse que
incluye el momento generado por la carga
de empuje. Las cargas sísmicas se excluyen de los cálculos de vuelco dada su
naturaleza transitoria y oscilatoria. Valores de F0 mayores a 1.25 pueden
considerarse aceptables, pero lo conveniente es F0 ≥ 1.5.
El vuelco de un perfil de presa de gravedad intacto y completo de tamaño
importante es, en sentido estricto, un modo de inestabilidad poco realista. Los
momentos de vuelco, como los de la carga del agua, etc., controlan los niveles
de esfuerzos internos, resultando, por tanto, el modo de vuelco ligado muy de
cerca a posibles sobreesfuerzos. A medida que se reduce el margen de
seguridad nominal contra el vuelco, los esfuerzos de compresión generados en
el pie aguas abajo aumentarán rápidamente y los esfuerzos de tensión en el
talón aguas arriba iniciarán un agrietamiento local que puede propagarse,
produciendo una reducción en la resistencia al deslizamiento.
La determinación de un valor de F0 no es una práctica universal debido al
vínculo entre los momentos de vuelco y el nivel de esfuerzo. La estabilidad
adecuada con respecto al vuelco puede asegurarse especificando límites en los
niveles de esfuerzo para el concreto.
Fig. 3.3.3 Diagrama de convención de signos
3.3.4 Estabilidad al deslizamiento
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La estabilidad al deslizamiento es una función del patrón de carga y de la
resistencia al desplazamiento de traslación que pueda generarse en cualquier
plano. En términos convencionales se expresa en función del factor de seguridad
contra el deslizamiento, FSS, estimado utilizando una u otra de estas tres
definiciones:
1. Factor de deslizamiento, FSS;
2. Factor de fricción al corte, FSF;
3. Factor de equilibrio límite, FLE.
Para cualquiera de las definiciones empleadas, la resistencia al
deslizamiento en cualquier plano dentro de una presa será una función de la
resistencia al corte generado en la masa de concreto. Las juntas de construcción
horizontales serán de ordinario los planos internos críticos. En la base, la unión
del concreto y la roca y la resistencia al corte en la interfaz resultante son los
factores decisivos. Por debajo de la interfaz base, la estructura geológica y los
parámetros de resistencia al corte de la masa de roca son interdependientes y
colectivamente regirán la estabilidad al deslizamiento.
La resistencia al deslizamiento en la roca es una función de la superficie o
trayectoria investigada. Está controlada por las discontinuidades geológicas
como fallas, diaclasas o superficies con resistencia reducida al corte, etc. Se
debe investigar por completo la estructura geológica de las cimentaciones en
roca y establecer la presencia, naturaleza, frecuencia y orientación de todas las
discontinuidades significativas, incluyendo las intersecciones críticas. Son
necesarios numerosos ensayos in situ y en laboratorio para confirmar los
parámetros de diseño.
a. Resistencia al deslizamiento: parámetros
La resistencia al deslizamiento o corte que puede generarse en un plano, se
expresa mediante la dupla de parámetros c y tan Φ.
La cohesión, c, representa la resistencia unitaria al corte del concreto o roca
en condiciones de esfuerzo normal cero. El coeficiente tan Φ representa la
resistencia de la fricción al corte, donde Φ es el ángulo de resistencia al corte
interno o la fricción de deslizamiento, según sea apropiado.
Los valores de la envolvente de c y tan Φ registrados dentro de una masa de
concreto, roca en una interfaz de concreto y roca se suministran en la tabla 3.3.1.
Nótese el grado de variación tan amplio de los valores para las rocas de
cimentación.
La resistencia al corte dentro de la zona de la cimentación de una presa es
determinada por las estructuras geológicas, tipo e integridad de la roca. Los
parámetros de corte o deslizamiento para ejemplos de condiciones de
cimentación de buena y de inferior calidad se presentan en la tabla 3.3.2. La
tabla también muestra valores para resistencias muy bajas y características
geológicas potencialmente dañinas, como capas o lentes de arcilla, fallas, etc.,
que puedan ser críticas para la estabilidad de la cimentación. La información en
la tabla 3.3.2 es ilustrativa y no debe considerarse de aplicación universal para
todos los tipos y condiciones de roca citados.
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Pueden ocurrir variaciones considerables en la resistencia al corte para un
tipo de roca específico dentro de los confines de un sitio, como consecuencia de
la meteorización o alteración local. En el caso de algunas rocas vulnerables,
como ciertas pizarras, la resistencia al corte también puede disminuir por la
saturación. Ejemplos ilustrativos de degradación de la resistencia al corte en
tales circunstancias se muestran en la tabla 3.3.3.
Tabla 3.3.1 Valores de los parámetros de la resistencia al corte
Tabla 3.3.2 Características de la resistencia al corte
Tabla 3.3.3 Ejemplos de degradacion de la resistencia al corte
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Factor de deslizamiento, FSS
FSS se expresa como una función de la resistencia al simple deslizamiento
sobre el plano considerado. Se supone que la resistencia se debe sólo a la
fricción y no se genera resistencia al corte o cohesión. FSS puede definirse como
la relación de la suma de todas las componentes de las fuerzas horizontales,
∑ 𝐻, con respecto a la suma de todas las fuerzas verticales, ∑ 𝑉, en el plano
considerado, es decir para un plano horizontal:
∑𝐻
∑𝑉
FSS=
Si el plano está inclinado en un ángulo pequeño a, la anterior expresión
se modifica a:
∑𝐻
⁄∑ 𝑉 − tan 𝛼
∑
1 + ( 𝐻⁄∑ 𝑉 ) tan 𝛼
FSS=
El ángulo α se define positivo si el deslizamiento ocurre en el sentido
cuesta arriba. La interfaz de la cimentación se excava con frecuencia para
proporcionar una pequeña inclinación positiva α y así elevar FSS.
Al evaluar FSS, ∑ 𝐻 y ∑ 𝑉 son respectivamente los valores máximo y
mínimo apropiados para las condiciones de cargas que se están estudiando, es
decir, ∑ 𝑉 se determina considerando el efecto de empuje.
No se debe permitir que FSS exceda 0.75 para la combinación de cargas
normales especificada en un concreto macizo bien construido. Se puede permitir
que FSS alcance 0.9 para combinaciones de cargas extremas. Un máximo similar
de FSS puede utilizarse para un posible deslizamiento en la base de una interfaz
en una superficie de roca de buena calidad, limpia e irregular, o para el
deslizamiento sobre planos en una cimentación bien erigida. Planos con baja
resistencia al corte requerirán una reducción significativa del máximo permisible,
por ejemplo, FSS puede limitarse a 0.50 o menos en algunas calizas, esquistos,
pizarras laminadas y cimentaciones con resistencias bajas similares.
Factor de fricción al corte, FSF
FSF se define como la relación entre la resistencia total al corte y al
deslizamiento que puede generarse en un plano con respecto a la carga
horizontal total. Con este enfoque, se pueden tener en cuenta tanto los
componentes de cohesión como los de fricción de la resistencia al corte y:
𝑆⁄
∑ 𝐻 FSF=
En la expresión anterior, S es la resistencia máxima al corte que se puede
generar. Respecto a la figura 3.3.3. puede definirse como:
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donde Ah es el área del plano de contacto o de deslizamiento (Ah es el espesor,
T, para una sección bidimensional).
En el caso de un plano horizontal (a = 0):
𝑆 = 𝑐𝐴ℎ + ∑ 𝑉 tan 𝛷
Al sustituir en la ecuación de FSF se llega a la expresión estándar del factor
de fricción al corte, es decir:
𝐹𝑆𝐹 =
𝑐𝐴ℎ + ∑ 𝑉 tan 𝛷
∑𝐻
Figura 3.3.4 Resistencia al deslizamiento y al corte: factor de fricción al
corte.
Factor de equilibrio límite, FLE:
El enfoque de equilibrio límite a la estabilidad de deslizamiento sigue la
lógica de la mecánica de suelos convencional al definir el factor de equilibrio
límite, FLE, como la relación entre la resistencia al corte y el esfuerzo cortante
promedio aplicado a través del plano, es decir:
𝐹𝐿𝐸 =
𝜏𝑓
⁄𝜏
donde 𝜏𝑓 la resistencia al corte disponible, y 𝜏 el esfuerzo cortante generado bajo
la carga aplicada.
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𝜏𝑓 se expresa por el criterio de falla de Mohr-Coulomb, y la ecuación puede
rescribirse de acuerdo con:
𝐹𝐿𝐸 =
𝑐 + 𝜎𝑛 tan 𝛷
𝜏
En la expresión anterior, 𝜎𝑛 es el esfuerzo que actúa normal con respecto
al plano de deslizamiento.
Al aplicar la ecuación, en la figura 3.3.4., que ilustra un modo de deslizamiento
en un solo plano con las sustituciones adecuadas, se llega a:
𝐹𝑆𝐹 =
𝑐𝐴ℎ + (∑ 𝑉 cos 𝛼 + ∑ 𝐻 sin 𝛼) tan 𝛷
∑ 𝐻 cos 𝛼 − ∑ 𝑉 sin 𝛼
Los factores mínimos de seguridad contra el deslizamiento recomendados
para el equilibrio límite son FLE =2.0 en operación normal, es decir, aplicando una
carga máxima estática, y FLE = 1.3 para condiciones de cargas transitorias que
abarquen la actividad sísmica.
b. Revisión comparativa de los factores de estabilidad al deslizamiento
Las expresiones que definen FSS, FSF y FLE, difieren en su concepto de
estabilidad al deslizamiento. También difieren en su rigor relativo y sensibilidad
a los parámetros de resistencia al corte c y tan Φ. El margen de seguridad
aparente en una presa contra una falla de deslizamiento depende de la expresión
de estabilidad que se utilice. Identificar la expresión más apropiada requiere
evaluar las limitaciones de cada una de ellas para las condiciones
prevalecientes, en especial con respecto a la complejidad e integridad de la
cimentación. La confianza en la selección de una expresión de deslizamiento
depende de la calidad del programa de investigación de la cimentación.
El factor de estabilidad de fricción de corte, FSF, es muy sensible a los
valores utilizados de c y tan Φ. La confianza en este último está a su vez
relacionada con la calidad y cantidad de información proporcionada por los
ensayos y, por tanto, de lo adecuado de las investigaciones acerca de la
cimentación.
El factor de equilibrio límite, FLE, es un concepto de origen más o menos
reciente (USACE, 1981). Contempla definiciones más amplias de estabilidad de
la práctica de la mecánica de suelos. FLE comparte las mismas sensibilidades a
los parámetros que el factor de fricción de corte y se considera que es más
adecuado en presas que yacen sobre cimentaciones de menor calidad. El
método se analiza completamente en Nicholson (1983).
Debe enfatizarse que los valores de FSS, FSF y FLE no se pueden
correlacionar directamente. El factor de estabilidad y el criterio de deslizamiento
más apropiados para una presa específica están determinados por el
conocimiento de las condiciones que el diseñador tenga. Siempre persiste un
elemento de incertidumbre acerca de las condiciones por debajo de la interfaz
de la base, sin importar la extensión de las investigaciones que se realicen.
Estudios completos se requieren para minimizar la incertidumbre con respecto a
la presencia de capas de resistencias bajas o inclusiones, o discontinuidades
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que contengan material de relleno indeseable con baja resistencia al corte. La
tabla 3.3.4 proporciona una comparación ilustrativa de los factores de estabilidad
al deslizamiento calculados para un perfil de gravedad triangular.
Tabla 3.3.4 Comparación de los factores de estabilidad al deslizamiento,
perfil de gravedad triangular.
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3.4 Presas de Arco.
3.4.1 Generalidades.
Las presas de arco y bóveda transfieren la mayor parte de la carga del
agua a las laderas del valle y no al lecho. La integridad y estabilidad de los
estribos son, por tanto, críticos, y la importancia de este punto no puede
exagerarse. La deformación o fluencia del estribo en respuesta al empuje del
arco produce una transferencia de carga y una redistribución del esfuerzo dentro
de la concha de la presa y en el estribo mismo. En situaciones más extremas de
fluencia significativa del estribo o de inestabilidad local, el sobreesfuerzo de la
pared de la presa sobrevendrá y se producirá un colapso catastrófico.
Los conceptos de estabilidad al vuelco y al deslizamiento aplicables al
análisis de presas de gravedad o de contrafuerte tienen poca relevancia en el
arco o la bóveda. Un arco ejemplifica una forma estructural estable y, dado que
se garantiza la integridad de los estribos que la soportan, sólo puede ocurrir la
falla como resultado de sobreesfuerzos. El diseño de presas de arco está, en
consecuencia, por tanto centrado principalmente en el análisis de esfuerzos y en
la definición de una geometría del arco que evite concentraciones de esfuerzos
de tensión locales y/o esfuerzos de compresión excesivos. Para lograr este
objetivo es necesario a menudo, adoptar curvaturas y espesores variables entre
la corona del arco y el estribo y también entre el nivel de la cresta y la base.
Las presas de arco y de bóveda ofrecen grandes economías en volumen
de concreto. En el caso de una bóveda esbelta el ahorro en volumen puede
exceder 80% del necesario en un perfil de gravedad equivalente. Así mismo se
puede economizar en la excavación y preparación de la cimentación. Así como
ocurre con las presas de contrafuerte, la forma sofisticada de la bóveda hace
que se incrementen bastante los costos unitarios finales. Por consiguiente, en
términos financieros, los potenciales ahorros globales pueden disminuirse
significativamente. En el caso de un sitio complejo y de difícil geología, éstas
pueden anularse por completo con los costos de estabilización asociados al
requerimiento primordial de garantizar la integridad en los estribos para todas las
condiciones.
Por lo general las presas de arco están hechas de concreto y son
convenientes en casos en los que se tienen gargantas estrechas con estribos
fuertes, es decir, son más adecuadas en localidades estrechas y rocosas.
Relativamente pocas presas de arco han fallado en comparación con las
numerosas fallas de otros tipos de presas. Esto hace que, cuando se desea
construir una presa y se tienen las características del lugar adecuado para una
presa de arco, se decida, sin dudar, construir una presa de arco.
La interacción estructural entre un arco o una bóveda cargados y sus
estribos de soporte es en extremo compleja. Por ello, esta sección se limita a
tratar el análisis elástico preliminar de conchas de arco de curvatura simple
empleando la teoría clásica del anillo. Se han identificado técnicas avanzadas de
modelación matemática necesarias para un análisis riguroso de arco, pero su
tratamiento no es objeto de estudio de este texto.
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Figura 3.4.1 Presa de arco Hoover, en el borde de Arizona y Nevada
3.4.2 Características
Las presas de arco tienen las siguientes características:
a) El peso propio existe, pero este peso es una consecuencia del volumen
resultante y no una necesidad fundamental, como en las de gravedad.
b) La consecuencia de la disminución de volumen es una directa reducción
de costos, para volúmenes importantes.
c) El arqueamiento de la presa es básicamente horizontal. La sección
vertical puede tener paramentos rectos o curvos, al de paramento curvo
en ambas direcciones se lo denomina presa de bóveda.
d) La doble curvatura (es el mejor diseño) puede ser usada para mejorar la
resistencia de la presa, pero también para adecuar al terreno la forma.
e) Al arquear la presa se consigue que ésta transmita el empuje hidrostático
a la fundación lateral (estribos o laderas del valle). Lógicamente estos
deben ser lo suficientemente resistentes para soportar esas fuerzas.
La mayoría de las veces la garganta tiene forma de V, aunque en
algunos casos menos frecuentes, ésta tiene forma de U.
Las principales fuerzas que actúan sobre una presa son la fuerza del agua
del embalse, las fuerzas de levantamiento y peso del concreto. En el caso de la
presa de arco se tiene que el arco se comprime con el empuje del agua y que el
peso de la presa también empuja la estructura hacia abajo, dentro del suelo.
Pero también hay muchas otras fuerzas que pueden actuar sobre una presa de
arco entre las cuales figuran:


Puede haber agua en el lado aguas debajo de la presa, la cual tendrá el
mismo tipo de fuerzas verticales y horizontales sobre la presa que el agua
en el lado aguas arriba.
Presión hidrostática interna: en poros, grietas y juntas.
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


Variaciones de temperatura.
Reacciones químicas.
Presión de cieno, el cieno se reúne con el tiempo en el lado de aguas
arriba. El cieno provee cerca de 1.5 veces la presión horizontal del agua
y 2 veces su presión vertical.
Carga del hielo en el lado de aguas arriba.
Carga de oleaje en el lado de aguas arriba.
Cargas de sismo.
Asentamiento de la fundación o de los estribos.
Otras estructuras en la parte superior de la presa: compuertas, puentes,
carros.
Fatiga del concreto: deformación del concreto cuando se encuentra bajo
una carga constante por un largo período de tiempo.






3.4.3 Geometría y perfil del arco
El componente horizontal del empuje del arco debe transferirse al estribo
con un ángulo seguro, es decir, uno que no promueva la fluencia o inestabilidad
del estribo. En cualquier elevación, el empuje del arco puede considerarse que
entra al estribo, como se muestra en la figura b. El empuje horizontal es entonces
adoptado para distribuirlo entre la roca con un ángulo incluido de 60° como se
indica. Al distribuir a través del estribo el empuje, no debe alinearse muy cerca
de los contornos de roca sólida del valle o de cualquier discontinuidad mayor que
pueda contribuir a la inestabilidad del estribo. En términos generales, este hecho
sugiere un ángulo de entrada al estribo, β (figura b), entre 45° y 70°. Es evidente
que el radio del arco horizontal y, por tanto, los esfuerzos en el arco y su volumen,
serán funciones del ángulo de entrada seleccionado. El valor óptimo de β se
determina a partir de una evaluación cuidadosa de la estructura geológica y los
parámetros de diseño asociados.
Figura 3.4.2 Geometría del ángulo de entrada al estribo para presas de
arco
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Los perfiles de arco y bóveda se basan en varias formas geométricas; las
más importantes se presentan a continuación.
a. Perfil de radio constante: El perfil de radio constante tiene la
geometría más simple; combina un paramento vertical aguas arriba
de radio constante con una pendiente radial uniforme aguas abajo. El
radio del paramento aguas abajo varía entonces con la elevación. El
perfil se muestra a manera de esquema en la figura c.1, es evidente
que el ángulo central, 2ϴ, alcanza su máximo a nivel de la cresta. El
perfil del radio constante no es el de volumen más económico, pero
tiene la ventaja de la simplicidad analítica y de la construcción,
además de ser apropiado en valles con forma de U relativamente
simétricos. En un valle simétrico, el volumen mínimo de una presa
teóricamente ocurrirá para 2ϴ = 133° en todas las elevaciones. Este
valor no es posible si se considera el ángulo de entrada del estribo, y
en la práctica el ángulo central a nivel de la cresta se limita en general
a 2ϴ ≈70°- 110°.
b. Perfil de ángulo constante: El concepto de perfil de ángulo
constante es un desarrollo lógico del perfil de radio constante de
volumen mínimo. La geometría de ángulo constante es más compleja:
sin embargo, como se demuestra en la figura c.2, induce a un voladizo
aguas arriba considerable a medida que se llega a los estribos. El
voladizo excesivo es indeseable, ya que la sección transversal local
resultante puede ser inestable durante la construcción o en
condiciones de embalse vacío. Para aliviar esto puede ser necesario
introducir un puntal aguas arriba, como se indica en la figura, o
modificar el ángulo central 2ϴ. Este perfil se ajusta mejor a valles
angostos y relativamente simétricos con laderas pendientes y en
forma de V.
Figura 3.4.3.1 Presa de arco de radio constante
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Fig. 3.4.3 Presa de arco de ángulo constante
c. Perfil de Bóveda: La forma de bóveda de doble curvatura tiene una
geometría y perfil particularmente complejos, con un radio que varía
de manera constante en dirección horizontal y vertical en cada cara.
En la figura d, se presenta un ejemplo para demostrar la complejidad
de la geometría. Es posible seleccionar una geometría de prueba para
propósitos preliminares de diseño utilizando los monogramas que se
presentan en Boggs (1975), y refinándolos cuando sea necesario
mediante modelos matemáticos o físicos.
Figura 3.4.4 Presa de bóveda en Roode Elsberg, Sudáfrica
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3.4.4 Proceso general de proyecto y cálculo
El cálculo de una presa de arco es sumamente complejo y se realiza por
aproximaciones sucesivas. El primer paso consiste en definir una estructura que
se adapte al terreno, debiendo tener una gran capacidad de fundación en roca
sana y la forma debe resultar adecuada para la colocación de la presa. Luego se
comprueba su comportamiento resistente.
La primera fase se llama de encaje de la presa en la cerrada, donde se
realizan las aproximaciones mediante tanteos, en función de la forma del arco y
las características de fundación de la roca, hasta encontrar una forma adecuada.
Se prescinde de los cálculos complicados, haciendo hipótesis muy singulares,
pero suficientes.
La segunda fase es la de comprobación, en donde los cálculos
estructurales se realizan con toda corrección, sin simplificaciones, determinando
finalmente las dimensiones y formas resultantes.
Figura 3.4.5 Presa bóveda de El Atazar, en Madrid
3.4.5 Ángulo óptimo
Una presa de arco puede considerarse definida por una serie de arcos
horizontales. En principio se supone que cada uno de estos arcos resiste el
empuje de agua correspondiente a una franja de un metro de altura. En realidad,
al estar trabados unos arcos con otros por la coherencia del material, hay una
interdependencia que hace trabajar a la estructura como un conjunto, por lo que
cada franja resiste el empuje de su propia franja y transmite el restante al resto
del conjunto, recibiendo también el de otras cargas por efecto recíproco.
Como primera aproximación puede suponerse la hipótesis simplificatoria
del trabajo estructural independiente de la franja de un metro de altura.
Para un arco situado a una cota dada, se fijan primero sus puntos de
apoyo A y B en las laderas y con ellos la longitud L de la cuerda. Los puntos A
y B están entonces determinados por las características del terreno de fundación
lateral y han de estar suficientemente profundos en el terreno para que los arcos
queden bien empotrados y sean estables contra el deslizamiento. Por lo tanto, la
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cuerda AB no está definida por la línea de nivel del terreno, sino la que cumple
la condición dicha. Con esta cuerda existe un número infinito de arcos, y lo que
se trata de determinar es el óptimo.
Figura 3.4.6 Angulo óptimo
Si el arco tiene un espesor e , su volumen es:
V  R.2.e.1 
V  2eR
………………………………………...……….(1)
Si consideramos el arco como un recipiente de paredes delgadas, aplicando la
fórmula de Laplace, tenemos:
 M T p

 …………………………………………………………………………(2)
 M T e
El radio meridional M es el radio de la curva generada, que en este caso es una
recta, es decir,
…………………………………………………………………………(3)
M  
El radio transversal T es el radio obtenido trazando una perpendicular a la curva
hasta encontrar al eje de revolución, por lo que tenemos:
T  R
…………………………………………………………………………(4)
La tensión transversal  T es la tensión de trabajo, que actúa en una sección
cualquiera del elemento.
T  
…………………………………………………………………………(5)
Si el elemento de arco analizado se encuentra a una profundidad h , la presión
promedio en ese punto será  aguah , y como  agua  1 , la presión es:
p  h ………………………………………………………………...………………(6)
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Introduciendo (3), (4), (5) y (6) en (2), tenemos:
M



R

h

e
e
hR

……………………………………………………...….(7)
Analizando el  ABO, tenemos que
R
L
2 sen
…………………………………………………………………………(8)
(7) en (1)
V  2R
hR


V
2hR 2

…………………………………………………(9)
(8) en (9)
V
2h
L2
 4sen 2

V
hL2 
2 sen 2
h  altura de trabajo de la franja considerada.
L  longitud de la cuerda.
  tensión de trabajo del hormigón, que en el momento de mayor trabajo
estructural es la capacidad resistente del hormigón.
hL2
Como estos tres valores se conocen, entonces,
es un valor conocido
2
también, por lo que el volumen depende sólo del factor

.
sen 2
El mínimo se obtiene para 2  = 133º 34’, pero entre 100º y 150º la
diferencia respecto al valor mínimo es muy pequeña (del orden del 3%). Se
aconseja arcos entre 110º y 150º.
3.4.6 Consideraciones acerca del ángulo óptimo
En el cálculo del ángulo óptimo se introdujeron dos hipótesis:
 Primera hipótesis:
Independencia de los arcos, unos de otros. En realidad, los arcos están
trabados unos con otros y en la práctica no se verifica esta hipótesis, pero en
general se puede considerar que se está del lado de la seguridad, ya que un
elemento estructural interlazado trabaja mejor que varios elementos
independientes.
 Segunda hipótesis:
Esta hipótesis considera al arco como un cilindro de paredes delgadas
para realizar los cálculos. Efectivamente se aleja de la realidad del
funcionamiento estructural. Cabe recordar que la fórmula de Laplace sólo es
aplicable para recipientes con revolución completa y sin coacción en sus
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desplazamientos. En ese caso sólo se tendrán tensiones normales en la directriz
de la curva y no habrá momentos ni fuerzas cortantes actuando. Pero los arcos
se empotran o apoyan en las laderas y reciben de éstas unas reacciones que
por causa de los empujes generan unos momentos, por lo que la línea de
presiones internas se separa de la directriz, pudiendo incluso generar tracciones
cuando en una sección transversal la resultante tenga una excentricidad tal que
caiga fuera del tercio medio del espesor.
Figura 3.4.7 Zona de tracción y líneas de presiones
En las secciones que se producen tracción, se verifica también que la
compresión máxima es superior a la tensión calculada por la fórmula de Laplace
en aproximadamente 2 veces. Por ello, es conveniente usar para la tensión de
trabajo del hormigón la mitad de la tensión admisible, con lo que se resuelve el
problema. Para un primer tanteo se puede utilizar la fórmula de Laplace,
considerando  
 adm
.
2
Como las dos hipótesis se aplican simultáneamente, ambas se
compensan parcialmente y dan un resultado eficiente para un tanteo previo.
En general se recomienda utilizar arcos de entre 110º y 150º, como se ha
dicho anteriormente, porque son siempre los de menor volumen. También se
verifica que cuanto mayor es el ángulo, menor es el error al utilizar la fórmula de
Laplace, por lo cual es más conveniente acercarse al límite superior que al
inferior.
Otro motivo por el cual se aconsejan los arcos de gran abertura es que
por intuición se puede notar que éstos son más flexibles, lo que permite a la
presa adaptarse a circunstancias variables y aún imprevistas.
3.4.7 Influencia del ángulo en la fundación lateral (estribación)
La economía de volumen no es la única condición, ni lo más importante
para definir la abertura de los arcos. Se debe considerar la resistencia conjunto
arco-estribos (fundación lateral), pues la economía es conjunta.
La determinación de la distribución de tensiones en la roca es muy difícil,
pero se puede suponer que las compresiones se transmiten a la roca a través de
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un cono de semiángulo de 30º, por lo que hay que hacer que la parte exterior del
macizo quede comprendido dentro de ese ángulo.
Existen dos casos:
 Primer caso:
Las líneas de ladera son paralelas al eje del cono. Desde la tangente se
mueve un ángulo de 30º, y esa línea, en el límite, debe ser paralela al cauce.
Para esta condición tenemos un ángulo 2  120º, límite que no debe
sobrepasarse.
Sin embargo, por consideraciones estructurales, se mejora la situación
actuando de la manera siguiente:
Empotrar el arco en la roca con lo que se aumenta el ángulo central 2 ,
y se puede seguir considerando que el ángulo de 30º será paralelo al eje del
cono.
 Segundo caso:
Las laderas son convergentes al eje del cauce. La situación mejora y cada
vez más cuanto mayor sea el ángulo  .
Con estas condiciones se puede llegar hasta un ángulo central de los
siguientes valores:
Tabla 3.4.7 Valores del ángulo central
β
0º
5º
10º
15º
Ángulo central 2
máximo(120º + 2 β)
120º
130º
140º
150º
La norma general requiere que en primer lugar se tenga en cuenta:
a) La buena estribación.
b) Economía del hormigón y curvatura.
La máxima garantía de resistencia se obtiene encajando la presa en una
zona laderas convergentes al eje del cauce y empotrado en la roca.
3.4.8 Apoyo en los estribos
Es fundamental que los arcos se empotren en roca sana. Se debe tener en
cuenta que al fin y al cabo las cargas se transmitirán finalmente a la roca de
fundación lateral (estribación) y ésta debe ser lo suficientemente resistente para
soportar la fuerza del agua.
La forma en arco tiene gran capacidad de adaptarse a sistemas cambiantes
de cargas, incluso aquellos sistemas diferentes para los cuales ha sido diseñado.
Se ha verificado tensiones de tracción que provocan agrietamientos, pero
siempre queda un arco activo resistente que de una u otra manera puede resistir
los efectos de las cargas. Todo esto demuestra que desde el punto de vista
estructural estamos ante una situación muy favorable siempre y cuando los
esfuerzos transmitidos puedan ser resistidos por los apoyos. De ahí la gran
importancia de asegurar éstos, lo que plantea los siguientes problemas:
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a) Estabilidad al deslizamiento, que exige:
 Una incidencia adecuada, para evitar el arranque de la cuña
peligrosa.
 Una profundidad importante de empotramiento, para hacer mayor
el volumen de la cuña deslizante, alejar de zonas rocosas
deficientes y apoyar en la roca más sana y no de comprimido.
 Un drenaje adecuado del estribo, para disminuir las presiones
intersticiales.
 Eventual tratamiento de inyecciones para mejorar la capacidad
portante de las rocas.
b) Debida resistencia de la roca a la compresión. En algunos casos en los
que las cargas transmitidas son muy elevadas, puede ser aconsejable
poner una zapata que proporciona un área mayor y en consecuencia
disminuye las tensiones en la roca. Esta zapata se extiende en todo el
contorno de la presa y recibe el nombre de “pulvino”
3.4.9 Tipos de Bóvedas
Se presentan en general de dos casos:
a) Sección transversal en U.
Tiene la característica que los radios a diferentes alturas varían poco y se
puede mantenerlos entre los límites fijados para cumplir la triple incidencia en la
fundación lateral (estribación); ángulos comprendidos entre 110º y 150º de 2 ,
y ángulo más próximo a 150º (flexibilidad).
A los efectos prácticos se consideran una bóveda de revolución.
b) Sección transversal en V.
La longitud de la cuerda varía desde casi 0 en el lecho del río hasta un
máximo en la coronación.
La sección transversal exige condiciones de ejecución muy complicados y no
puede considerarse una bóveda de revolución.
Reciben el nombre de Bóveda de ángulo cuasi-constantes.
Esa exigencia hace que la presa-bóvedas de ángulo cuasi-constante sean de
doble curvatura.
Una sección transversal de la presa serían las siguientes:

Bóveda de revolución

Figura 3.4.9
Bóveda de ángulo cuasi-constante
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Figura 3.4.9
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3.5 Presas de bóveda múltiple
Descripción, Historia y detalles de presas de contrafuertes con pantallas
formadas por arcos o bóvedas múltiples.
3.5.1 Definición
Se conoce como presa de bóvedas múltiple a toda presa de contrafuertes
con pantallas entre los mismos en forma de arco o bóveda.
Gómez Navarro, en su tomo II de “Saltos de Agua y Presas de
Embalse”, define a la presa de pantalla como “La presa cuya pantalla tiene
personalidad propia, sin que la hipertrofia del contrafuerte haya llegado a
anularla”. Aunque el autor no diferenciaba en esta declaración entre presas con
pantalla en bóveda o pantalla plana.
Historia
El nacimiento de este tipo de presas se debe principalmente al objetivo de
reducir el ancho a cubrir en una cerrada, cortando el vano en tramos de menor
longitud (distancia entre contrafuertes) donde ya es factible cubrirlo con arcos.
Figura 3.5.1 Presa Mountain Dell, Estados Unidos
El primero en explorar estas soluciones fue el Imperio Romano, en el siglo
1 DC, con 2 obras que aún siguen en pie: la presa Esparragalejo, en Mérida
(España) y la presa Muro, en Portugal. Ambas son presas bajas (alrededor de
5m) y construidas en mampostería. Las bóvedas apoyan en 13 contrafuertes.
Mide 3,20m de largo, 2,20m de ancho y 5,60m de alto. Se trata en líneas
generales de un muro rectilíneo con ligero abombamiento en su parte central.
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Figura 3.5.2 Presa Esparralejo, España
Durante muchos siglos se siguieron desarrollando diversos proyectos en
el mundo, como la presa de Meer Allum, construida en 1804 en India para
provisión de agua potable, que cuenta con 15m de altura. Ya hacia 1908, el
Ingeniero John Eastwood estuvo a cargo del proyecto y la construcción de la
presa del lago Hume, California, que con 18m de altura y 203m de largo fue la
primera presa de hormigón armado de este tipo.
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Figura 3.5.3 Presa Hume, Estados Unidos
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Figura 3.5.4 Presa Hume, durante una crecida
Luego de demostrar la practicidad de este tipo de presas, además de la
notable reducción en los costos de materiales, Eastwood tuvo participación en
una gran cantidad de proyectos de este tipo. Otra conocida presa diseñada por
Eastwood es la Presa Big Bear, construida aguas abajo de una antigua presa en
arco.
Figura 3.5.5 Presa Big Bear, Estados Unidos
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Figura 3.5.6 Planos de Eastwood de la presa Big Bear
Otra presa de característica belleza, también diseñada por Eastwood, es
la presa Lake Hodges, construida en 1918 con 41 metros de altura.
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Figura 3.5.7 Presa Lake Hodges, California, Estados Unidos
La presa de arcos múltiples de mayor altura en la actualidad es la presa
Daniel-Johnson, cerca de Quebec, Canadá. Presenta una altura de 214m y una
longitud de coronamiento de 1300m. La presa está compuesta por 14
contrafuertes y 13 arcos, de los cuales el central, cubre una distancia entre
estribos de 160m.
Figura 3.5.8 Presa Daniel-Johnson, Canadá
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Figura 3.5.9 Uno de los contrafuertes del vano central de la presa DanielJohnson, Canadá
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3.6 Presas de contrafuertes
Figura 3.6 Contrafuerte
3.6.1 Tipos de Presas de contrafuertes:
Las presas de contrafuertes se clasifican en dos grupos:
 Las presas de contrafuertes de cabeza de diamante o redonda
representativas
de
la
práctica
moderna
se
ilustraron
esquemáticamente en las figuras 3.6.1(a) y 3.6.2(b).
 La presa de contrafuerte con pantalla plana o Ambursen también
se muestra en la figura 3.6.3(c), es más antigua y obsoleta. Por
consiguiente, este último tipo no se considera más.
Las principales ventajas de las presas de contrafuertes con respecto a las
presas de gravedad son la obvia economía en el material y la gran reducción de
la carga de empuje. La presa de contrafuerte también tiene una mejor habilidad
para acomodarse a la deformación de la cimentación sin daños. A dichas
ventajas se oponen los altos costos unitarios de los acabados (el costo total de
una presa acabada por m3 de concreto) para las cantidades reducidas de
concreto empleado, lo cual se atribuye sobre todo al costo del uso requerido de
formaletas que es más extendido y con frecuencia ‘no repetitivo’. Además, se
aumentan de manera considerable los esfuerzos que se transmiten en la
cimentación de cada contrafuerte. Se observa entonces que la exigencia de la
buena calidad de la cimentación es más rigurosa que para una presa de
gravedad.
Figura 3.6.1 (a)
Figura 3.6.2 (b)
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Figura 3.6.3 (c)
3.6.2 Análisis y diseño del perfil de contrafuertes:
El análisis de una presa de contrafuerte, es similar en la práctica al de una
presa de gravedad en cuanto se conduce en dos fases y las investigaciones
sobre la estabilidad preceden la determinación de los esfuerzos dentro del perfil.
La forma estructural de la presa de contrafuerte, detallada en el ejemplo 3.6.4,
tiene dos consecuencias importantes con respecto a cargas primarias.
Primero, los empujes efectivamente se confinan dentro de la cabeza del
contrafuerte lo que genera la distribución del empuje modificada de la figura
3.6.4. Los drenes de alivio de presiones son, por tanto, necesarios sólo en casos
excepcionales. Como consecuencia adicional de la forma, el componente vertical
de la fuerza del agua PWV , sobre paramento inclinado aguas arriba aumenta con
respecto a cualquier perfil de gravedad. Por tanto, el concepto de estabilidad
contra el vuelco no es ya válido.
En términos estructurales, la presa de contrafuerte se construye con una
serie de ‘unidades’ independientes, compuestas de una cabeza y un soporte del
contrafuerte, o alma. Cada unidad tiene una longitud medida a lo largo del eje de
la presa entre 12-15 m. El análisis estructural se realiza, así, para la unidad como
un todo. La estabilidad al deslizamiento de una unidad se investiga en términos
de FSS , factor de deslizamiento o, más usualmente, F𝑆𝐹 , factor de fricción de
corte, de acuerdo con los principios de estos enfoques. Normalmente los valores
mínimos de diseño para FSS y FSF son comparables con los requeridos en un
perfil de gravedad.
El análisis de esfuerzos de una ‘unidad’ de contrafuerte es complejo y
difícil. En la práctica moderna se emplea el analisis de los elementos finitos para
determinar la forma óptima de la cabeza del contrafuerte de modo que evite
concentraciones de esfuerzos indeseables en la unión con el alma. Si el alma
tiene sus lados paralelos es posible realizar un análisis aproximado de la parte
aguas abajo del alma del contrafuerte, utilizando el método de gravedad
modificado. Sin embargo, los lados del alma del contrafuerte se inclinan, en
general, hacia el nivel de la base, para incrementar el área de contacto y, por
tanto, la resistencia al deslizamiento y moderar los esfuerzos de contacto sobre
la cimentación.
Se establece un perfil de ensayo con base en la experiencia previa, y la
selección de una cabeza redonda o de diamante corresponde, en gran medida,
al diseñador. Los detalles del perfil se modifican y refinan entonces de acuerdo
con los análisis de esfuerzo inicial.
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Figura 3.6.4 Sección del contrafuere
3.6.3 Fuerzas Actuales en Contrafuerte
Las Presas en contrafuerte están sujetas en sus cimentaciones de
piedra a las mismas fuerzas a las que se encuentran afectadas otras
presas, sólo que el componente descendente de la presión de agua es
mayor y el levantamiento del agua de la cabeza, en el caso de
cimentaciones de piedra es normalmente abandonado. Sin embargo,
donde la piedra es responsable a presiones del levantamiento en costuras
horizontales, las cimentaciones deben taladrarse para el desagüe. El
levantamiento lleno de las colas siempre debe ser incluido.
Las cimentaciones de las presas en contrafuerte requirieren
fundamentos previos de diseño, para resistir la carga de levantamiento.
Se considera también la presión del viento que es abandonada en
otras presas, ya que puede merecer consideración, si un viento diagonal
de velocidad alta puede alcanzar él lado bajo del arroyo. En contrafuertes
delgados altos, tales presiones pueden aumentar el peligro de volteo.
Porque el viento normalmente no puede golpear la cara del contrafuerte,
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una presión de 10 lb. por ft de sq encima de una anchura que no excede
la distancia del claro entre los contrafuertes, debe estar segura. Para
asegurar bien a los contrafuertes se pueden colocar doble-amurallados,
para convertir las presiones de importancia en pequeñas.
3.6.4 Límites para la aplicación de contrafuertes:
Las presas de contrafuertes pretenden una doble finalidad, técnica
y económica. Mejor distribución de tensiones y ahorro de hormigón.
Los límites para la aplicación de contrafuertes a las presas son:
a- Límite inferior (altura mínima):


Exclusivamente por la economía. Los elementos de carestía se
compensan en el ahorro de hormigón (forma, encofrados).
Si la altura es menor de 18 metros el costo es igual al de una presa
maciza.
b- Límite superior (altura máxima):


A partir de una cierta altura, la resistencia del material exige una
sección equivalente al de una presa de gravedad maciza (desaparece
el aligeramiento).
Cuando se desea hacer de contrafuertes solo en la parte superior, no
se aprovecha la disminución de la supresión de la base
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Capítulo III
Presas de Materiales Sueltos
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Presas de materiales sueltos
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Capítulo III
3.7 Presas de materiales sueltos
3.7.1 Introducción
En este capítulo se presenta a las presas de materiales sueltos, donde se
discutirá su justificación de uso con las ventajas que ésta presenta según el
lugar, tipo de suelo y forma en que se construye. Este tipo de presas se clasifica
en diferentes tipos, ya sea homogénea, heterogénea o con diafragmas, y cada
una presenta características particulares que las hace diferentes.
Hablaremos también de la protección de los paramentos de estas presas,
lo que es muy importante para evitar la erosión y arrastre de los materiales por
parte del agua y el viento, que provocan daños perjudiciales. Otra cosa
importante que se estudiará es la impermeabilización de la presa, mediante un
núcleo impermeabilizante, para evitar el paso del agua desde el embalse a través
de la presa.
Las presas de materiales sueltos son presas construidas a partir de
materiales naturales muy variados, con cohesión nula o limitada. Los materiales
disponibles se utilizan para sacar el mejor provecho de sus características como
volumen de relleno de ingeniería en las diversas zonas dentro de la sección de
la presa. Los materiales se emplean tal y como se encuentran en la naturaleza,
los cuales son clasificados, colocados y compactados sin la adición de ningún
agente ligador.
Este tipo de presas es el más utilizado en el mundo con aproximadamente
el 77% de todas las presas existentes.
Estas presas casi siempre constan de varios materiales distintos, cada
uno con una misión diferente, por lo que sus problemas mecánicos e hidráulicos
son comunes.
3.7.2 Justificación de uso
Las presas de materiales sueltos presentan las siguientes ventajas:







Son muy simples de ejecutar
Son económicas frente a las presas de hormigón.
Son muy adaptables a todo tipo de terrenos, desde rocas competentes
hasta suelos blandos y compresibles o formaciones de suelos
relativamente permeables.
Es conveniente para todo tipo de sitios, desde valles anchos hasta
cañones con laderas relativamente pendientes.
El uso de materiales naturales, minimizando la necesidad de importar o
transportar al sitio grandes cantidades de material procesado o cemento.
Siempre y cuando se satisfagan los criterios esenciales, el diseño es
flexible en extremo y se acomoda con facilidad a diferentes materiales de
relleno, por ejemplo, en tierra y/o enrocados, si se zonifican
apropiadamente en su interior.
El proceso de construcción es de gran mecanización y continuo.
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Presas de materiales sueltos
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
Principalmente como consecuencia del ítem anterior, los costos unitarios
en términos reales de los rellenos de tierra y enrocados se han
incrementado con mayor lentitud que los del concreto macizo.
Si se diseñan apropiadamente, estas presas pueden acomodarse en
forma segura a un grado apreciable de asentamiento-deformación sin
exponerse a fraccionamientos serios y posibles fallas.

Pero aparte de todas estas ventajas, existen muy limitadas desventajas para
estas presas. La limitación que presenta es que el vértigo de agua sobre ellas
produce el arrastre y la erosión de los materiales debido a su falta de cohesión.
Su destrucción parcial o total es frecuente, pero viene compensada por la gran
facilidad y economía de su reparación o reconstrucción. Además, es vulnerable
a filtraciones ocultas y erosión interna de la presa o su cimentación.
3.7.3 Clasificación
Las presas se pueden clasificar de acuerdo con la función más general
que van a desempeñar, como el almacenamiento, la desviación o regulación.
Las presas también se pueden clasificar como vertedoras y no vertedoras.
Las presas de materiales sueltos se clasifican inicialmente de relleno de
tierra o de enrocamiento, donde la tipología es muy variada, debido a la gran
variedad de los materiales naturales y sus diversas combinaciones. Estas presas
resisten solo por gravedad.
La clasificación tipológica puede hacerse según dos conceptos
principales: el material constituyente y el elemento impermeabilizador.
A pesar de que este último es minoritario en volumen, es el más
significativo desde el punto de vista estructural y funcional, pues rige el
comportamiento de la presa frente al agua, mientras que el resto sólo actúa como
masa pesante.
Es frecuente definir la presa por el material predominante:
 Presa de tierra: si los suelos compactados presentan más de 50% del
volumen colocado de material. Una presa de tierra se construye
principalmente con suelos seleccionados cuidadosamente, de
compactación uniforme e intensiva en capas más o menos delgadas y con
un contenido de humedad controlada. Los materiales pueden ser gravas,
arenas o elementos más finos.
 Presa de enrocado o de escolleras: la sección de estas presas incluye un
elemento impermeable discreto de relleno de tierra compactada, concreto
esbelto o una membrana bituminosa. La designación como “presa de
enrocado o de escollera” es apropiada cuando más de 50% del material
de relleno se pueda clasificar como roca, es decir, material friccional de
granulometría gruesa. La práctica moderna es especificar un enrocado
bien graduado, de alta compactación en capas más bien delgadas
mediante un equipo pesado.
El elemento impermeabilizante es fundamental en cuanto al
funcionamiento hidráulico interno. La mayor parte de los materiales naturales
son permeables y precisan otro elemento impermeabilizador complementario.
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Presas de materiales sueltos
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En la mayoría de las presas éste es también natural (arcilla, limo), pero cuando
no se encuentra en el entorno de la presa o no con el volumen necesario hay
que recurrir a un material artificial como ser hormigón, betún, plástico o acero.
La ubicación del material impermeable en la presa, da otra variedad
tipológica:



En su interior y en la parte central (núcleo de tierra o diafragma de
hormigón).
Cercano al paramento mojado (núcleo inclinado).
Exterior, apoyado en ese paramento (pantalla bituminosa o de hormigón).
Otra clasificación se tiene en los casos en que no se precisa de elemento
impermeabilizador porque el material total de la presa es de baja permeabilidad
o porque la altura de la presa es menor a 6 metros y no son necesarios disponer
de núcleos. En estos casos la presa puede ser:


Homogéneas (de un solo material).
Heterogéneas (de varios materiales).
3.7.3.1 Presas homogéneas
Las presas de material homogéneo están compuestos de un solo material
(excluyendo el paramento). El material que constituye la presa debe ser lo
suficientemente impermeable para formar una barrera efectiva contra el agua.
Está constituida de material uniforme: arcillas o limos o mezcla de arenas
y gravas con alta proporción de finos, por lo que es de baja permeabilidad. Los
taludes son bastante tendidos: de 2 a 1 o 4 a 1, según el material para evitar
desmoronamientos causados por la presión intersticial, cuando el nivel del agua
desciende rápidamente después de fijar la cota normal.
Su uso puede estar indicado en lugares donde hay un material abundante
de esas características. Pero además hay otras limitaciones procedentes de su
comportamiento hidráulico interno.
Se verifica que la presa será atravesada por el agua, ello es inevitable por
los materiales empleados.
Figura 3.7.3.1.1 Líneas de corriente
Las líneas indicadas en el gráfico son las líneas de corriente (ldc), e
ingresarán por el paramento mojado (aguas arriba) y saldrán por el paramento
ubicado aguas abajo, en los puntos A, B, C y D. si observamos el triángulo
rayado, vemos que éste estará sometido a la fuerza del agua que intenta salir y
a una subpresión de la línea de corriente en D. Por efecto de estas fuerzas,
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puede que la cuña se desprenda. Y así en todo el paramento aguas abajo, lo
que puede llevar a la destrucción de la presa.
Para evitar este riesgo se tienen varias soluciones:
a) Espaldón drenante
Figura 3.7.3.1.2 Espaldón drenante
Se dispone sobre el paramento aguas abajo una zona denominada “espaldón
drenante” que tiene una alta permeabilidad y posibilita que las líneas de corriente
bajen hasta un dispositivo de salida. El peso del espaldón hace que los puntos
A, B, C y D estén equilibrados contra la fuerza del agua y sus propiedades
hidráulicas que las líneas de corriente se desvíen hasta el dispositivo de salida.
b) Drenes horizontales
Figura 3.7.3.1.3 Drenes horizontales
Su objetivo es provocar el descenso de las líneas de corriente para que
éstas no alcancen el paramento libre. Se dispone una capa horizontal de material
permeable (dren) y las líneas de corriente se dirigen hacia ella.
Con ello se consigue una masa M totalmente seca y estabilizadora de
efecto similar al espaldón citado en el punto anterior, pero con la ventaja de que
es parte de la propia presa, con el único añadido del dren, de volumen
relativamente pequeño e integrado a la presa.
Se puede mejorar este efecto añadiendo una serie de capas drenantes
paralelas para garantizar que las líneas de corriente se alejen del paramento libre
y para facilitar el drenaje de agua de lluvia que cae sobre la zona seca. Conforme
aumentan estos drenes se complican y encarecen la obra.
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Figura 3.7.3.1.4 Drenes horizontales
c) Dren chimenea
Figura 3.7.3.1.5 Dren chimenea vertical
Figura 3.7.3.1.6 Dren chimenea inclinado
Más eficaz que los drenes horizontales es el dren chimenea, que puede
ser vertical o inclinado. Su mayor eficiencia radica en que corta a la línea de
corriente en toda la altura, interponiéndose a su paso.
En general se usan los drenes y no el espaldón estabilizador, ya que éste
exige un volumen suplementario. La ventaja del espaldón es que es una obra
externa, realizada más fácilmente que los drenes y genera un peso adicional que
contribuye a la estabilidad.
El drenaje produce los siguientes efectos:


Baja la línea de corriente o de saturación, cuando una masa M seca que
contribuye a la estabilidad y crea una contrapresión que ayuda a contener
el arrastre de finos en el borde de salida.
La zona seca M está librada de presión intersticial, con lo que aumenta la
estabilidad al deslizamiento.
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
Permite medir el caudal filtrado y observar si el agua sale limpia o si
arrastra finos.
Los drenes son continuos, pero si el material escasea puede hacerse en
forma de peine, con un dren longitudinal paralelo a la coronación y varios de
salidas transversales.
Los drenajes son necesarios para presas superiores a los 6m de altura, y se
utilizan presas homogéneas de hasta un máximo de 40m de altura, luego de lo
cual, los drenes son insuficientes.
3.7.3.2 Presas heterogéneas
Las presas de material heterogéneo están compuestas de más de un
material, pero esto no se suele considerar así. A las presas que tienen un núcleo
impermeable (generalmente arcilla) se las llama heterogéneas.
En una presa heterogénea están separadas la función
impermeabilizadora, encargada a un núcleo, pantalla o diafragma; y la función
de forma y peso, cumplida por el conjunto, con el empleo de materiales que no
requieren de cualidades especiales, sino que sólo pesen.
Las presas heterogéneas constan básicamente de:



Un espaldón aguas arriba y saturado de agua.
Un núcleo impermeable que impide el paso del agua.
Un espaldón aguas abajo, seco que cumple la función estabilizadora.
a) Presas heterogéneas con núcleo central:
El núcleo impide el paso del agua desde el embalse y divide a la presa en
dos partes o espaldones: el de aguas arriba, saturado de agua y el de aguas
abajo, en seco. La función mecánica de los dos espaldones es, por ello, distinta:
el seco funciona como una presa de gravedad, y el espaldón aguas arriba,
saturado, sirve de sostén a sí mismo y al núcleo.
El talud aguas abajo debe ser tal que el espaldón sea estable frente al
empuje hidrostático, teniendo en cuenta las presiones intersticiales del núcleo;
el talud aguas arriba deberá ser el necesario para proporcionar la estabilidad al
propio espaldón, teniendo en cuenta las presiones intersticiales debidas a su
estado de saturación y el empuje del núcleo también saturado.
Desde el punto de vista estrictamente funcional, conviene que el espaldón
aguas abajo sea lo más permeable posible, para que la línea de saturación,
después de atravesar el núcleo, baje con rapidez y el espaldón quede libre de
presiones internas.
Los materiales para los espaldones se suelen obtener del propio cauce,
en donde predominan las gravas y arenas, en general, bastante permeables.
Pero cuando no sea así, habrá que intercalar entre el núcleo y el espaldón un
dren chimenea para drenar del núcleo el agua infiltrada. Cuando el espaldón es
permeable, él mismo sirve de drenaje y sólo falta un filtro entre él y el núcleo. El
espaldón aguas arriba es importante que también sea de material más o menos
permeable, porque la condición crítica de estabilidad de ese espaldón se produce
al suceder una bajada rápida del embalse, que hace que el espaldón se quede
sin parte del empuje hidrostático; y si el descenso es demasiado rápido, el agua
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intersticial de filtración lenta, no puede seguir ese descenso y sigue conservando
sus presiones internas anteriores, produciéndose un desequilibrio que puede
degenerar en un deslizamiento hacia el embalse.
Figura 3.7.3.2.1 Presas heterogéneas con núcleo central
b) Presas heterogéneas con núcleo inclinado:
Figura 3.7.3.2.2 Presas heterogéneas con núcleo central inclinado
Otra posición posible del núcleo es la inclinada, junto al paramento
mojado. En este caso, en realidad, hay un solo espaldón, que es el resto del
dique aguas abajo del núcleo, y que ha de cumplir las condiciones de estabilidad
antes dicha.
Aguas arriba del núcleo no suele haber espaldón propiamente dicho, sino
sólo una capa trapecial de material protector contra la disolución y el oleaje.
Con el núcleo inclinado el espaldón resistente al empuje es mayor que
con el núcleo central, y por eso resulta un talud menos tendido que con éste. Por
el contrario, la estabilidad frente a un desembalse rápido es más precaria, lo que
obliga a suavizar la pendiente del talud aguas arriba.
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c) Presas con pantallas de hormigón y diafragmas
Cuando no hay materiales aptos para el núcleo, se necesita acudir a materiales
impermeabilizantes no naturales y, en ese caso, se usa una “pantalla de
hormigón”.
Las pantallas artificiales se colocan apoyadas en el paramento aguas arriba y
directamente impiden el contacto del agua con la presa.
Figura 3.7.3.2.3 Presas heterogéneas con pantalla de hormigón
Figura 3.7.3.2.4 Presas heterogéneas con diafragmas
Los diafragmas son pantallas de hormigón pero colocados interiormente
en la presa.
Se debe tener en cuenta que para decidir entre utilizar un núcleo de arcilla
y una pantalla o diafragma de hormigón sólo se tiene en cuenta la condición
económica. Los núcleos de arcilla son siempre más baratos que el de hormigón,
su condicionamiento es encontrar el material cerca de la obra, por lo que si no
se cuenta con ella únicamente la solución es utilizar hormigón.
Las pantallas de hormigón tienen las siguientes ventajas:






Por la posición en que se ubican contribuyen con la estabilidad de la
presa, al aportar peso que contrarresta el empuje hidrostático.
La presa queda libre de presiones internas.
Se puede disminuir el talud de la presa aguas arriba.
Son revisables y reparables.
Sirven de protección a las olas.
Su construcción es independiente al resto de la presa y se efectúa una
vez terminada ésta.
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3.7.4 Métodos de construcción
Inicialmente, deben realizarse las labores de deforestación, remoción de
la capa de suelo vegetal, excavación de barro y suelos pocos densos no aptos
para la fundación para la presa. Posteriormente, debe realizarse una excavación
final, a mano, de los materiales sueltos que quedan sobre una fundación rocosa,
después de efectuada la excavación mayor a máquina. Además, debe realizarse
una limpieza final de la superficie de la roca mediante chorros de agua a presión
antes de la colocación de la primera capa de material del terraplén de la presa.
Una vez preparada la fundación se da inicio a la construcción del terraplén
de la presa.
3.7.4.1 Excavación y preparación del material en los préstamos
Una vez deforestadas y limpiadas las áreas de préstamo, se procede a la
excavación del material.
Antes de transportar el material a la presa, este debe ser humedecido o secado
dependiendo de su humedad natural, de forma que cuando llegue a la presa
tenga una humedad aproximadamente igual a la óptima, correspondiente a la
densidad máxima del ensayo Proctor. Cuando el material tiene una humedad
natural inferior a la óptima (caso más común) se procede al regado del mismo
después de ser excavado y mezclado para así lograr una buena distribución de
la humedad. El mezclado se hace con equipos llamados rastras, los cuales
consisten en una serie de discos de acero paralelos que al ser arrastrados por
una tractor sobre el material previamente excavado,
penetran en él
desmenuzándolo y mezclándolo. El regado y el mezclado se repite las veces que
sea necesario para alcanzar la humedad óptima antes de llevar el material a la
presa.
Si el material tiene una humedad natural superior a la óptima debe ser
secado, lo cual se hace normalmente escarificándolo y dejándolo expuesto al sol
y al aire el tiempo necesario. El secado del material siempre es una operación
más lenta y complicada que el humedecimiento, llegándose incluso, en algunos
casos, a descartar un préstamo por esta razón.
3.7.4.2 Transporte del material
Una vez preparado el material en el préstamo en la forma indicada, es
cargado y transportado a la presa. El transporte puede hacerse mediante
camiones de volteo.
Las labores de transporte de los diferentes materiales desde los
préstamos a la presa tienen una incidencia importante en el costo total de la obra.
Como regla general deben utilizarse, en la medida de lo posible los préstamos
más cercanos al sitio de la presa.
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3.7.4.3 Colocación y conformación del material en el terraplén
Los materiales transportados a la presa son descargados y extendidos
en su posición final en el terraplén. Los camiones descargan el material por la
parte posterior mediante el volteo.
Una vez descargado el material se procede a su conformación. Esta
consiste en extenderlo de manera uniforme, en forma de capas que tienen
generalmente un espesor comprendido entre 20 y 30 cm en el caso de suelos
arcillosos, entre 30 y 50 cm en materiales permeables granulares (grava, arena)
y entre 80 y 120 cm en enrocados. La conformación en capas de espesores
constantes tiene por objeto uniformizar el material para la compactación. Antes
de compactar la capa se hacen los ajustes finales de la humedad (si ello es
necesario), requiriéndose a veces un riego complementario y el mezclado del
material en el terraplén para alcanzar la humedad óptima. Para el terraplén
homogéneo del embalse del P.H. Cariblanco se especifica colocarlo en capas de
40 cm de espesor compactadas, con un contenido de humedad de 0 a +3% de
la óptima y con una densidad mínima del 95% de la densidad máxima según
Proctor Estándar.
3.7.4.4 Compactación
La compactación es el proceso de densificación (apisonado) de los suelos
que constituyen el terraplén de la presa. Esta se efectúa por medios mecánicos
y consiste en lograr una mayor proximidad e imbricación de las partículas sólidas.
Las presas de tierra se compactan para:

Mejorar las propiedades mecánicas del terraplén, básicamente para
aumentar la densidad γd, el ángulo de fricción Φ y la cohesión C.

Homogeneizar el material, evitando la presencia de zonas débiles poco
densas e incluso la existencia de cavidades que podrían propiciar la
erosión interna o tubificación de la presa.

Disminuir la permeabilidad del terraplén. Al pasar de una densidad seca
del 95% al 98% de la máxima Proctor, se logra disminuir en 100 veces
la permeabilidad de algunos materiales.

Reducir el volumen de la presa. Los terraplenes compactados permiten
utilizar taludes estables más inclinados que en el caso de suelos
sueltos, por lo que las presas compactadas ocupan un espacio menor.
La compactación consiste en apisonar el material aplicándole una carga
repetida. Esto se efectúa utilizando diferentes equipos. Los equipos de
compactación que se utilizan en las presas son del tipo rodante (excepto los
equipos pequeños manuales), tienen un peso de varias toneladas y pueden
actuar sobre el relleno estática o dinámicamente (equipos vibratorios).
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3.7.4.5 Forma de construcción
El terraplén de la presa se construye mediante la colocación y
compactación de capas sucesivas de material. Estas son sensiblemente
horizontales, con una pequeña pendiente transversal al eje longitudinal de la
presa para facilitar el drenaje del agua de lluvia.
En las presas zonificadas el terraplén se va construyendo de manera
simultánea en los distintos materiales integrantes del mismo (núcleo,
transiciones, espaldones), subiendo la presa uniformemente con tan solo
pequeñas diferencias de altura entre los distintos materiales.
La compactación debe ser especialmente cuidadosa en el contacto del
terraplén con los estribos, para evitar zonas débiles, poco densas, que
propicien las filtraciones. Es recomendable efectuar una compactación
complementaria en estos contactos utilizando equipos livianos como
vibroapisonadores.
3.7.5 Diseño
3.7.5.1 Altura máxima
Para determinar la altura máxima de diseño de una presa, se pueden
utilizar las siguientes ecuaciones:
H max  H m  H u  H d  H o  H l
Donde:
H max  Altura máxima de diseño (m).
H m  Altura por sedimentos (m).
H u  Altura por volumen útil (m).
H d  Altura de carga (m).
H o  Altura por oleaje (m).
H l  Altura libre (m).
Los niveles característicos serán:
 Nivel de toma
=
 Nivel de aguas normales
=
 Nivel de crecientes máximas
=
 Nivel debido al viento
=

Nivel de la corona
=
Hm
Hm
Hm
Hm
Hm
 Hu
 Hu  Hd
 Hu  Hd  Ho
 Hu  Hd  Ho  Hl
3.7.5.2 Corona de la presa
El ancho de la corona de la presa se encuentra determinada por la altura
total de la presa, por el tipo de material empleado en la construcción, por las
características de los equipos de construcción, por las características
hidrológicas de la región, y por su posible uso como vía carreteable.
Para determinar el ancho de la corona ( C ), se recomienda la siguiente
relación:
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C  3
H max
5
Donde:
C  Ancho de la corona (m).
H max  Altura máxima de diseño de la presa (m).
3.7.5.3 Taludes
El diseño de una presa implica la determinación de los taludes que son
necesarios para determinar su estabilidad en las condiciones de trabajo más
desfavorables.
La inclinación de los taludes depende básicamente de la clase de tierras
que se empleen y de su comportamiento cuando están mojadas. En general, se
puede establecer que el talud de la presa en la parte húmeda se proyecta con
una inclinación más extendida que el talud de la presa en su parte seca. El talud
de la presa aguas arriba suele ser de 1:2 a 1:3; como los taludes dependen del
tipo de material, de la altura de la presa y de su operación en parte húmeda y
seca, se presenta a continuación un cuadro guía para establecer taludes de
pequeñas presas construidas con material homogéneo.
Tabla 3.7.5.1 Material-altura-inclinación
Material de la
Altura de la presa
Inclinación del talud
presa
(m)
Parte húmeda
Parte seca
Arcillas de baja
<4
2:1
1,5:1
plasticidad
4a8
2,5:1
2:1
Arcillas
<4
3:1
2:1
arenosas
4a8
3,5:1
2,5:1
Arena
arcillosa,
<4
4:1
3:1
arcillas
muy
4a8
4:1
3:1
plásticas, limos
elásticos
Para evitar una posible falla del talud seleccionado, se recomienda la
siembra de grama para ayudar a su estabilidad.
El deslizamiento de los taludes se puede evitar mediante un chequeo de
la estabilidad del talud seleccionado, para esto se suele utilizar el método de
Taylor que permita el análisis de los datos disponibles de la zona de proyecto.
El procedimiento general propuesto por Taylor es el siguiente:
1. Se considera el ángulo de fricción interna (  ) del material a utilizar. Se
puede considerar un ángulo de fricción interna igual a cero o un valor muy
pequeño.
2. Se propone el talud (m) que se desea chequear.
3. Se calcula el factor de profundidad con la relación:
Hf
Fp 
Hd
Donde:
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H f  Profundidad de la base firme (m).
H d  Profundidad máxima de diseño (m).
4. Con el valor de F p y con el talud se entra al ábaco de Taylor, y se
intercepta el correspondiente valor del coeficiente de estabilidad ( N e ).
5. Se calcula la altura crítica ( H c ) mediante la siguiente ecuación:
H c  Ne
Ch
h
Donde:
H c  Altura crítica (m).
N e  Coeficiente de estabilidad.
C h  Cohesión del material de la presa ( tn
 h  Peso volumétrico húmedo ( tn
m3
m2
).
)
6. Se calcula el factor de seguridad ( FS ).
FS 
Hc
Hd
Si el factor de seguridad es igual o superior a 1,5, se deduce que el talud
propuesto es estable, caso contrario, se debe modificar el valor del talud hasta
obtener la condición de estabilidad.
3.8 Filtraciones en presas de tierra
El análisis de la filtración tiene un rol importante en el diseño y solución de
problemas en la ingeniería civil ya que incide principalmente en la estabilidad
estructural de la presa y en garantizar un adecuado almacenaje de agua sin
pérdidas considerables de agua.
La existencia de filtraciones en presas de tierra conduce a la tubificación
el cual es un proceso de arrastre de partículas que se produce cuando la fuerza
ejercida por las aguas filtrantes excede la resistencia ofrecida por el cuerpo de
la presa.
Uno de los factores que influye en la estabilidad de taludes es la presencia
de agua en el suelo. De acuerdo con Flores-Berrones (2005), los efectos del flujo
del agua sobre los taludes pueden ser:
a) La erosión interna (tubificación) por remoción de las partículas del suelo,
pudiendo originar conductos de agua que, al agrandarse rápidamente, pueden
originar la falla de la cortina.
b) Aumento en las presiones de agua que conducirá a la disminución de
esfuerzos efectivos y, por tanto, la disminución de la resistencia a cortante del
suelo.
c) Aumento de las fuerzas de flujo que, aunadas a la fuerza de gravedad, pueden
hacer que el factor de seguridad disminuya considerablemente hasta producir la
falla.
Por lo tanto, es evidente la importancia que tiene en las presas de tierra el
estudio de las filtraciones a través de la cortina de la presa y la red de flujo que
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estas generan. Se menciona que el agua que está presente en un suelo puede
ser absorbida, capilar o libre.
La teoría de las redes de flujo en presas de tierra se aplica precisamente al agua
libre o gravitacional que se encuentra debajo del nivel freático.
Figura 3.8.1 Redes de flujo
Todas las presas de tierra sufren filtraciones de agua a través del terraplén,
la fundación y los estribos. Deben diseñarse elementos para prevenir lo
siguiente:
 Subpresiones excesivas
 Inestabilidad del talud aguas abajo
 Sifonamiento
 Erosión interna
Algunos métodos de prevención son:
 Zonificación gradual del terraplén de fino a grueso
 Chimeneas verticales o inclinadas y/o colchones horizontales de
subdrenaje
 Tuberías colectoras de agua abajo del pie de la presa (no debe haber
tuberías dentro del terraplén)
3.9 Control de filtración.
Los flujos y la presión de infiltración dentro de la cementación se controlan
mediante los rastrillos y el drenaje. Los rastrillos son barreras impermeables que
funcionan como una extensión del núcleo del relleno dentro de la cimentación.
En general, se localizan bajo el núcleo, pero también pueden localizarse
a una corta distancia aguas arriba y estar conectados al núcleo mediante una
capa horizontal impermeable bajo el espaldón. El rastrillo puede penetrar el
estrato impermeable o, si el material permeable se encuentra a profundidades
considerables, puede terminar donde la pérdida de cabeza a través del rastrillo
sea suficiente para efectuar el grado de control requerido. Con frecuencia, los
rastrillos más antiguos se construían como ‘zanjas rellenas de arcillas’ muy
angostas, con el inconveniente de que muchos eran vulnerables a daños por
infiltración y erosión. Las principales variantes de rastrillos que se emplean son:
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Figura 3.9.1 Rastrillo de zanja abierta
El rastrillo relativamente ancho y con zanjas poco profundas [fig. 3.9.1] se
rellena con arcilla compactada y forma la base del núcleo que está por encima.
Es muy efectivo, en particular si se complementa con inyecciones, pero los
costos de excavación lo limitan a profundidades máximas de zanja del orden de
10-20 m.
Figura 3.9.2 Rastrillo inyectado
El rastrillo del tipo de zona inyectada, mostrado en la fig. 3.9.2, se emplea
en la actualidad para un rango amplio de condiciones de cimentación debido a
los desarrollos en las técnicas de lechadas. El rastrillo se forma por varias líneas
paralelas de agujeros de inyección alternadas, espaciadas de 2 a 3 m entre sus
centros. En general, se utilizan lechadas de base de cemento, pero hay
disponibles lechadas químicas más sofisticadas y costosas para condiciones
particularmente difíciles. Los rastrillos inyectados son más efectivos en roca
fracturada y en suelos de grano más grueso, donde pueden reducir la
permeabilidad entre uno a tres órdenes de magnitud. Rastrillos de este tipo se
han construido hasta profundidades de más de 100 m. Pueden ser instalados o
mejorados después perforando a través del cuerpo de una presa, pero de
ordinario son relativamente costosos.
Figura 3.9.3 Rastrillo de diafragma
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El rastrillo del tipo diafragma delgado, resultado de los avances logrados
en los procesos geotécnicos, se ilustra en la fig. 3.9.3. El rastrillo se forma
mediante la excavación, en longitudes de tramos de una zanja angosta
estabilizada con lechadas que luego se rellenan de modo permanente con una
mezcla de arcilla, arena y bentonita.
De forma alterna puede emplearse un relleno de concreto ‘plástico’
relativamente débil y deformable para formar el elemento impermeable. El
rastrillo de diafragma es muy efectivo en suelos de aluviones y de grano más fino
y puede construirse de manera económica a profundidades de más de 30-40 m.
Muros de diafragma de tablestacado pueden dirigirse hasta profundidades
de 20-25 m para formar un rastrillo bajo estructuras de cabeza baja. El costo de
este tipo de rastrillo es moderado, pero su eficiencia es baja a menos que se
complemente con inyecciones aguas arriba, por ejemplo con una lechada de
bentonita.
El control de la infiltración del rastrillo aguas abajo se favorece por la
provisión casi universal de una capa de drenaje horizontal a nivel del terreno bajo
el espaldón aguas abajo. A menudo se complementa con unos pozos profundos
de alivio bajo o cerca del pie de presa. Éstas características del drenaje se
identifican en las figuras 3.9.1 y 3.9.4.
Figura 3.9.4 Capas aguas arriba
También se puede moderar la infiltración por medio de una continuación
del núcleo aguas arriba mediante una capa horizontal impermeable que se
extiende sobre el lecho del embalse [fig. 3.9.4]. La capa se lleva aguas arriba a
una distancia suficiente para alargar la trayectoria de infiltración y de esta manera
reducir el flujo al nivel requerido. La eficiencia de una capa aguas arriba puede
ser relativamente baja con respecto a los considerables costos de construcción
involucrados.
Entre los colapsos de presas por fallas de filtración podemos nombrar a la
represa de Teton. La Represa de Teton fue una represa ubicada sobre el río
Teton en el estado de Idaho en Estados Unidos, finalizada en noviembre de
1975. La represa sufrió un fallo, cuyas causas incluían a la filtración. Se produjo
el 5 de junio de 1976 su rompimiento y el desagüe del embalse de agua que
contenía, costando la vida de 14 personas y cerca de 1.000 millones de dólares
en reconstrucción e indemnizaciones.
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Figura 3.9.5 Presa de Teton.
Figura 3.9.6 Presa de Teton.
3.10 Estabilidad en presas de tierra
Los taludes de una cortina de tierra rara vez son mayores de 2
horizontales por 1 vertical y suelen ser de alrededor de 3 a 1. El criterio usual es
la estabilidad de los taludes en contra de una falla por deslizamiento.
La estabilidad bajo la acción de fuerzas sísmicas es especialmente crítica.
Para suelos en los que se forman cambios de presión de poro como resultado
de las deformaciones por esfuerzo constante inducido por un terremoto, es muy
difícil la determinación de valores apropiados para la aceleración de
deformación. Para algunos tipos de suelos, no ocurren desplazamientos en una
amplia variedad de aceleraciones.
Tabla 3.10.1 Pendiente de los taludes de las presas de tierra
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Pendiente de los taludes de las presas de materiales sueltos.
Tipo de
presa
Taludes
Presa
homogénea
Presa heterogénea
de núcleo de arcilla
Presa heterogénea
de pantalla
asfáltica
2H/1V a
4H/1V
1,5H/1V a 1,6H/1V
1,75H/1V
3.10.1 Método de análisis
3.10.1.1 Método sueco standard
Para una típica presa de tierra, una superficie potencial de deslizamiento
pasa, generalmente, a través de varias zonas de distintas características, ya sea
de la presa propiamente dicha como también de la cimentación. Debido a esta
variación de las propiedades resistentes a lo largo de la superficie potencial de
falla, el análisis más directo consiste en dividir la masa de tierra deslizante en un
conveniente número de cuñas de tal manera que la resistencia y presión neutra
sobre el fondo de cada individual cuña pueda ser calculada y considerada que
no varía en el ancho de la misma. En este método no se consideran las fuerzas
intergranulares que actúan sobre las caras laterales de las diversas cuñas, las
que se suponen actúan independientemente. Esta simplificación fue propuesta
primeramente por Krey.
El procedimiento práctico del cálculo es indicado a continuación y en la
figura 3.10.1.1, usando el análisis en términos de tensiones efectivas:
1) La masa deslizante es dividida en un número conveniente de cuñas,
usualmente de igual ancho, pero no necesariamente.
2) Para cada cuña se calcularán las siguientes fuerzas:
a) peso normal (W), suelo más agua;
b) fuerza total, actuando sobre el fondo (N = W • cos 𝛼);
c) presión neutra total, actuando sobre el fondo, igual a la presión neutra unitaria
promedio, correspondiente, multiplicada por el área del fondo de la cuña
considerada
(U = UN . l);
d) fuerza tangencial actuante sobre el fondo (T = W • sen 𝛼);
e) resistencia total al corte debido a la cohesión, la cual es igual a la cohesión
unitaria, correspondiente, multiplicada por el área del fondo de la cuña
considerada;
f) resistencia total al corte que puede ser desarrollada a la rotura, sobre el fondo
de cuña considerada,
3) Los resultados de estos cálculos son, convenientemente, tabulados.
4) El factor de seguridad es calculado comparando el momento resistente con el
momento exterior (correspondiente a las fuerzas que tienden a provocar el
deslizamiento de la masa de tierra) con respecto al centro O de rotación, es decir:
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∑𝑀
𝐹 = ∑ 𝑀𝑅 =
∑[𝑐 ′ .𝑙+(𝑁−𝑈𝑁 )𝑡𝑛ɸ′]
𝐸
∑ 𝑊.𝑠𝑒𝑛𝛼
…(3.10.1)
Figura 3.10.1.1 Procedimiento Método sueco estándar
Una forma distinta de hacer los cálculos, consiste en dibujar las fuerzas
T,c’ l, y (N — UN) en forma de curvas continuas y luego medir las áreas
encerradas por estas curvas, gráficamente o con planímetro.
3.10.1.2 Método sueco modificado
Este método es un medio práctico para incluir las fuerzas que actúan
sobre las caras laterales de las varias cuñas, desarrollado por Taylor.
El procedimiento es como sigue:
1) La masa deslizante es dividida en un conveniente número de cuñas,
usualmente de igual ancho, pero no necesariamente.
2) Para cada cuña, se calcularán las siguientes fuerzas:
a) peso total (W), suelo más agua;
b) presión neutra total actuando sobre el fondo, la cual es igual a la presión
neutra unitaria, correspondiente, multiplicada por el área del fondo de la
cuña considerada.
c) resistencia total al corte, debido a la cohesión, la cual es igual a la
cohesión unitaria, correspondiente, multiplicada por el área del fondo de
la cuña considerada.
3) Para cada cuña se obtendrá, gráficamente, la resultante (Q) del peso (W)
y la total presión neutra (UN) (fig. 3.10.1.2).
4) La dirección de las fuerzas intergranulares que actúan sobre las caras
laterales de las cuñas, se asume paralela a la pendiente exterior del talud
de la presa.
5) La solución final es obtenida, gráficamente, por sucesivos tanteos. Para
el primer tanteo se fija, arbitrariamente, un probable factor de seguridad
con el cual se determina el valor:
𝐶
𝐶𝐷 = 𝐹 …(3.10.2)
𝐷
____________________________________________________________________________
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Figura 3.10.1.2 Fuerzas actuantes en las cuñas Método sueco Modificado
Luego se traza el polígono de fuerzas indicado en la figura 3.10.1.3, el
cual incluye todas las fuerzas que actúan sobre cada cuña individual,
comenzando por cualquiera de los extremos. Si el polígono no cierra, es
necesario trazar otro polígono correspondiente a un nuevo factor de seguridad,
y así, sucesivamente, hasta conseguir el factor de seguridad para el cual el
correspondiente polígono de fuerzas resulta cerrado.
Figura 3.10.1.3 Polígono de fuerzas Método Sueco Modificado
3.10.1.3 Método de Bishop
Refiriéndonos a la figura 3.10.1.4, el momento exterior es producido por
el peso de las cuñas, y el momento resistente por la resistencia total a lo largo
de las bases de las cuñas. Igualando estos dos momentos, se obtiene la
siguiente expresión:
∑ 𝑊. 𝑥 = 𝑅. ∑ 𝑊. 𝑠𝑒𝑛𝛼 = ∑𝜏 . 𝑙 …(3.10.3)
Donde:
1
𝑁
𝜏 = 𝐹 [𝑐 ′ + ( 𝑙 − 𝑈𝑁 ) 𝑡𝑔ɸ′]…(3.10.4)
____________________________________________________________________________
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De las (3.10.3) y (3.10.4) se consigue la siguiente expresión para el
factor de seguridad:
𝟏
𝑭 = ∑ 𝑊.𝑠𝑒𝑛𝛼 [∑[𝒄′ . 𝒍 + (𝑵 − 𝑼𝑵 . 𝒍)𝒕𝒈ɸ′ ]]…(3.10.5)
Si ahora se considera la condición de equilibrio vertical, se obtiene:
𝑁. 𝑐𝑜𝑠𝛼 + 𝑐 ′ . 𝑙. 𝑠𝑒𝑛𝛼 = 𝑊(𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 ) …(3.10.6)
Sustituyendo la (3.10.3) en la (3.10.6) y teniendo en cuenta que:
𝑁 = 𝑁 ′ + 𝑈𝑁 = 𝑁 ′ + 𝑈𝑁 . 𝑙
se consigue:
′
𝑁 =
𝑊+(𝑋𝑁 −𝑋𝑁−1 )−𝑈𝑁 .𝑙.𝑐𝑜𝑠𝛼−
𝑐𝑜𝑠𝛼+
𝑐′ .𝑙
𝑠𝑒𝑛𝛼
𝐹
𝑠𝑒𝑛𝛼.𝑡𝑔ɸ′
𝐹
…(3.10.7)
Sustituyendo la ecuación (3.10.7) en la (3.10.5) se obtiene la siguiente
expresión para el factor de seguridad:
𝟏
𝐹 = ∑ 𝑊.𝑠𝑒𝑛𝛼 ∑ {
𝒄′ .𝒍.𝒕𝒈ɸ′[𝑊+(𝑋𝑁 −𝑋𝑁−1 )−𝑈𝑁 .𝑙.𝑐𝑜𝑠𝛼−
𝑐𝑜𝑠𝛼+
𝑐′ .𝑙
𝑠𝑒𝑛𝛼]
𝐹
𝑠𝑒𝑛𝛼.𝑡𝑔ɸ′
𝐹
}…(3.10.8)
Poniendo 𝑏 = 𝑙. 𝑐𝑜𝑠𝛼
𝑈𝑁 . 𝑏 𝑈𝑁 . 𝑏
𝑈𝑁
=
=
= 𝑟𝑢
𝑊
𝛾. 𝑏. ℎ 𝛾. ℎ
la expresión anterior se transforma en la siguiente:
𝟏
𝐹 = ∑ 𝑊.𝑠𝑒𝑛𝛼 ∑ {𝑐 ′ . 𝑙 + [𝑊(1 − 𝑟𝑢 ) + (𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 )]
𝑠𝑒𝑐𝛼
𝑡𝑔𝛼.𝑡𝑔ɸ′
1+
𝐹
}…(3.10.9)
Figura 3.10.1.4 Fuerzas actuantes en la cuña Método de Bishop
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Los valores de (XN — XN+i) de la expresión (3.10.9) son hallados por
sucesivas aproximaciones y deben satisfacer las siguientes condiciones, desde
que son fuerzas internas:
∑(𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 ) = 0 …(3.10.10)
∑(𝐻𝑁 − 𝐻𝑁−1 ) = 0 …(3.10.11)
La condición de ∑(𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 ) = 0, puede ser satisfecha directamente
seleccionando valores aproximados de XN, etc.
Proyectando todas las fuerzas que actúan sobre una cuña, según la dirección
tangencial a la base, se obtiene la siguiente expresión:
(𝑊 + 𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 ). 𝑠𝑒𝑛𝛼 + (𝐻𝑁 − 𝐻𝑁−1 )𝑐𝑜𝑠 𝛼 = 𝑆
o
(𝐻𝑁 − 𝐻𝑁−1 ) = 𝑆. 𝑠𝑒𝑐𝛼 — (𝑊 + 𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 ) 𝑡𝑔 𝛼 …(3.10.12)
Ahora, si la expresión (3.10.9) es escrita como sigue:
𝟏
𝐹 = ∑ 𝑊.𝑠𝑒𝑛𝛼 ∑[𝒎] …(3.10.13)
entonces:
𝑆=
𝑚
𝐹
…(3.10.14)
y de aquí:
𝑚
∑(𝐻𝑁 − 𝐻𝑁−1 ) = ∑ [ 𝑠𝑒𝑐𝛼 − (𝑊 + 𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 )𝑡𝑔𝛼] …(3.10.15)
𝐹
Los valores de X deben, por consiguiente, también satisfacer la
condición que sigue:
𝑚
∑ [ 𝑠𝑒𝑐𝛼 − (𝑊 + 𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 )𝑡𝑔𝛼] = 0 …(3.10.16)
𝐹
En la práctica se obtiene, primeramente, un valor inicial resolviendo la
(3.10.9) con la hipótesis que (XN — XN+1) = 0. Esta hipótesis satisface la
(3.10.10), pero no la (3.10.16). Entonces es necesario introducir valores de (XN
— XN+1) que satisfagan también la [5-14]. Estos valores pueden, finalmente, ser
ajustados hasta que las condiciones de equilibrio sean totalmente satisfechas.
Sin embargo, estas fuerzas verticales que actúan sobre las caras laterales de las
cuñas, las cuales, como hemos visto, no pueden ser eliminadas
matemáticamente, pueden ser despreciadas con, relativamente, poca pérdida en
la exactitud de los resultados. La expresión para el factor de seguridad en estas
condiciones, se simplifica como sigue:
𝟏
𝐹 = ∑ 𝑊.𝑠𝑒𝑛𝛼 ∑ {[𝑐 ′ . 𝑙 + 𝑊(𝑟 − 𝑟𝑢 )𝑡𝑔ɸ′]
𝑠𝑒𝑐𝛼
1+
𝑡𝑔𝛼.𝑡𝑔ɸ′
𝐹
} …(3.10.17)
Para taludes parcialmente sumergidos, la expresión para el factor de
seguridad es como sigue:
𝟏
𝐹 = ∑(𝑊 +𝑊 ).𝑠𝑒𝑛𝛼 ∑ {[𝑐 ′ . 𝑏 + 𝑡𝑔ɸ′(𝑊1 + 𝑊2 − 𝑏. 𝑈𝑁 + 𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 ]
1
2
𝑠𝑒𝑐𝛼
𝑡𝑔𝛼.𝑡𝑔ɸ′
1+
𝐹
}
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…(3.10.18)
Donde:
W1 = peso total del suelo que se encuentra arriba de la línea MN (fig. 3.10.1.5);
W2 = peso del suelo (sumergido) que se encuentra debajo de la línea MN.
Las fuerzas que actúan sobre las caras laterales de las cuñas, ahora, tienen que
satisfacer las siguientes condiciones:

∑(𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 ) = 0 …(3.10.19)

∑(𝐻𝑁 − 𝐻𝑁−1 ) = . 𝛾𝑢 . 𝑑 2 …(3.10.20)
2
1
Donde:
d = profundidad del agua correspondiente al pie del talud, la cual produce un
empuje horizontal sobre las caras verticales de las cuñas;
𝛾𝑢 = densidad del agua;

𝑚
∑ [ 𝑠𝑒𝑐𝛼 − (𝑊1 + 𝑊2 + 𝑋𝑁 − 𝑋𝑁−1 )𝑡𝑔𝛼] = 0 …(3.10.21)
𝐹
Figura 3.10.1.5 Peso del suelo sobre MN Método de Bishop
3.10.2 Cargas y esfuerzos
Puede haber agua en el lada aguas debajo de la presa, la cual tendrá el
mismo tipo de fuerzas verticales y horizontales sobre la presa que el agua en el
lado aguas arriba.
 Presión hidrostática interna: en poros, grietas y juntas.
 Variaciones de temperatura.
 Reacciones químicas.
 Carga de oleaje en el lado aguas arriba.
 Cargas de sismo.
 Asentamiento de la fundación o de los estribos.
Otras estructuras en la parte superior de la presa: compuertas, puente, carros.
3.10.3 Estado de carga
Los estados de carga considerados en el análisis de estabilidad son los
siguientes: Peso propio; empuje hidrostático, considerando el nivel de agua
máximo normal, nivel de agua para crecida milenaria y el nivel de aguas para
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crecida máxima probable; empuje de sedimentos; supresión, considerando una
condición de drenes operativos y otra con drenes parcialmente operativos; y
finalmente sismo de operación llamado OBE y otra máximo de diseño llamado
MDE, en cada caso se toman en cuenta las cargas inerciales horizontales y
verticales, y de empuje hidrodinámico
3.10.4 Factor de Seguridad
La variación estadística de los factores de seguridad (FS) se ha supuesto
definida mediante una distribución log normal, con su correspondiente valor
medio (λ) y desviación típica (ζ); a partir de un valor límite del FS igual a 1.0, se
puede establecer el índice de confianza (β) de la distribución del FS, y calcular
la probabilidad de fallo (1 – φ(β)).
3.10.5 Superficies de falla
3.10.5.1 Rebosamientos conducentes a lavado; limos menos cohesivos,
arenas, etc. (tienen los mayores riesgos a corto plazo.)
Figura 3.10.5.1 Rebosamientos conducentes a lavado
3.10.5.2 Erosión interna y canalización con migración de finos del núcleo, etc.
(nótese la regresión del canal y la deformación de cavidades internas; puede
iniciarse por la formación de grietas internas o por infiltración a lo largo del
perímetro de la alcantarilla, etc.)
Figura 3.10.5.2 Erosión interna y canalización con migración de finos del
núcleo
3.10.5.3 Sedimentación de la cimentación y el relleno (deformación de
agrietamiento interno); nótese también los modos de
deformación del valle transversal.
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Figura 3.10.5.3 Sedimentación de la cimentación y el relleno
3.10.6 Método de cálculo
Como se expresó anteriormente, el Método de Equilibrio Límite (MEL)
entrega un factor de seguridad asociado a una superficie potencial de falla. Dada
la naturaleza de este método, no es posible obtener ninguna información acerca
de la deformación del talud. Por otro lado, un análisis dinámico formal representa
el método más avanzado para evaluar la estabilidad de estructuras de tierra
como las presas de relaves. Este método permite introducir un registro de
aceleración-tiempo del suelo en la base de la presa y mediante un cálculo de
elementos finitos (o de diferencias finitas) se obtiene un cuadro completo de las
tensiones y deformaciones de la presa.
Para analizar y comparar los resultados obtenidos por el MEL con aquellos
de un análisis dinámico formal, se impusieron fuerzas seudoestático
horizontales (i.e. coeficientes sísmicos kh) en modelos de elementos finitos para
estimar las deformaciones/desplazamientos inducidos en el talud de la presa por
la carga estática. Este procedimiento se aplicó para obtener las deformaciones
derivadas de un "método seudoestático de equilibrio límite", para que estas
deformaciones puedan ser después comparadas con aquellas derivadas de
análisis dinámicos formales. El programa de computación FLAC en su versión
6.0 (Itasca, 2008) fue usado para realizar los análisis. Los autores están
conscientes que este procedimiento no representa un análisis de equilibrio límite,
principalmente porque la formulación de tensiones involucra un análisis numérico
y la falta de una superficie de falla para minimizar el factor de seguridad. A pesar
de esto, se piensa que la comparación es válida, principalmente porque ayuda a
visualizar la magnitud de las tensiones generadas en un análisis seudoestático.
Es la opinión de los autores que las tensiones son el elemento básico de
comparación cuando se trata con problemas de estabilidad de presas de relaves.
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3.11 Fundaciones en presas de tierra
3.11.1 Generalidades
Como estas presas son heterogéneas en la mayor parte de los casos, las
condiciones para la excavación varían si se trata del núcleo, de una pantalla o
de los taludes, con menor exigencia para los últimos. Las presas de materiales
graduados, por su propio material constitutivo, no requieren un material de gran
resistencia para su asiento, que con frecuencia no es roca. Las obras
complementarias en el cimiento son más bien las relativas a la
impermeabilización hasta la roca profunda o sólo hasta una capa impermeable.
Cuando la roca o la capa impermeable son relativamente poco profunda, el
núcleo se puede llevar hasta ella en trincheras con taludes o con paredes
verticales. El comportamiento en la roca o capa impermeable dará lugar a una
excavación en el grado necesario para lograr la impermeabilización y
consolidación exigibles; al no haber juntas transversales y construirse la presa
por juntas horizontales continuas de ladera a ladera, la inclinación del apoyo
sobre el terreno tiene poca influencia (salvo en casos extremos), y se deja con
su inclinación natural. En cuanto a la cimentación de las pantallas, los plintos de
las de concreto armado requieren condiciones similares a las presas de concreto,
aunque con menor exigencia en la calidad de la roca, con tal de que sea
consistente (tratada con inyecciones si es necesario); y dan una fácil geometría,
con largas alineaciones rectas para acoplarse a las laderas. Los taludes, en
cambio, no necesitan profundización en el terreno, pues no hay por qué exigir a
este unas cualidades de impermeabilidad o indeformabilidad que no tienen los
propios taludes. Para éstos la excavación se limita a una limpieza o desborde
para quitar la vegetación y la tierra con materia orgánica o meteorizable que por
su descomposición pudiera dar lugar a asientos. En los casos de pendientes
fuertes o cambios bruscos del perfil puede ser conveniente suavizarlos para el
apoyo del núcleo con una trinchera para conseguir mayor uniformidad o menor
pendiente, pero también un buen filtro reforzado es la mejor solución para
garantizar la integridad del núcleo y su contacto con el terreno. En las zonas de
apoyo de los taludes no importan las discontinuidades ni las fuertes pendientes,
pues los asentamientos diferenciales no se traducen en la permeabilidad,
podrían tener repercusión negativa, pero el filtro impide la tubificación, y más si
esta reforzado. En todas estas excavaciones importantes próximas a la presa,
aunque no constituyan parte específica de ella, hay que tener en cuenta el efecto
de la descompresión del terreno y su posible influencia en las cimentaciones de
aquélla. Por esto deben situarse a distancias prudentes, dejando un macizo
intermedio de 3 diámetros como mínimo, en principio. Los pozos de gran
diámetro suelen apoyarse en un pozo piloto de unos 2 m de diámetro, que se
excava, hasta la sección total, utilizando el pozo piloto para evacuar el escombro
por gravedad, que se recoge en una galería inferior y se transporta.
Los requisitos generales de las cimentaciones en suelos son igualmente
aplicables a cimentaciones en roca. Las cimentaciones en ningún caso deberán
desplantarse sobre tierra vegetal, materiales sueltos o roca superficial muy
alterada. La profundidad mínima de desplante en roca debe ser de 0.5 m bajo la
superficie del terreno, excepto cuando lo anterior implique el uso de explosivos
u otros métodos que puedan empeorar las condiciones de la roca superficial. En
general, se requieren la planta y los perfiles geológicos del sitio, en los que se
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defina la distribución horizontal y vertical de las formaciones y la calidad de las
mismas. En particular, es necesario conocer el espesor del material de acarreo
y de la zona intemperizada de mala calidad, así como la posición del nivel
freático. El conocimiento del valor de la permeabilidad de la roca bajo el nivel de
desplante, obtenido de pruebas de campo, permite detectar zonas de mala
calidad y definir la conveniencia de tratamiento con base en inyecciones. Cuando
el macizo ha sido inyectado con anterioridad debe tomarse nota de la magnitud
de los consumos de lechada, a fin de lograr una mejor idea de su porosidad y
agrietamiento. Deben estudiarse la distribución y el volumen de las corrientes de
agua superficiales y la alterabilidad química y mecánica de las formaciones bajo
la cimentación para localizar adecuadamente los sitios de desplante y diseñar
las obras necesarias de drenaje superficial y subterráneo.
Figura 3.11.1.1 Capa permeable de la cimentación
Figura 3.11.1.2 Pantalla impermeable de la fundación
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3.11.2 Protección del talud aguas arriba
Generalmente, este tipo de talud no necesita ninguna protección, solo en
los casos en que el período de llenado del embalse es relativamente largo y
cuando el talud esté conformado por materiales muy erosionables, como arenas
finas, limos o arenas limosas, o cuando la obra se encuentre en una zona muy
lluviosa, se recomienda colocar una capa de material grueso (3” max.) con un
espesor entre 15 y 20 cm. Este dará una protección adecuada contra la erosión
y evitará la desecación y agrietamiento superficial de aquellos terraplenes
construidos con suelos cohesivos.
Todos los taludes internos así como el piso del embalse de P.H. Cariblanco
serán revestidos mediante una geomembrana que tendrá la función de
impermeabilizar e impedir las filtraciones internas de agua a través del dique.
Las características o propiedades solicitadas para el proyecto son:
Muy baja permeabilidad con valores de 10-11 a 10-12 cm/s.
Láminas o membranas de polietileno de alta densidad HDPE.
Alta durabilidad.
Resistentes a la mayoría de los líquidos peligrosos y alta resistencia
química.
 Resistentes a la radiación ultravioleta.
 Sistemas muy económicos comparados con las soluciones tradicionales
de impermeabilización.
 Protegen el medio ambiente siendo barreras para el control de
infiltraciones de contaminantes en el subsuelo y en las fuentes de agua
subterránea.




3.11.3 Protección del talud aguas abajo

El talud aguas abajo de la presa puede ser protegido de los efectos
erosivos de la lluvia, la desecación y el agrietamiento superficial mediante
la colocación de una capa de grava. También este talud puede ser
protegido mediante la siembra de hierba.
 En el caso de P.H. Cariblanco se protegerá el talud aguas abajo del dique
mediante colocación de un manta geosintética fijada al talud, rellena con
materia orgánica y sobre la cual se sembrará zacate.
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Capítulo IV
Obras de Evacuación
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Obras de evacuación
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Capítulo IV
Obras de Evacuación
4.1. Evacuadores de crecidas
4.1.1. Objetivos:
Un evacuador de crecidas es una obra hidráulica perteneciente a una
presa que permite evacuar las aguas de las crecidas de un río. Esta estructura
está diseñada para elevar el nivel del agua aguas arriba: por ejemplo, para
alimentar un canal de rebose. Los caudales mayores se permiten pasar por
encima de toda la longitud superior del vertedero.
El propósito de un aliviadero es pasar el agua de las inundaciones de una
manera segura aguas abajo cuando el embalse está lleno.
Estos dispositivos pueden acomodarse con facilidad dentro de una presa
de concreto, también puede incorporarse un cuenco amortiguador o cualquier
otra estructura de disipación de energía.
Los tipos de aliviaderos, las partes componentes, las formas de disipación
de energía, el perfil de funcionamiento, así como también la adaptación a la
presa, y la justificación de su uso, están detallados en este capítulo.
El evacuador de crecidas está constituido por:
- Canal de aproximación
- Vertedero (zona umbral)
- Rápido de descarga
- Disipador de energía
Figura 4.1.2. Evacuador de Crecidas – Vertedero Colbún
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4.2. Aliviaderos
El aliviadero es la obra más propiamente hidráulica de la presa. Esta, más
que una hidráulica, podríamos decir que es hidrostática, pues su función
estructural respecto al agua es pasiva, de resistencia. El aliviadero o los
aliviaderos, pues puede haber varios y de distintos tipos en una misma presa es
hidráulico en el sentido más puro y amplio, pues su misión es derivar el agua
sobrante, y amortiguar su energía al reintegrarla al cauce para evitar perjuicios
a la propia presa y los bienes y personas aguas abajo. En los aliviaderos se
presentan todos los problemas de la hidráulica y con la máxima intensidad, por
lo que son más eminentemente hidráulicas.
La necesidad del aliviadero da un carácter esencialmente hidráulico a la
presa que de otra forma habría quedado reducida a pura estructura resistente.
El aliviadero con sus exigencias funcionales y espaciales, influye y hasta
condiciona la estructura resistente, motivando en ocasiones la elección de su
tipo.
4.2.1. Funcionamiento de un aliviadero.
Los aliviaderos protegen la presa contra la erosión y el arrastre y
normalmente permiten regular la cuantía de los caudales derramados.
Los aliviaderos cumplen siempre la misma función con independencia de
que estén situados en una presa elaborada con hormigón o en una realizada a
partir de materiales sueltos. Su misión es la de evitar que el agua del embalse
se vierta por la coronación de la presa cuando se presenta la máxima avenida.
En una presa de hormigón, si el agua sobrepasa la coronación pueden
verse dañados elementos tales como las barandillas o el alumbrado, y sobre todo
puede traer consecuencias nefastas.
En el caso particular de las presas de materiales sueltos si el agua
sobrepasa la coronación la presa podría romperse por lo que es necesario
prevenir desastres adoptando medidas técnicas.
El desagüe de un aliviadero debe tener la capacidad suficiente como para
evitar que la máxima crecida del río pueda sobrepasar la coronación. La
capacidad del embalse en este caso juega un papel muy importante ya que en
función de su volumen pueden darse dos situaciones totalmente distintas.
Cuando el embalse tiene un volumen menor al volumen de agua que
aporta la crecida, la presa no puede ejercer el efecto de laminación y los
aliviaderos deben desaguar un caudal similar al máximo de la crecida.
En segundo lugar, puede ocurrir que cuando el volumen del embalse es
lo suficientemente grande puede acumularse durante un tiempo una gran parte
de la crecida siempre y cuando haya un resguardo adecuado hasta la
coronación. Esto trae como consecuencia que la capacidad que tiene que tener
de desagüe el aliviadero pueda ser más reducida.
La concepción y proyecto de los aliviaderos de una presa plantea estos
problemas fundamentales:
 Evaluación de la crecida máxima previsible.
 Característica del conjunto embalse-aliviadero-cause aguas abajo más
adecuada para hacer frente a dicha crecida y otras más frecuentes.
 Reparto de caudales a evacuar entre los distintos aliviaderos: de
superficie, de fondo, y profundo, si es el caso.
____________________________________________________________________________
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
Tipo idóneo para cada uno de ellos.
Estos problemas son de planeamiento esencial y afectan a la concepción
misma del aliviadero, es decir, a lo que podríamos llamar estrategia. Una vez
fijado estas características fundamentales, hay que proyectar los diversos
aliviaderos, esto es, pasar a la táctica. Ni que decir tiene que, si el adecuado
proyecto de los aliviaderos es imprescindible para que cumplan debidamente su
función, lo más importante, como en todo, es la correcta concepción.
Esto se extiende al conjunto presa-aliviadero, pues si no se debe elegir la
estructura de la presa de la presa sin tener en cuenta el aliviadero, tampoco
puede decidirse éste olvidando su influencia en aquella. El conjunto es único y a
veces indivisible, y no solo en lo funcional, sino en lo económico. Una buena
concepción conjunta producirá mayor economía obtenible afinando dimensiones.
Así como en una estructura hay que planearse las cargas que ha de
soportar, en un aliviadero se plantea en primer término la evaluación de las
crecidas que deberá controlar, y que de ellas se derivará la tipología y la
capacidad idóneas. Pero al contrario que las estructuras, cuyas sobrecargas, son
en general previsibles y controlables, el caudal máximo posible en un cause
depende de una concurrencia de circunstancias naturales aleatorias difíciles de
predecir, sin límite determinado.
Otra diferencia con otras estructuras es que en éstas la acción de las
sobrecargas es directa, mientras que la magnitud de una crecida natural no se
traduce directamente en el caudal que ha de pasar por el aliviadero, sino que la
acción del embalse absorbe y retiene partes de los caudales, lo que es decisivo
para la fijación de la capacidad del aliviadero, normalmente menor que la punta
de la avenida.
Por ello, las decisiones fundamentales sobre el aliviadero no dependen
solo de la magnitud de las avenidas, sino también en mayor o menor grado de la
acción del embalse y el funcionamiento del aliviadero.
4.2.2. Partes componentes de un aliviadero:
Un aliviadero consta de tres partes esencialmente:
a) La toma: ha de tener la forma y dimensiones adecuadas para derivar el
caudal de proyecto. Esta función hace que la buena concepción de la toma
sea fundamental para la seguridad de la presa, pues un inadecuado proyecto
limitaría el caudal y podría provocar el desbordamiento del embalse por
encima de la presa. Es en la toma donde se plantea el problema de hallar
una solución de compromiso para hacer frente a crecidas catastróficas sin
sobredimensionar en exceso el aliviadero.
b) La conducción o rápido: cumple una función de mero transporte desde la obra
de restitución al rio. Para cumplirla con la máxima economía, se proyecta de
manera que el agua lleve una elevada velocidad. La consiguiente pérdida de
carga no importa, e incluso es favorable, puesto que la corriente tiene una
gran cantidad de energía que hay que amortiguar al final, por lo que la que
se pierda en la conducción se resta a la obra de restitución. Los problemas
de la rápida provienen de las altas velocidades, cuya pérdida de energía
consiguiente es a costa del revestimiento.
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c) La obra de restitución: tiene una misión complementaria y contraria a la toma:
devolver al río el caudal derivado por esta. Pero, así como en la toma el
ingreso se hace en un régimen tranquilo, la obra de reintegro recibe el agua
de la conducción con gran velocidad y energía que hay que amortiguar en lo
posible para que no produzca erosiones perjudiciales al cauce y a la propia
obra de restitución o, acaso, a la misma presa, aunque se procura que esta
obra este lo más alejada posible de ella
Figura 4.2.3 - Aliviaderos de la Represa Itaipú, Paraguay-Brasil
4.3. Tipologías:
La evacuación de excedentes de caudales presenta además una
característica: como los sobrantes no se presentan repartidos en un largo
periodo, sino concentrados en avenidas de duración relativamente corta (pocos
días u horas) con caudales muy grandes, la evacuación de estos plantea
problemas de gran envergadura, no solo por la de los caudales, sino porque la
elevación de nivel producida de la masa en el cauce crea una energía
suplementaria que ha de amortiguarse de alguna forma: o naturalmente, con las
erosiones consiguientes, o artificialmente.
4.3.1. Los aliviaderos pueden ser de dos tipos según su situación:
a) Aliviaderos de superficie:
Estos aliviaderos tienen la característica de integrar la propia presa, por
medio de orificios situados en la coronación.
A través de estos vertederos se logra un importante efecto rebosadero
con poca altura de lámina, debido a que se aprovecha la máxima longitud posible
de aquella.
Las aberturas están dispuestas simétricamente respecto del eje vertical
de la presa, con el propósito de lograr que el efecto del agua sea uniforme y
equilibrado sobre el paramento de aguas abajo.
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Figura 4.3.2 - Aliviadero de Superficie
b) Desagües de fondo
En una presa puede haber desagües de distintas alturas, pero aparte de
las tomas de explotación que suelen ser intermedias, lo más frecuentes es que
haya uno solo a gran profundidad, que se llama desagüe de fondo. Este no suele
faltar en ninguna presa, salvo en muy escasas excepciones, porque por su
esencial posición es insustituible. A veces es acompañada de otros a media
altura que se llaman intermedios o de medio fondo, de mayor o menor capacidad,
según los casos.
Se comprende que el cometido fundamental de los desagües profundos,
por principio, es la capacidad de poder desaguar del embalse con independencia
del nivel de agua, para vaciarlo total o parcialmente, controlar su nivel o colaborar
en la evacuación de sobrantes y avenidas. Estas funciones genéricas pueden
ser complementadas por otras menos directas, pero también importantes. En
resumen, y prescindiendo de las tomas de explotación, cuya misión es
proporcionar agua a un determinado servicio en concretas condiciones y épocas,
las misiones de los siguientes desagües profundos, expuestas por orden de
generalidad:
1. Vaciado del embalse hasta la cota del desagüe y consiguiente control sobre
el nivel de agua.
2. Limpieza de los sedimentos acumulados en el fondo del embalse en la
proximidad
de la presa.
3. Colaboración en el control del rio en la fase de construcción
4. Desagüe y control previo de avenidas en conjunción con el aliviadero
superficial o en exclusiva.
4.4. Consideraciones para fijar la posición de los desagües
profundos.
En presas de pequeña envergadura generalmente solo hay el desagüe de
fondo, y rara vez se completa con otro. El desagüe de fondo, salvo excepciones,
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no suele faltar, porque su singular situación por debajo de todos los otros
desagües le hace insustituible en la misión de vaciado total del embalse.
La posición del embalse de fondo viene, pues, determinada por la posición
de las tomas: debajo de ellas y lo más profundo posible.
Definidas las posiciones de las tomas y el desagüe de fondo queda por
decidir la conveniencia y posición de otros intermedios, lo que depende,
fundamentalmente, de tres circunstancias:
1. La altura de la presa.
2. Los caudales del río.
3. La conveniencia de que los desagües profundos colaboren en la
evacuación o control de avenidas.
La altura de la presa puede aconsejar un desagüe intermedio. Si la presa
es de muy alta, el desagüe de fondo está sometido a una gran presión, que se
traduce en un mayor esfuerzo mecánico de funcionamiento y de mayor riesgo de
avería.
Disponiendo de otro desagüe más alto, este se encargará del control de
nivel hasta su cota, funcionando con menor presión que la total y si fuera preciso
bajar el embalse aún más, el desagüe de fondo tomará entonces esa tarea, pero
con presión a bastante disminuida.
Los caudales a manejar influyen en la conjunción con la altura, reforzando
las consecuencias comentadas respecto a esta, pues si los caudales son
elevados puede ser conveniente un desagüe complementario, aunque la altura
no sea importante.
La intervención del control y evacuación de crecidas puede ser
fundamental para decidir un desagüe intermedio. En realidad, esta función es
una consecuencia de la magnitud de los caudales, pues si es importante puede
ser preferible operar con menores presiones a altura intermedia que con la de
desagües de fondo, ya que las avenidas pueden evacuarse incluso con niveles
altos del embalse.
4.5. Formas de los aliviaderos:
 Aliviadero con Compuertas:
Entre las ventajas que presenta el aliviadero con compuertas destaca la
posibilidad de desaguar un caudal importante del embalse, a pesar de que éste
se encuentre a su nivel normal, para poder afrontar una avenida con mayor
seguridad favoreciendo así el fenómeno de laminación, cosa que se da por igual
en una presa de hormigón y en una de materiales sueltos.
Pero este tipo de aliviaderos también trae consigo inconvenientes tales
como la avería de compuertas, que hace que el nivel del embalse suba hasta
desbordar la coronación, en el caso de las presas de hormigón, y derrumbar el
aliviadero, en las presas de materiales sueltos, debido a que éste, compuesto de
hormigón, se encuentra situado sobre materiales poco resistentes que al recibir
una cantidad de agua abundante pueden desplazarse hasta hacerlo caer.
El fallo de apertura de las compuertas, puede dar lugar a situaciones de
peligro con motivo del exceso de los caudales, llegando a afectar a las personas
y a los bienes situados en una zona cercana al río en el que vierten las aguas.
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Figura 4.5.1– Aliviadero con Compuertas
 Labio fijo:
Otra modalidad de aliviadero es el de labio fijo. Este modelo, al no tener
compuertas, sólo presenta la posibilidad de desaguar cuando el agua alcanza el
vano y no como medida preventiva ante la llegada de una avenida abundante.
Entre las ventajas que ofrece destaca que no puede sufrir averías de
compuertas, sólo puede encontrar inconvenientes cuando el caudal de agua que
lleve la avenida sea superior a la capacidad de desaguar que tenga el aliviadero,
es decir, en función de las dimensiones del vano.
En este caso el caudal sobrepasará la coronación, tanto en presas de
hormigón como en la de materiales sueltos, pudiendo provocar incluso, en el
caso de las últimas, el desplazamiento del espaldón de Ayuso.
Figura 4.5.2 – Aliviadero de Labio Fijo
4.6. Disipadores de energía
4.6.1. Objetivos:
La disipación de energía en presas y azudes está estrechamente ligada
con el diseño del vertedero, en particular con la escogencia del caudal específico
q, la diferencia entre los niveles aguas arriba y aguas abajo (H*) y las condiciones
aguas abajo.
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La cantidad de energía que debe disiparse en presas altas con grandes
descargas sobre el vertedero es enorme. Por ejemplo, la máxima energía que
debe disiparse en los vertederos auxiliares y de servicio de la presa Tarbela
puede ser de 40 000 MW, lo cual representa alrededor de 20 veces la capacidad
de generación planeada en el sitio (Locher y Hsu, 1984).
En el diseño de disipadores de energía deben considerarse los más
importantes factores ambientales: el efecto de sobresaturación de nitrógeno
sobre los peces en pozos de caída profundos y el efecto de atomizador (o
espuma) de los chorros del deflector que pueden ocasionar derrumbes y el
congelamiento de la niebla en países con estaciones.
El paso del agua desde un embalse hasta el tramo aguas abajo involucra
un gran
número de fenómenos hidráulicos como la transición a flujo supercrítico, el flujo
supercrítico aireado y no aireado sobre el vertedero, el posible flujo a través del
chorro de caída libre, la entrada al tanque de amortiguación con transición de
flujo supercrítico a subcrítico, y ecos de la macroturbulencia después de la
transición hacia la corriente más allá del pozo o tanque de caída.
4.6.2. Tipos:
Los chorros evacuados por el rápido de un vertedero, tradicionalmente
son manejados mediante dos formas:
 Lanzamiento con salto de esquí:
Su utilización permite importantes economías en sitios donde las
condiciones geológicas y morfológicas son favorables, y en particular,
donde el vertedero puede ubicarse sobre la central eléctrica o al menos,
por encima de las obras de desagües de fondo (Novak y Cábelka, 1981).
Respecto a la disipación de energía, el beneficio principal de los
vertederos de
chorro ocurre en la tercera fase, en el impacto en el pozo aguas abajo.
En este caso, la mayoría de las pérdidas de energía en las tres primeras
fases ocurre debido al choque de las masas de agua y a la compresión
de las burbujas de aire, lo cual se presenta tanto en el chorro de la lámitfa
vertiente como en el pozo aguas abajo en el sitio del impacto. La
disminución/de energía en esta fase, por consiguiente, se intensifica
cuando se tiene un chorro disperso y con aireación intensiva antes del
impacto.
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Figura 4.6.2 - Lanzamiento con salto de esquí
Partes:
1. Canal de descarga o rápido.
2. Obra de lanzamiento o de deflexión, denominada cuenco de
lanzamiento.
3. Dispersión del chorro en la atmósfera.
4. Zona de impacto y formación de la fosa natural.
5. Zona de aguas abajo.

Disipación en cubetas amortiguadoras de resalto:
Es el sistema más común de disipación de energía que convierte el
flujo supercrítico del vertedero en un flujo subcrítico compatible con el
régimen de río aguas abajo. El método más común -y a menudo el
mejor- para lograr esta transición del flujo consiste en un simple
resalto sumergido, formado en un tanque de amortiguación de sección
transversal rectangular.
Aunque los tanques de amortiguación diseñados con base en un simple
resalto hidráulico funcionan bien y con relativa eficiencia, en ciertas condiciones
otros tipos de tanques pueden producir ahorros en los costos de construcción.
Se han desarrollado tanques estándares con bloques de impacto, bloques de
caída y umbrales de salida especiales por el USBR (Bradley y Peterka, 1957;
Peterka, 1963; US Bureau of Reclamation, 1987).
Los disipadores de cubetas curvas, lisas y ranuradas, desarrollados
principalmente en Estados Unidos (Peterka, 1963) requieren niveles del cauce
aguas abajo en esencia mayores que los tanques convencionales de resalto
hidráulico y, en el caso de vertederos con compuertas, es necesaria una
operación simétrica de éstas (para prevenir corrientes laterales que pueden
llevar sedimentos dentro de la cubeta, lo cual, a su vez, puede dañar el
disipador).
Los tanques de amortiguación con un régimen superficial de resalto
hidráulico utilizan una cubeta escalonada poco profunda; la teoría y su aplicación
para pequeñas presas fue desarrollada en especial en la URSS (Skladnev, 1956)
y fue revisada por Novak y Cábelka (1981). Este tipo de tanque es en realidad
sólo un ejemplo de los tanques de resalto hidráulico espacial. Otros emplean un
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cambio brusco en el ancho o un resalto combinado con entradas de flujo laterales
desde rápidas o cascadas; esta última alternativa es en particular útil en valles
relativamente angostos.
Figura 4.6.3 – Cambio brusco de ancho
Figura 4.6.4 – Cubeta escalonada poco profunda
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Figura 4.6.5 - Resalto combinado con entradas de flujo laterales desde
rápidas o cascadas
4.6.6. Diseños típicos
Tanques Amortiguadores: El tanque de amortiguación es el sistema más común
de disipación de energía que convierte el flujo supercrítico del vertedero en un
flujo subcrítico compatible con el régimen de río. El método para lograr esta
transición del flujo consiste en un simple salto sumergido, formando un tanque
de amortiguación de sección transversal rectangular. Pueden producirse
variando la altura que cae el agua del vertedero o cambiando el ancho al pie de
la estructura vertedora.
Figura 4.2.5 – Tanques Amortiguadores
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Capítulo V
Obras de toma y conducción.
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Obras de toma y conducción
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Capítulo V
Obras de toma y conducción.
5.1 Tomas de agua en diferentes casos, conceptos y ejemplos.
5.1.1 Concepto.
Las obras de captación son las obras civiles y equipos electromecánicos
que se utilizan para reunir y disponer adecuadamente del agua superficial o
subterránea. Dichas obras varían de acuerdo con la naturaleza de la fuente de
abastecimiento su localización y magnitud.
Se denomina obra de toma al conjunto de estructuras que se construyen
con el objetivo de extraer el agua contenida en obras de almacenamiento o
derivación de forma controlada y poder aprovecharla para el fin proyectado.
Figura 5.1.1.1 Obra de captación
Estas obras satisfacen diferentes demandas hídricas como de uso
doméstico, agrícola, etc.
Disminuye los riesgos para la población y áreas del proyecto ante la
presencia de eventos máximos de precipitación.
5.1.2 Ejemplos de las estructuras de toma de agua
Las estructuras de toma de agua dependen del tipo de estanque utilizado.
Un estanque piscícola puede abastecerse con agua de diversas procedencias.
Se pueden distinguir varios tipos de estanque, atendiendo a sus estructuras de
toma:



Estanque sumergido: no se necesita toma;
Estanque de presa sin canal de desviación: no se necesita toma;
Estanque de barrera con canal de desviación: toma de entrada
principal con estructura de desviación en el canal de desviación;
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
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Estanque de desviación: toma de agua principal con o sin estructura
independiente de desviación aguas abajo para elevar el nivel del agua en
la corriente.
Figura 5.1.2.1 Estanque Sumergido
Figura 5.1.2.2 Estanque de presa sin canal de derivación
Figura 5.1.2.3 Estanque de presa con canal de derivación
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Figura 5.1.2.4 Estanque de desviación
Hay dos tipos principales de tomas:
 Una toma de nivel abierto o libre, en que los niveles de suministro
del agua no están regulados y la toma actúan cualesquiera que
sean las condiciones del caudal. Este sistema es sencillo y
relativamente barato, pero normalmente requiere un suministro
fiable de agua que no fluctúe excesivamente
Figura 5.1.2.5 Toma de nivel abierto o libre

Una toma de nivel regulada, que cuenta, aguas abajo, con una
estructura de desviación para mantener los niveles del agua
aunque cambien las condiciones del caudal. Este sistema resulta
más caro pero también más fiable, y permite disponer de un
suministro constante.
Figura 5.1.2.6 Toma de nivel regulada
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5.2 Tubería Forzada y Chimenea de Equilibrio.
Una tubería forzada es la tubería que lleva el agua a presión desde el
canal o el embalse hasta la entrada de la turbina. Su función es conducir agua
desde un nivel superior a uno inferior para transformar la energía potencial en
energía mecánica, cuando el declive es mayor al 5% se utilizan tuberías
forzadas, sino se usan canales.
Figura 5.2.1 Partes de una Represa Hidroeléctrica
En la figura, la parte 4 corresponde a la tubería forzada, encargada de
transportar el agua desde el embalse hasta las turbinas.
5.2.1 Características de las tuberías forzadas.
 Impermeabilidad.
 Resistencia de corrosión del agua.
 Resistencia a sobrepresiones por golpe de ariete.
 Facilidad de unión.
5.2.2 Tipos de tuberías
 Uralita: Se emplean en saltos de poca potencia y alturas hasta 150 m; dan
buenos resultados y por su bajo costo, son muy recomendables.
Generalmente se montan enterradas en zanjas.
 Hormigón armado: Se utilizan en casos de gran caudal y alturas de salto
hasta unos 40 metros, cuando por las circunstancias de costo de
adquisición y transporte de la tubería, resulta más económica la de
hormigón. Están constituidas por espiras de hierro, que hacen de
directrices y por varillas de reparto que son las generatrices, fundidas
ambas armaduras en hormigón hidráulica.
5.2.3 Accesorios de las tuberías forzadas
 Apoyo
 Anclajes
 Junta de dilatación
 Acoplamiento
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5.2.4 Materiales empleados en la tubería forzada
 Tuberías de policloruro de vinilo (PVC)
 Tuberías de polietileno (PE)
 Tuberías de fibrocemento
 Tuberías de fundición
 Tuberías de aluminio
 Tuberías de acero
5.2.5 Golpe de Ariete
El golpe de ariete o pulso de Zhukowski es, junto a la cavitación, el
principal causante de averías en tuberías e instalaciones hidráulicas.
El golpe de ariete se origina debido a que el fluido es ligeramente elástico
(aunque en diversas situaciones se puede considerar como un fluido no
compresible). En consecuencia, cuando se cierra bruscamente una válvula o un
grifo instalado en el extremo de una tubería de cierta longitud, las partículas de
fluido que se han detenido son empujadas por las que vienen inmediatamente
detrás y que siguen aún en movimiento. Esto origina una sobrepresión que se
desplaza por la tubería a una velocidad que puede superar la velocidad del
sonido en el fluido. Esta sobrepresión tiene dos efectos: comprime ligeramente
el fluido, reduciendo su volumen, y dilata ligeramente la tubería. Cuando todo el
fluido que circulaba en la tubería se ha detenido, cesa el impulso que la
comprimía y, por tanto, ésta tiende a expandirse. Por otro lado, la tubería que se
había ensanchado ligeramente tiende a retomar su dimensión normal.
Conjuntamente, estos efectos provocan otra onda de presión en el sentido
contrario. El fluido se desplaza en dirección contraria, pero, al estar la válvula
cerrada, se produce una depresión con respecto a la presión normal de la
tubería. Al reducirse la presión, el fluido puede pasar a estado gaseoso formando
una burbuja mientras que la tubería se contrae. Al alcanzar el otro extremo de la
tubería, si la onda no se ve disipada, por ejemplo, en un depósito a presión
atmosférica, se reflejará siendo mitigada progresivamente por la propia
resistencia a la compresión del fluido y la dilatación de la tubería.
Figura 5.2.5.1 – Golpe de Ariete
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5.2.5.1 Cálculo del golpe de ariete
Si el cierre o apertura de la válvula es brusco, es decir, si el tiempo de
cierre es menor que el tiempo que tarda la onda en recorrer la tubería ida y vuelta,
la sobrepresión máxima se calcula como:
C: velocidad de la onda (velocidad relativa respecto al fluido) de sobrepresión o
depresión.
𝑽𝒐 : velocidad media del fluido, en régimen,
𝒈 = 𝟗, 𝟖𝟏 𝒎⁄ 𝟐 (aceleración de la gravedad).
𝒔
A su vez, la velocidad de la onda se calcula como:
Donde:
K: módulo elástico del fluido,
ro: densidad del fluido,
E: módulo de elasticidad (módulo de Young) de la tubería que naturalmente
depende del material de la misma.
e: espesor de las paredes de la tubería,
D: diámetro de la tubería.
Para el caso particular de tener agua como fluido:
𝑘𝑔
𝑟𝑜 = 1000 3
𝑚
𝑁
𝐾 = 2.074𝐸 + 0.9 𝑚2
Esta expresión se llega a la fórmula de Allievi: donde se introduce una variable
que depende del material de la tubería, y a modo de referencia se da el siguiente
valor:
El problema del golpe de ariete es uno de los problemas más complejos
de la hidráulica, y se resuelve generalmente mediante modelos matemáticos que
permiten simular el comportamiento del sistema.
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5.2.6 Chimenea de equilibrio o pozo de oscilación
Figura 5.2.6 Esquema de un salto con chimenea de equilibrio de aguas arriba y
aguas abajo.
Es una estructura complementaria en algunas centrales hidroeléctricas y
estaciones de bombeo destinada a absorber las sobrepresiones y supresiones
causadas
por
el golpe
de
ariete en
galerías
o
túneles.
Es una tubería vertical o depósito de almacenamiento, abierto o cerrado, situado
en el trazado de una canalización cerrada, utilizado para absorber aumentos
repentinos de presión, así como para proporcionar rápidamente agua adicional
durante un breve caída de presión.
5.2.6.1 Comportamiento de chimeneas
a) Reduce la amplitud de las fluctuaciones de presión en la tubería forzada,
al reflejar las ondas incidentes y cambiarlas de signo mucho antes de llegar
al embalse, lo que sería el caso en ausencia de la chimenea.
b) Protege la galería de presión de las sobrepresiones por golpe de ariete.
c) Mejora las características de regulación de la turbina al reducir la inercia de
la columna de agua afectada, que se limita tan solo a la tubería forzada.
d) La chimenea constituye una reserva de agua próxima a la central que
permite acelerar o decelerar el agua de la tubería más lentamente de
oscilaciones de presión.
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5.2.6.2 Clasificación de chimeneas
Figura 5.2.6.2 Tipos de chimeneas
5.2.7 Toma de agua y tubería forzada en la represa de Itaipú
La presa es la combinación de estructuras de hormigón, roca y tierra, que
sirven para represar el agua y obtener el desnivel de 120 m (la caída bruta
nominal) que impulsa la operación de las turbinas. En la parte superior de la
presa principal están situadas las tomas por donde el agua inicia su descenso
por la tubería de presión hasta la caja espiral, pre-distribuidor y distribuidor hasta
accionar y hacer girar la rueda de la turbina.
La presa de ITAIPU tiene 7.744 metros de extensión y un alto máximo de
196 metros, el equivalente a un edificio de 65 pisos. Su construcción consumió
12,3 millones de metros cúbicos de hormigón, mientras que el hierro y acero
utilizados permitirían la construcción de 380 Torres Eiffel, dimensiones que
transformaron a la central en referencia para los estudios de hormigón y de la
seguridad de represas.
5.2.7.1 Conductos forzados
Cantidad
20
peso de cada conducto
883t
Diámetro interno
10,5m
longitud desarrollada
142,2m
descarga nominal
690(m3/s)
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5.2.7.2 Tomas de agua
cantidad
tipos de compuerta
dimenciones
tipo de accionamiento
peso de cada compuerta
20
vagón
8,23X16,35 m
Servomotor Hidráulico
2420 KN
Figura 5.2.7 Represa de Itaipú
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Capítulo VI
Seguridad de Presas
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Seguridad de Presas
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Capítulo VI
Seguridad de Presas.
6.1 Introducción
Las presas y sus estructuras auxiliares y complementarias constituyen un
tipo específico de obras cuya instalación pretende producir beneficios tangibles
y mensurables a la sociedad. A la vez, presentan un cierto riesgo por las
consecuencias que resultarían de una eventual falla operativa y/o colapso de la
obra. La seguridad pública y la protección ambiental plantean exigencias cada
vez mayores en materia de la administración y la seguridad de estas
instalaciones. A fin de dar respuesta a las exigencias planteadas, se requieren
Sistemas de Gestión y Seguridad de las presas y embalses, que aseguren la
integridad y operación de las obras de acuerdo con las mejores prácticas y los
estándares internacionalmente aceptados. En este marco Gestión de Presas y
Seguridad de Presas se entienden expresiones sinónimas
Figura 6.1.1: Diferentes instrumentos de auscultación de una presa /
AUGAS DE GALICIA
6.2 Instrumentación
Se refiere al número de dispositivos a instalar en las estructuras y sus
fundaciones con el objetivo de monitorear su desempeño a través de la medición
de parámetros, cuyos resultados, analizados e interpretados correctamente,
evaluarán sus condiciones de seguridad. Dependiendo de la tipología del cierre,
tipo de presa y su altura
6.2.1 Cantidad y calidad de instrumentación
La cantidad de instrumentos para ser instalado en una presa se definen
principalmente por los siguientes aspectos básicos:
- Tipo de presa (concreto, tierra, enrocado, etc.)
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Seguridad de Presas
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- Longitud de la presa (define las secciones de instrumentación)
-Altura máxima (baja, media, alta, superalta)
-Fundación geológica
- Características de materiales del cuerpo de la presa
- Etapas de construcción .
- Diversas condiciones locales
Por lo tanto, es imposible el establecimiento de reglas predeterminadas que
definen la cantidad de instrumentos a ser instalado en una presa.
6.2.2 Selección de Tipos de Instrumentos
Para la selección de los tipos de instrumentos a instalar, se contempla una
determinación previa de compatibilidad entre la magnitud del parámetro a medir
y la precisión del instrumento a ser elegido. Por ejemplo, para desplazamientos
a medir en el orden de 1,0 a 2,0 mm o cm, no es apropiado instrumentos con
sensibilidad mayor que el desplazamiento esperado o diseñado.
6.2.3 Manual de Monitoreo
Antes del inicio del llenado del embalse, será preparado por el Proyectista
un "Manual de Supervisión y Monitoreo de las estructuras civiles“ a fin de
establecer los procedimientos básicos que deben seguirse en la supervisión de
condiciones de seguridad de la obra principal y conexas, su fundación, en las
fases de llenado del embalse y operación .
6.2.4 Instrumentación electrónica
Se refiere a los instrumentos electrónicos, que se utilizan típicamente en
instrumentación automatizada, donde los sensores deben permitir la lectura a
distancia los cuales deben haber sido probados en condiciones reales de campo
y para garantizar una vida útil de por lo menos dos décadas. Este es el tiempo
de vida de los buenos sensores de cuerda oscilante, como referencia.
6.2.5 Condiciones locales de instrumentación
Teniendo en cuenta que las presas están diseñados y construidos para
operar el durante 50 años o más de importancia relevante es la selección de
instrumentos robusta, pueden garantizar una vida de esta orden. Para este fin,
por lo tanto, incluir la instrumentación de diseño mecánico, hecho de acero
inoxidable, fibra vidrio, plástico u otros materiales duraderos para garantizar una
larga vida útil.
6.2.6 Lectura de datos
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Seguridad de Presas
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-
-
-
Las lecturas de los instrumentos de una presa deben ser realizadas por
personal especializado y entrenado para esto, ya que se obtienen datos
precisos sujetos directamente a la calidad y la precisión de los instrumentos.
Estos deben recibir formación adecuada y estar motivada a través de charlas
o cursos periódicos, además, es importante que las mediciones se realicen
siempre por el mismo personal de medidores , para mantener bajo control los
errores sistemáticos y de manera que actúan como los primeros inspectores
visuales , indicando inmediatamente a sus superiores cualquier observación
que pudiera encontrarse y advertir cualquier evidencia de comportamiento
anómalo de las estructuras .
Los datos obtenidos serán fácilmente comparados con los obtenidos
anteriormente, a fin de detectar anomalías en el comportamiento de la lectura.
Lecturas sospechas deben ser hechos de nuevo inmediatamente, para su
confirmación o modificación.
Figura 6.2.1: Control de Instrumentación en Presa Poechos, Perú
6.2.7 Frecuencia de los instrumentos de lectura
La frecuencia de la lectura de la instrumentación debe ser adecuado para
el seguimiento el comportamiento de las estructuras, las etapas de la
construcción de la presa, primero la operación de llenado de depósito , lo que
permite controlar las velocidades variación de la medida, teniendo en cuenta la
exactitud instrumentos y la importancia de estas cantidades en la evaluación del
desempeño estructura real.
Tabla 6.2.7.1: Frecuencia de los instrumentos de lectura
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Desplazamientos superficiales
El desplazamiento interno
Deformación
Presión total / efectiva
La presión de poro
Presión baja
El nivel de agua
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Inicio
Semanal
Semanal
Semanal
2º semana
2º semana
Semanal
Diaria
Operación
Mensual
Mensual
Mensual
Semanal
Semanal
2º semana
6.2.8 Presentación de Resultados
Las lecturas de los distintos instrumentos de observación de una presa , luego
de ser procesados y representados en tablas y gráficos deben consolidarse en
un informe completo de los datos , cuya frecuencia de emisión puede ser de la
siguiente manera :
-
Período constructivo: Mensual
Fase de llenado: Semanal
Primer año de funcionamiento: Trimestral
Operación: Semestral
6.2.9 Análisis e Interpretación de los resultados de la instrumentación
Un plan de instrumentación, sin un correspondiente análisis periódico y la
interpretación resultado sistemático, es inútil, o incluso perjudicial, ya que puede
causar una falsa sensación de seguridad en relación con el proyecto. Por lo
tanto, se debe realizar el análisis y la interpretación de los resultados de la
instrumentación con el objetivo de permitir la detección temprana de cualquier
posible anomalía.
El análisis de los datos obtenidos a destiempo puede no permitir detección
de anomalías o deficiencias en el comportamiento de la presa, para tomar
decisiones importantes y las acciones correctivas, que pueden poner en peligro
la seguridad de las estructuras. Los resultados de las lecturas de la
instrumentación deben ser examinados por profesionales especializados en este
tipo de servicio, y debe hacerse constar en un informe técnico "Análisis de
Comportamiento de la Estructuras”.
Este informe debe ser preparado con la misma periodicidad de frecuencia
de emisión informes de lecturas de instrumentación. Se debe analizar los
diferentes fenómenos presentes en las estructuras, con la información debida,
como: desplazamientos, tensiones, temperaturas, tensiones internas,
subpresiones, presión de poros, filtraciones, materiales sólidos de arrastre con
el agua de filtración etc., comparando siempre con los valores previsto en el
diseño y explicar las diferencias encontradas.
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Seguridad de Presas
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6.2.10 Equipos de Instrumentación en Presas
Figura 6.2.10.1: Estación Meteorológica Compacta
Figura 6.2.10.2: Medidor de Filtraciones (Canaleta Parshal)
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Figura 6.2.10.3: Piezómetro
Figura 6.2.10.4: Esquema de colocación de celdas
de presión y área de registro
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Figura 6.2.10.5: Medidor de deformaciones tridimensionales
6.3 Vigilancia.
La construcción de una presa impone un riesgo a la población, en función
de las pérdidas de vidas, daños a la propiedad y afectación al medio ambiente,
que resultarían de una descarga incontrolada del embalse.
El Riesgo (probabilidad de falla por consecuencias) es variable en función
del tiempo y de difícil cuantificación.
La Vigilancia tiene por fin minimizar y controlar el riesgo, reduciendo la
probabilidad de la ocurrencia de una falla o accidente, mediante la identificación
temprana de anomalías de comportamiento, defectos estructurales o situaciones
adversas para la seguridad de las obras.
La planificación e implementación de un sistema de Vigilancia tiene entonces
como objetivos fundamentales:



La identificación de los posibles modos de falla.
La detección a tiempo de procesos o situaciones que puedan resultar en un
accidente o falla de las obras.
El entendimiento del comportamiento de la presa y de sus componentes,
mediante el registro y análisis de parámetros claves de su comportamiento.
La Vigilancia es así una componente esencial de la seguridad de una presa,
que incluye una serie de actividades complementarias entre sí y redundantes,
como inspecciones visuales (sistemáticas y especiales), auscultación manual o
automática, el mantenimiento y calibración del instrumental, el registro y proceso
de la documentación,
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Seguridad de Presas
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Las fallas en las presas suelen estar precedidas por indicios, tales como
grietas, fisuras, movimientos del terreno, filtraciones anormales, etc. Los mismos
pueden darse con años, meses o días de anterioridad, y en ciertos casos sólo
con horas o minutos previos a un accidente o falla significativa.
En este sentido resulta primordial que el personal a cargo de la vigilancia de
la presa, sea adecuadamente capacitado en el reconocimiento de los potenciales
problemas, en los procedimientos para documentar e informar de las eventuales
deficiencias, y para tomar las acciones que correspondan en el caso de
emergencias.
Los boletines técnicos de ICOLD constituyen una valiosa referencia para la
planificación y el desarrollo de las distintas actividades de Vigilancia. Entre los
más recientes sobre la temática se mencionan: B87 (1992) “Improvement of
Existing Dam Monitoring”; B118 (2000) “Automated Dam Monitoring Systems”;
B138 (2007) “General Approach to Dam Surveillance”.
“El alcance del sistema y programa de vigilancia (inspecciones y
auscultación) se ajustará en función de las características, importancia,
complejidad y categoría de la presa”.
En ciertos casos la vigilancia podrá reducirse a inspecciones periódicas y
a ciertos controles geodésicos, sin requerirse instrumentación específica. En
presas de envergadura cuyo potencial colapso o accidente pudiera significar la
muerte de personas y/o daños a la propiedad y/o significativo impacto ambiental,
se requiere de sistemas y programas de vigilancia de la mayor rigurosidad.
6.3.1 Inspecciones Visuales
Las inspecciones visuales constituyen una parte fundamental de un
programa efectivo de vigilancia. El alcance y características de las mismas
dependen de diversos factores, abarcando las inspecciones de rutina por parte
del personal a cargo de la vigilancia, así como las realizadas con cierta
periodicidad por ingenieros especialistas y/o consultores expertos.
6.3.2 Inspecciones de rutina
Las inspecciones de rutina forman parte del control de comportamiento de
la seguridad de presas que en forma continua y rutinaria debe desarrollar la
Entidad Responsable. En presas de un mediano a elevado impacto derivado de
su eventual colapso, las inspecciones rutinarias, en general, se realizan con una
frecuencia semanal a mensual. Las mismas estarán a cargo del personal de
vigilancia de las obras, y tienen por fin detectar anomalías en las condiciones o
funcionamiento de las instalaciones y/o de los sistemas de control. La detección
de toda anomalía o deficiencia, tales como filtraciones imprevistas,
deslizamientos, desprendimientos, erosiones, desplazamientos, grietas,
obstrucciones, etc. podría resultar significativa para la seguridad de la obra.
Toda novedad o apartamiento de las condiciones normales previstas
deberá ser documentado e informado a la superioridad en forma inmediata, a fin
de su evaluación y las acciones que correspondan.
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Figura 6.3.1: Falla del estribo izquierdo de la presa, reparada con
contrafuertes de concreto
6.3.3 Inspecciones anuales o cada dos años.
Se realizan en correspondencia con las revisiones periódicas de la
seguridad de presas. Comprenden un examen detallado de las obras civiles, así
como del equipamiento electromecánico de los órganos de evacuación de
caudales y de otros componentes relacionados con la seguridad de presas
(sistemas de drenaje, por ejemplo) y los sistemas de control de la operación.
En estas inspecciones se deberán documentar todos los cambios
significativos ocurridos desde la inspección anterior.
Por el carácter y alcance de estas inspecciones, las mismas deberán
realizarse con la participación de un ingeniero civil, o de un equipo de
profesionales, especializados de la ingeniería de presas, acorde a la complejidad
y envergadura de la obra
6.3.4 Inspecciones Especiales
Además de las inspecciones planificadas, las presas deben
inspeccionarse con posterioridad a eventos extremos, tales como crecidas
significativas, sismos, tormentas severas, lluvias torrenciales u otros.
Trabajos de construcción, voladuras, u otros eventos inusuales, también
pueden ser motivo de inspecciones especiales.
El fin de estas inspecciones es el relevamiento del estado y
funcionamiento de las obras, luego de un evento adverso para la seguridad,
documentando eventuales daños para su corrección o bien determinar la
necesidad de una revisión especial de ingeniería.
6.4 Análisis de riesgo
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La Seguridad de Presas se basa en la aplicación de normas y estándares,
en procedimientos de análisis determinísticos y semi probabilísticos, y en
factores de seguridad adoptados en base a la experiencia y el criterio.
Los procedimientos han sido desarrollados a lo largo de muchos años,
inicialmente para el proyecto de nuevas presas, y en las últimas décadas para la
evaluación de la seguridad de las presas existentes.
Esta práctica tradicional de la seguridad ha sido exitosa en el proyecto,
construcción y operación de grandes presas, y es totalmente vigente en la
actualidad.
Peligro
Muy Alto
Peligro
Alto
Peligro
Medio
Peligro
Bajo
Riesgo Alto
Riesgo Alto
Riesgo Muy
Alto
Riesgo Muy
Alto
Riesgo Muy
Alto
Riesgo Medio
Riesgo Medio
Riesgo Alto
Riesgo Bajo
Riesgo Medio
Riesgo Medio
Riesgo Alto
Riesgo Bajo
Riesgo Bajo
Riesgo Medio
Riesgo Alto
Vulnerabilidad Vulnerabilidad Vulnerabilidad Vulnerabilidad
Baja
Media
Alta
Muy Alta
Tabla 6.4.1: Matriz de Peligro y Vulnerabilidad, INDECI
La misma se encuentra ampliamente documentada por numerosas
publicaciones, normas específicas, lineamientos en seguridad de presas y por
los boletines técnicos de la Comisión Internacional de Grandes Presas (ICOLD).
Desde poco más de una década toma fuerza una nueva tendencia,
complementaria de la práctica tradicional, que sigue ejemplos de aplicación en
otras industrias y actividades peligrosas (nuclear, aeronáutica, petroquímica),
con base en el análisis del riesgo y teoría de confiabilidad.
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Figura 6.4.1: Programa de Seguridad de Presas, Seguridad Hídrica en el
Corredor Seco de Honduras, 2018
La nueva metodología denominada “Análisis y Evaluación del Riesgo”
comienza a ser de aplicación en varios países desarrollados. Algunos ejemplos
son lo previsto por las Guías en Seguridad de Presas de Australia y Nueva
Zelanda (SA/SNZ, 1999) y las de Canadá (CSA, 1991,1993 y 1997), y la práctica
reciente de instituciones como el Bureau of Reclamation, el Corps of Engineers
y la FERC de Estados Unidos.
Se define como “Riesgo” la resultante de la “probabilidad de falla” de la
presa por las “consecuencias” de dicha falla.
Estimar la probabilidad de falla requiere de un análisis sistémico, donde
se tengan en cuenta las distintas amenazas que podrían dar lugar al colapso de
la obra, los distintos modos de falla asociados a estas amenazas, y los procesos
correspondientes a cada caso.
Las consecuencias se evalúan en términos del número esperado de
pérdidas de vidas, daños económicos e impacto ambiental.
Los riesgos asociados a la presa se comparan con valores aceptables, a
fin de certificar que los mismos se encuentran adecuadamente controlados o en
su defecto tomar las acciones para reducir los mismos.
El análisis del riesgo puede realizarse en forma cualitativa y/o cuantitativa.
El boletín técnico N.º 130 de ICOLD “Risk Assessment In Dam Safety
Management” (2005) trata específicamente sobre esta nueva metodología. Este
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documento introduce conceptos y métodos para el análisis y la evaluación del
riesgo, en conjunto con sus beneficios y limitaciones.
Figura 6.4.2: Modos de Fallo del Sistema Presa-Embalse, “Risk
Assessment In Dam Safety Management”
El procedimiento presenta aspectos conceptuales valiosos y a la vez
propone un camino para tratar la problemática que presenta la gran cantidad de
presas existentes y su envejecimiento progresivo.
El establecimiento de portafolios de presas de acuerdo al riesgo permitiría
orientar las inversiones en seguridad, priorizando los casos de mayor gravedad.
La aplicación de esta metodología requiere de un conocimiento detallado
y entendimiento profundo del proyecto y de los principios utilizados en evaluar el
comportamiento presente y futuro de las obras. En presas existentes, requiere
de un cuidadoso examen del proyecto, de las características de los materiales,
de causas de anomalías o deterioros, de los modos posibles de falla y de las
consecuencias asociadas a cada caso.
El análisis cuantitativo del riesgo presenta aún ciertas dificultades y
limitaciones, particularmente en la estimación de la probabilidad de falla,
especialmente en ciertos procesos de índole geotécnica como la erosión interna.
No obstante, lo mismo el “Análisis y Evaluación del Riesgo” es una técnica
valiosa, complementaria de la práctica tradicional, para un mejoramiento de la
gestión de la gestión de la seguridad de presas.
El Análisis y Evaluación del Riesgo permiten cuantificar el grado de
conservadurismo aplicado en el criterio ingenieril, e identificar las fuentes claves
de las incertidumbres que pueden influenciar en la toma de decisiones en materia
de seguridad.
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Irrigación y Drenaje
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Capítulo VII
Irrigación y Drenaje
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Irrigación y Drenaje
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Capítulo VII
Irrigación y Drenaje
7.1 Demandas de agua y necesidad en agua de riego.
7.1.1 Cantidad de agua requerida por los cultivos:
Depende de las necesidades básicas:
1) Cultivo (uso consuntivo de la planta)
2) Clima (lluvia, humedad, calor, etc)
3) Suelo (características físicas y químicas)
Estos aspectos representan las necesidades básicas, porque establecen
entre sí las relaciones fundamentales en lo que respecta al uso propiamente
dicho del agua por las plantas.
Cada cultivo tiene sus características particulares. La demanda de agua
es variable con el cultivo, con el ciclo vegetativo de la planta y el tiempo, y el
espacio o cobertura que hace arealmente la planta.
El clima fija la demanda transportativa de agua y maneja la necesidad de
agua de las plantas por medio de la lluvia, la humedad y el calor.
El suelo de acuerdo a sus características físicas y químicas, retendrá el
agua con mayor o menor cantidad y rapidez. En días ventosos, la planta se
siente exigida a transpirar más, en consecuencia se da el marchitamiento
transitorio, período en el cuál la planta no crece. A veces se protege del viento
a los cultivos con cortinas de árboles.
A las necesidades básicas se le agregan las pérdidas que significa llevar
el agua para riego de las plantas, y estas pérdidas están asociadas a:
4) El sistema o método de riego
5) La competencia del regante
6) El sistema ó método de conducción y/ó distribución.
Estos últimos son conceptos que incrementan las necesidades básicas.
Son elementos que hacen perder agua por deficiencia en el uso.
7.1.2 Aportes naturales
El balance hídrico implica encontrar la cantidad o volumen de agua
mensual requerido por los cultivos bajo riego. En zonas húmedas sobre el total
de agua que necesita la planta, un porcentaje es aportado por la precipitación y
en ese caso la cantidad de agua a regar disminuye. En un caso se hace riego
complementario, una parte de lo que necesita el cultivo. En zonas secas el aporte
es prácticamente total y el riego es de base. El problema reside en calcular la
precipitación mensual que estadísticamente será usada como aporte natural.
7.1.3 Economía del agua: Pérdidas
El sistema ó método de riego tiene pérdidas, asociadas a la cantidad de
agua que se pierde en profundidad por percolación o por escurrimiento al final
de la superficie donde se efectúa el riego.
Competencia del regante: El agua entregada demás se pierde por
percolación o por escurrimiento.
Depende de la preparación que tienen los regantes para distribuir el agua en
toda la superficie de riego.
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Este detalle se maximiza en riego superficial por melgas o surcos, donde el
agricultor opera el sistema y las cantidades de surcos o melgas a regar. Al no
estar controlando el tiempo de riego y derivar agua a otro sector, agua que entra
permanentemente como caudal, al no verificar si llega hasta el final del surco o
sobrepasa a este, o bien por qué no se encuentra en el momento de riego,
implica derroche de agua o pérdidas y a veces las mayores, que disminuyen la
eficiencia del sistema de riego.
Sistemas de conducción y distribución: Se puede regar en canales a cielo
abierto, revestidos o no, conducción por tuberías a baja y alta presión, etc. Cada
uno de los métodos implican pérdidas por infiltración y evaporación que deben
ser contempladas.
7.1.4 Necesidad de agua para riego
Para hacer un balance hídrico de la necesidad de agua por riego para un
cultivo se tiene ETR (mm) y Pe (mm). La diferencia constituye la cantidad a regar.
N = ETR - Pe = Necesidad o cantidad a regar
En riego debe analizarse qué valores de precipitación total deben ser
utilizados para descontar al consumo total de la planta y averiguar el consumo
por riego N. Comúnmente se debe hacer un análisis estadístico que refleje un
año seco para el diseño del sistema de riego, que no sea el mas crítico ya que
sería un sistema muy costoso. En riego se toman años secos que oscilan en
tiempos de recurrencia de 10 a 15 años, o bien se define un año típico seco como
el aportante natural para descontar al consumo de la planta. El análisis se puede
realizar trabajando con los valores anuales y a través de una distribución
estadística encontrar aquel año que tenga el tiempo de recurrencia citado y
utilizarlo para el cálculo de la necesidad de riego, o bien hacer un análisis similar
pero con series mensuales y encontrar dicho valor mes a mes, obteniendo un
año de aporte con dicho valores.
El cálculo no solo debe contemplar las pérdidas y cuantificar el excedente
que debe agregarse para que efectivamente el cultivo reciba la cantidad extra
entregada por riego, sino que debe contemplarse en un proyecto de riego la
distribución de los cultivos que se harán en toda la superficie, hasta definir que
serán tales o cuales cultivos, con indicación de las superficies o porcentajes de
participación de cada uno de ellos en el total, de modo que se pueda cuantificar
un valor ponderado de requerimiento de agua para riego, que contemple las
necesidades de cada cultivo y su incidencia en el total, para finalmente tener la
necesidad global del sistema a regar.
7.1.5 Dosis de agua
La capacidad de agua útil del suelo (Cu) es el volumen de agua útil (AU)
contenida en un determinado espesor de suelo:
Cu = AU * S * D * As (m3)
Donde: S = Área del suelo considerando (m2)
D = Profundidad radicular (m)
AU = (CC – MP) Porcentaje de humedad en peso de suelo seco.
As = Densidad aparente del suelo.
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7.1.6 Lámina de agua
Es una manera práctica de medir el contenido en agua del suelo y los volúmenes
de agua que se manejan en riego.
Figura 7.1.6.1 Conformación del suelo
El porcentaje del contenido de humedad del suelo, en volumen, se
expresa:
Hv = Volumen de agua / Volumen total = (d * 1 / D *1) * 100 d = Hv * D / 100
Hv = Hp * As d = Hp/100 * As * D (mm o cm) = Lámina de agua
Expresa el contenido de agua por unidad de superficie. Se expresa en mm o cm
de espesor de una lámina de agua. Define la dosis teórica que expresa el
volumen a reponer en el suelo cuando éste ha llegado al estado de MP, para
llevarlo a CC.
Como se había visto, no es conveniente que el contenido de humedad del
suelo alcance la MP.
Por lo que se repone el agua en un estado de humedad mayor, expresada
por una fracción del contenido total de AU que se denomina AFU, agua
fácilmente utilizable.
AFU = 0,5 a 0,75 de AU.
dn = AFU / 100 * As * D = (0,5 a 0,75) * ((CC – MP) / 100) * As * D
Define la dosis neta o lámina de reposición neta que es la que se incorpora
en cada riego para llevar el suelo a CC, antes de alcanzar la MP.
7.1.7 Turnado de riego
También se puede calcular el tiempo que dura la incorporación de la dosis
en el suelo y por lo tanto el tiempo al cabo del cual hay que efectuar nuevamente
el riego, que se denomina turnado de riego. Es el tiempo al cabo del cual se debe
reponer la dosis en el suelo, porque el cultivo ha consumido día a día dicho
almacenamiento útil.
TR (días) = dn / Etd = Días del mes * dn / N = dn / q.
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Con el ejemplo de la alfalfa es: TR = 40 mm / 4 mm/día = 10 días
En 10 días se consume la dosis y debe ser repuesta con un nuevo riego.
Esa misma relación puede plantearse considerando el consumo de la
planta, para cerrar el círculo de oferta de agua, almacenamiento en el suelo y
consumo de la planta.
TR = dn / Etd = dn / q, siendo q una forma de medir el consumo de agua del
cultivo.
dn = TR * q
Si se multiplica a ambos términos por la superficie (S) y se incorpora la
eficiencia queda:
TR * q * S = dn/Ef * S = db * S, Si Q = q * S
TR * Q = db * S, con Q = Caudal de aplicación
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7.2 Los diferentes métodos de riego.
7.2.1 Métodos de Riego en la Parcela
Los métodos de riego son determinadas técnicas para infiltrar el agua a
través de la superficie del suelo, con la finalidad de satisfacer las necesidades
hídricas de los cultivos, en zonas con déficit.
Los métodos están condicionados por:
1. Los suelos, a través de la permeabilidad. Define la elección de un método.
2. Relieve y pendiente.
3. Cultivos. Algunos de ellos necesitan estar sumergidos en el agua como el
arroz. Otras plantas necesitan que el tronco no se moje, lo que lleva a adoptar el
método de riego por surcos (vid).
4. Recursos hídricos: algunos métodos son muy exigentes en cuanto a la
cantidad de agua necesaria.
5. Mano de obra.
6. Eficiencia: también juega un papel muy importante, estando íntimamente
ligada a la disponibilidad del recurso hídrico (a menor disponibilidad, mayor
eficiencia).
7. Economía: es un gran condicionante de todo proyecto de riego.
Clasificación:
-Superficiales
- Subterráneos
-Aspersión y localizado.
7.2.1.1 Métodos superficiales
a) Surco.
b) Inundación o melgas.
c) Corrimiento (desbordamiento).
Hidráulica del riego por superficie: En el riego por superficie, el agua
escurre a través de pequeños cauces (surcos) o en delgadas láminas que cubren
íntegramente el terreno (melgas).
Hidráulicamente, los surcos y las melgas funcionan de la misma manera
que los canales, la diferencia fundamental radica en que mientras en éstos se
intenta conducir el máximo caudal posible a distancias considerables con la
mínima pérdida por infiltración, en los surcos o melgas, precisamente lo que se
intenta es hacer que en cortos recorridos se infiltre el agua que se conduce.
En los canales, despreciando las pérdidas por infiltración, el caudal se
mantiene constante en toda su longitud, mientras que en los surcos o melgas el
caudal es variable, decreciente, a medida que aumenta la distancia. Ello plantea
especiales y complejos problemas que dificultan en parte la aplicación de los
conceptos de mecánica de los fluidos, debiendo recurrirse incluso para el diseño
a ensayos en el terreno.
Dado el gran número de variables que intervienen en la hidráulica del riego
por superficie, se presenta una enumeración de las mismas:
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1. Caudal aplicado.
2. Velocidad de avance del agua sobre el terreno.
3. Longitud de la parcela
4. Tirante de agua
5. Velocidad de infiltración.
6. Pendiente del terreno.
7. Aspereza del terreno.
8. Peligro de erosión.
9. Forma del surco o de la melga.
10. Lámina de agua a aplicar.
Eficiencia del riego por superficie: En los métodos de riego por
superficie, además del tiempo de riego tr debe tenerse en cuenta el tiempo de
mojado tm, tiempo de escurrimiento del agua a través del surco desde la
cabecera hasta el pie de la parcela. Dicho tm incide desfavorablemente, ya que,
si se calcula la duración del riego para la cabecera, ocurrirá un insuficiente
humedecimiento en el pie:
Figura 7.2 Tiempo de Riego Tm y Tiempo Mojado Tr
Lo lógico es tener en la cabecera una duración total del riego igual a tr +
tm, a fin de que la humedad en el pie cubra completamente la profundidad
radicular. En tal caso en la cabecera se producirán pérdidas por percolación
profunda, cuya proporción depende del tiempo de mojado: o sea cuanto menor
es tm en relación a tr, menores serán las pérdidas.
Dado que la velocidad de infiltración disminuye a medida que aumenta el
tiempo, las diferencias entre la profundidad de suelo humedecido en cabeza y
pie de la parcela no es directamente proporcional al tiempo. Ello ha permitido
establecer una regla aceptada por la técnica del riego donde el tiempo de mojado
en riego por superficie debe ser la cuarta parte del tiempo de riego: tm = tr/4.
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7.2.1.1.a Riego por surco: En este método la profundidad radicular D del suelo
se humedece mediante la infiltración del agua a través del perímetro mojado de
pequeños cauces que reciben el nombre de surcos.
Dado que los surcos están espaciados, el agua cubre parcialmente el
terreno entre surco y surco, y se humedecen por efecto del avance de humedad
en profundidad y lateralmente.
La forma de penetración del agua y las dimensiones de la sección
humedecida, dependen de la textura del suelo, de su variación en el perfil y del
tiempo de aplicación del agua. La sección humedecida al regar por surcos en
suelos de diferentes texturas, ha sido esquematizada así:
Figura 7.2 Bulbos de penetración según el tipo de suelo del surco
La profundidad radical se logra humedecer completamente al cruzarse las
figuras que representen el avance lateral de la humedad de dos surcos
contiguos.
Factores que favorecen la instalación del método: El riego por surco se adapta
especialmente a los cultivos en línea dado que dicha disposición permite
humedecer el volumen de suelo explorado por raíces, y acercar o retirar la
humedad conforme al comportamiento y las exigencias del cultivo.
Se presta el riego por surcos a todos los tipos de suelos, con buena
velocidad de infiltración y baja erodabilidad. Los suelos que mejor se adaptan
son los francos y francos-arcillosos, los terrenos excesivamente ligeros no por
las pérdidas en cabecera y tampoco los excesivamente arcillosos por las
pérdidas por escorrentía.
Los costos de instalación y de operación del riego por surco no son
elevados, ya que puede empleárselo con escasos trabajos de preparación para
la implantación de cultivos.
Inconvenientes
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Salinidad: No es conveniente regar por surcos en terrenos salinos o con
agua con sales. La razón de esto es que al subir el agua por capilaridad,
ascienden también las sales, produciéndose una mayor concentración de sal en
“los lomos”.
Formas y dimensiones de los surcos
La forma de los surcos depende del implemento empleado para su
construcción; puede ser de forma parabólica, triangular o rectangular. El tamaño
del surco depende comúnmente del cultivo y de las labores culturales. Oscilan
entre 10 y 40 cm. de ancho entre 5 y 20 cm. de profundidad. En general, los
surcos son de menor tamaño cuando el cultivo es joven y va aumentando a
medida que avanza el ciclo vegetativo del mismo.
Espaciamiento
El espaciamiento de los surcos, o sea la distancia entre surco y surco,
depende de la naturaleza física del suelo y de la profundidad del suelo que se
intenta mojar.
Tabla 7.2.t.1 Espaciamiento según suelo
Pendiente y dirección de los surcos
Los surcos se construyen sin pendiente alguna (nivelados “a cero”) y con
pendiente (0,2 – 6%).
En el primer caso no se produce escurrimiento de agua al pie, mientras
que en el segundo sí. En los terrenos con pendiente la recesión de la lámina de
agua sobre el terreno al “cortar el agua” en la cabecera debe ser tenida en
cuenta, en el tiempo de riego.
La curva de recesión muestra como en función del tiempo va
desapareciendo la lámina de agua desde la cabecera hacia el pie de la parcela.
Dicha curva es opuesta a la curva de avance, y en consecuencia tiende a
compensar la desigualdad entre la lámina de agua infiltrada en la cabeza y en el
pie de la parcela.
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Figura 7.2 Curva de humedad a medida del alejamiento de la cabecera
Caudal
Al igual que en los canales, el caudal que puede conducir un surco depende de
la sección de escurrimiento y de sus condiciones hidráulicas. El caudal que
resulta al aplicar está limitado por: a) en los suelos sin pendiente, por la sección
de escurrimiento que ofrece el surco; b) en los suelos con pendiente, por la
fuerza erosiva del agua.
Criddle ha dado una ecuación para calcular el caudal máximo no erosivo, qe, en
l/s, en función de la pendiente I %: qe = 0,63 / I
Longitud de los surcos
Para reducir las pérdidas de agua por percolación profunda, existen dos
posibilidades:
1) Aumentar del caudal aplicado;
2) reducir la longitud de los surcos. El caudal que puede aplicarse a un surco
está limitado por el caudal máximo no erosivo, de modo que debe acortarse la
longitud de los surcos para reducir las pérdidas.
Los agricultores comúnmente se resisten a reducir la longitud de los
surcos ya que ello obliga a:
a) fraccionamiento de la propiedad.
b) aumento de la longitud de acequias y del número de obras de arte.
c) mayores dificultades en las labores mecanizadas.
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Tabla 7.2.t.2 Longitud y caudales máximos recomendables en surcos de
riego según la pendiente y la textura del suelo.
7.2.1.1.b Riego por inundación
En el riego por inundación el suelo se humedece al tiempo que el agua
cubre con una delgada lámina la superficie. Dicha inundación puede ser natural,
cuando se aprovecha la elevación de nivel de los ríos, caso de los deltas del río
Nilo y Paraná; o puede ser artificial, en cuyo caso el hombre sistematiza los
terrenos, conduce el agua y los inunda.
A su vez la inundación puede ser continua, en el caso especial de cultivos
como el arroz, que requiere esas condiciones; o puede ser intermitente como
ocurre en los demás cultivos, que se riega periódicamente o a intervalos, para
reponer la humedad del suelo.
Dado que le arroz y los cultivos forrajeros representan la mayor parte del
área cultivada e irrigada del mundo, la inundación es el método de riego más
empleado.
Riego por melgas
Condiciones que favorecen la instalación del método: Se emplea el riego
por melgas en cultivos de una gran densidad de siembra, en los cereales y
forrajeras sembradas “al voleo”. Los terrenos deben ser llanos y se presta el
método para todos los tipos de suelos, siempre que tenga buena velocidad de
infiltración y baja erodabilidad.
Dado que el caudal necesario para una misma longitud de melga es
función del ancho de la faja o espaciamiento de los bordes, y teniendo en cuenta
que, un reducido espaciamiento fraccionaría demasiado el área irrigada, se
requiere para este sistema caudales grandes.
Pendiente
A fin de mantener una lámina uniforme en altura en todo el ancho de la
melga, ésta debe estar completamente a nivel en el sentido transversal. En el
sentido longitudinal, en la dirección del riego se presentan tres casos:
a) 0% de pendiente, sin desagües al pie y sin efecto de recesión de la lámina.
b) Leve pendiente, entre 0.1 y 0.5%, con desagües al pie e importante efecto de
recesión de la lámina.
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c) Pendiente fuerte, entre 0.5 y 1% con desagües al pie y limitado efecto de
recesión de la lámina.
Dado que el efecto erosivo es función de la pendiente, los valores óptimos
en riego por melgas no superan 0.1 a 0.2 %. La melga no debe tener pendiente
transversal, ello implica que el agua baje frontalmente. Como esto es difícil a
veces se trabaja en forma escalonada.
Figura 7.2.c Escalonamiento en melgas
Se toma como máximo un desnivel de 2,5 cm. Los bordos normalmente
tienen una altura de 20
cm y un ancho variable (50 cm a 2 cm), dependiendo del cultivo que se siembre,
pues si pasan equipos por encima debe ser anchos.
Caudal
El caudal máximo no erosivo se determina experimentalmente,
ensayando diferentes caudales, o aplicando ecuaciones empíricas como la de
Criddle, que expresa:
Q = 5,57 * S^-0,75, con S como pendiente en %, y Q en l/s que representa el
caudal máximo que puede ser aplicando por cada metro de ancho de melga.
Longitud de las melgas
Diversas determinaciones experimentales han sido volcadas en tablas
que permiten seleccionar la longitud de la melga en función de la textura del
terreno, pendiente y caudal:
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Tabla 7.2.t.3 Longitud de la melga en función de la textura del terreno,
pendiente y caudal
Figura 7.2.a
7.3 El drenaje agrícola.
7.3.1 Concepto
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El drenaje agrícola es un conjunto de medidas para evacuar los excesos
de aguas libres, superficiales o subterráneas, en un área de terreno determinada.
Los suelos pueden tener alta humedad por causas naturales como:
exceso de lluvias, inundaciones, poca permeabilidad de las capas del subsuelo,
obstáculos para las escorrentías, entre otros factores.
Desde tiempos remotos el hombre aprendió a construir canales, zanjas,
desagües, diques y otras obras para preservar sus suelos agrícolas o para
recuperarlos. Estas obras eran similares para los fines de riego como para el
drenaje, y pueden ser superficiales o subterráneas, abiertas o cerradas. Para
extraer y conducir el agua hasta terrenos más bajos o cauces se aprovecha la
fuerza de la gravedad o se emplean bombas u otros dispositivos.
El drenaje de los suelos se efectúa con los siguientes objetivos:
1- Evitar el estrés en las plantas por el exceso de humedad.
2- Combatir las enfermedades en los cultivos que se favorecen en
ambientes húmedos.
3- Mantener un régimen de humedad en el suelo favorable para la vida y
crecimiento de las plantas.
4- Recuperar terrenos que pueden destinarse a los cultivos, la ganadería
u otros usos.
5- Proteger los terrenos agrícolas contra las escorrentías producidas por
las lluvias u otras causas.
6- Eliminar el exceso de salinidad en el suelo.
7.3.2 Tipos
-
Drenaje de contención. Se emplea para evitar que el agua procedente
de tierras más altas alcance zonas más bajas, por lo cual también se
denomina drenaje de interceptación. Consiste en diques o drenajes
subterráneos que atraviesan las pendientes, para interceptar el agua y
desviarla hacia conductos naturales o artificiales antes de que alcance las
tierras bajas.
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Figura 7.3.2.1 Corte esquemática Drenaje de un Muro de Contención
-
Drenaje abierto. También se le denomina drenaje superficial. Es un
sistema de drenaje que se realiza por conductos abiertos en el terreno
(zanjas, canales, etc.). La principal desventaja de estos conductos es que
frecuentemente se atascan con sedimentos, vegetación, grietas o
derrumbes.
Figura 7.3.2.2 Sistema de Drenaje Abierto
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-
Drenaje soterrado. También se le denomina drenaje subterráneo o
drenaje subsuperficial. El método más utilizado es la colocación de tubos
en los cuales el exceso de agua en la tierra se filtra en ellos a través de
agujeros que se perforan expresamente para este fin. También se usan
elementos filtrantes enterrados en el suelo como grava, piedras y otros.
También se usan elementos filtrantes enterrados en el suelo como grava,
piedras y otros. En cualquiera de estos sistemas con el tiempo se
producen obstrucciones que es necesario eliminar con trabajos
adicionales complicados y caros.
Figura 7.3.2.2 Sistema de Drenaje Subterráneo
7.3.3 Disposición
Red interna
Llamada también red parcelaria o red de campo. Son los elementos
del sistema de drenaje superficial que recogen directamente las aguas interiores
del campo sembrado (drenaje parcelario). Está compuesta por:
-
-
Surcos. Pueden ser los surcos naturales que requiere la agrotecnia del
cultivo o los llamados surcos de drenaje en el caso de terrenos
conformados para la siembra en canteros o bancales.
Cunetas. Son zanjas de sección triangular que se construyen junto al
camino o guardarraya que divide un campo típico de otro.
Canal lateral o cabecera de campo. Se ubican en el lado aguas abajo
del campo y tienen la categoría de un canal terciario.
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Red externa
Llamada también red sistemática. Son los elementos que reciben los
escurrimientos superficiales de los campos, a través de los canales laterales o
terciarios. Está compuesta por:
-
-
-
Canales colectores. Según su categoría pueden ser colectores
secundarios o colectores primarios, en dependencia de los elementos de
donde reciben las aguas drenadas.
Canal magistral. También llamado desagüe final o colector principal. Es
el canal encargado de conducir fuera del área agrícola las aguas
recolectadas.
Receptor. Es el elemento final del sistema de drenaje, hacia donde van
todas las aguas que captó la red y recibe estas directamente del colector
magistral. Generalmente es un arroyo, río, lago, o un sistema de pozos de
recarga al manto freático, pero también puede ser el mar.
7.3.4 Diseño
Porosidad
La porosidad del suelo viene representada por el porcentaje de
huecos existentes en el mismo frente al volumen total.
La porosidad depende de la textura, estructura y de la actividad
biológica del suelo. Cuanto más gruesos son los elementos de la textura mayores
son los huecos entre ellos, salvo si las partículas más finas se colocan dentro de
esos huecos o sí los cementos coloidales los obturan. La materia orgánica
contribuye a aumentar sensiblemente la porosidad. Son por tanto los suelos
coloidales los que tienen la mayor porosidad.
En el suelo se distinguen de forma tradicional pero empírica y a
menudo arbitraria una macro porosidad y micro porosidad.

La macro porosidad, o porosidad no capilar, está formada por huecos
grandes, que están ocupados frecuentemente por aire. A menudo se
presentan en forma de grietas que separan los agregados e incluso
penetran en los mismos.
Su importancia depende sobre todo de la estructura del suelo, de su grado
de fisuración y parcialmente de la textura. Es más elevada en suelos
arenosos.

La micro porosidad depende también de la estructura pero sobre todo de
la textura y de la actividad biológica. Es muy grande en los suelos ricos
en elementos finos y en los dotados de una micro fauna numerosa y
activa.
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Dinámica del agua
El agua se desplaza por el suelo con una serie de movimientos que,
en líneas generales, podemos considerarlos como descendentes y ascendentes.
Para los primeros utiliza los poros de mayor tamaño, en general superiores a 8
mm y con preferencia los que superan los 30 mm. Los movimientos ascendentes
se realizan por capilaridad y el tamaño necesario está por debajo del mínimo
para los descendentes. Por esta razón el nivel de humedad del suelo varía de
unos puntos a otros y su distribución espacial es lo que se conoce como "perfil
hídrico", cuya forma se va modificando continuamente si bien existen algunos
modelos relacionados con las diferentes estaciones del año.
Perfil del Suelo
Es la sección vertical o corte que va desde la superficie hasta la roca
madre por lo general, y que revela la disposición y características morfológicas
de las capas u horizontes que componen el suelo.
Densidad real
Se designa de esta forma a la densidad de la fase sólida. Es un valor
muy permanente pues la mayor parte de los minerales arcillosos presentan una
densidad que está alrededor de 2.65 gramos por centímetro cúbico. Muy
semejante es la de los minerales más abundantes en las arenas, como cuarzo,
feldespatos, etc. Los carbonatos presentan una densidad algo menor así como
la materia orgánica, que puede llegar a valores de 0.1; por lo que en horizontes
muy orgánicos o carbonatados habría que reconsiderar el valor anterior,
fundamentalmente en los primeros en los que puede calcularse aplicando los
valores citados a los contenidos relativos de fracción mineral y orgánica.
Densidad aparente
Refleja la masa de una unidad de volumen de suelo seco y no
perturbado, para que incluya tanto a la fase sólida como a la gaseosa englobada
en ella. Para establecerla debemos tomar un volumen suficiente para que la
heterogeneidad del suelo quede suficientemente representada y su efecto
atenuado. Es muy variable según el suelo, incluso en cada uno de los horizontes
porque depende del volumen de los poros. Si el suelo es compacto, la densidad
sube. Su valor en los horizontes A suele estar comprendido entre 1 y 1.25,
mientras que en los horizontes B puede alcanzar hasta 1.5 o más alto. Su valor
nos permite establecer equivalencias entre las relaciones masa/masa, que son
la forma habitual de medir los parámetros del suelo, y las masa/superficie que
son las utilizadas en la aplicación de aditivos al mismo para corregir sus
deficiencias.
Tabla 3.3.4 Densidad aparente de suelos
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Drenaje de un suelo
Se denomina drenaje al mayor o menor rapidez o facilidad para
evacuar el agua por escurrimiento superficial y por infiltración profunda.
Drenaje es bueno o malo
Para saber si el drenaje es bueno o malo es necesario diferenciar:
Si tras una lluvia o riego copioso se forman charcos en el suelo que
permanecen varios días, es síntoma de mal drenaje.
O haz esta prueba: cava un hoyo de unos 60 cm de diámetro y 60 cm
de profundidad y llénalo de agua. Si queda un poco de agua en el fondo después
de algunos días, es que el drenaje es deficiente.
Los técnicos, viendo los horizontes del suelo, también lo saben. Se
abre un agujero o perfil y si a unos 50 cm. de profundidad o más, la tierra tiene
un color gris, verde o gris con manchas rojas, es señal de que esa zona del suelo
permanece saturada de agua parte del año.
Riesgo del problema de drenaje

Si el suelo es arcilloso, más riesgo que si es arenoso.

En áreas planas o cóncavas del terreno.

Al pie de pendientes, que es donde llega toda el agua de escorrentía.
Un jardín cerrado por paredes o que carezca de una salida natural
del agua por superficie puede acumular más agua de lo conveniente.
Cómo se mejora el drenaje
Si el drenaje es realmente malo lo mejor será instalar una red de
tuberías de drenaje.
Criterios de drenaje
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Tenemos la velocidad de descenso de la napa freática, después de
un riego. También tener en cuenta la salinidad del suelo y la profundidad óptima
de la tabla del agua.
Consecuencia del mal drenaje
Usualmente, se considera que el principal efecto del mal drenaje es
el daño a la productividad agrícola. No obstante, existen otras consecuencias,
directas o indirectas donde se muestran los efectos del mal drenaje por
acumulación superficial y en el interior del suelo, respectivamente.
Tabla 3.3.4 Consecuencias del mal drenaje
Permeabilidad
Representa la facilidad de circulación del agua en el suelo. Es un
parámetro muy importante que influirá en la velocidad de edafización y en la
actividad biológica que puede soportar un suelo. Está condicionada
fundamentalmente por la textura y la estructura.
La permeabilidad es una definición cualitativa y se refiere al estado o
condición del medio poroso en relación con la facilidad para conducir o transmitir
un fluido.
Tabla 3.3.4 Permeabilidad
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Disponibilidad del agua en el suelo
La cantidad de agua disponible en el suelo a ser utilizada por las plantas, está
comprendida entre el rango de humedad a capacidad de campo y el punto de
marchites permanente. Si se mantiene el contenido de humedad del suelo a un
nivel mayor que la capacidad de campo, existe el peligro que la falta de aire en
el suelo sea un factor limitante para el normal desarrollo de planta.
Capacidad de campo
La capacidad de campo se define como la máxima capacidad de retención de
agua de un suelo sin problema de drenaje.
Punto de marchites permanente. Es el punto en el cual la vegetación manifiesta
síntomas de marchitamiento, caída de hojas, escaso desarrollo o fructificación,
debido a un flujo retardado del agua en el suelo.
Profundidad de raíces
Todo cultivo tiene un determinado patrón de distribución de raíces, el
mismo que varía según la edad, las condiciones de humedad o las que han sido
sometidas durante su periodo vegetativo, la naturaleza física del suelo y las
características intrínsecas del perfil del suelo.
Drenaje de tierras agrícolas
El diseño de un sistema de drenaje involucra decisiones en varios
elementos interdependientes como:
a) Tipo de sistema de drenaje (superficial o subterráneo).
b) Topografía, si es que se elige el sistema de drenaje superficial.
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c) Tipo de drenaje de campo, es decir zanjas, tuberías o pozos, si es que se
elige el sistema de drenaje subterráneo.
d) Trazo de sistema
e) Capacidad y la profundidad de los drenes.
Las decisiones que se tomen deben ser basadas en ciertos criterios,
si se desea un sistema óptimo. Sin embargo, debido a la falta de conocimientos,
principalmente causada por la gran variedad y complejidad de los factores
naturales involucrados es casi imposible para la ingeniería desarrollar criterios
específicos.
Curvas isobatas
Las isobatas representan líneas de igual elevación de la tabla de agua
subterránea con respecto al nivel del mar.
Elaboración
En cada punto de observación se anota el valor de la cota del nivel freático,
referido al nivel del mar. Con estos datos se traza las curvas de igual nivel a
equidistancias que pueden variar de 0.25, 0.50 a 1 metro.
Estratigrafía
a) Capa permeable
Se dice que una capa es permeable, cuando sus propiedades
transmisoras de agua son favorables, o al menos favorable en comparación con
los estratos superiores o inferiores. En una capa de este tipo, la resistencia al
flujo vertical es pequeña y puede ser generalmente despreciada, de forma que
únicamente deben tenerse en cuenta las pérdidas de energía causadas por el
flujo horizontal.
b) Capa semipermeable
Una capa se considera semipermeable, si sus propiedades
transmisoras de agua son relativamente desfavorables. El flujo horizontal a lo
largo de una distancia significativa es despreciable, pero el flujo vertical no puede
despreciarse ya que la resistencia hidráulica del flujo es pequeña, debido al
espesor relativamente pequeño de las capas. Por consiguiente, el flujo de agua
en las capas semipermeables se considera esencialmente vertical.
c) Capa impermeable
Una capa se considera impermeable, si sus propiedades
transmisoras de agua son tan desfavorables que solamente fluye a través de ella
sea vertical u horizontal, cantidades de agua despreciables. Capas
completamente impermeables son poco frecuentes cerca de la superficie del
suelo, pero son comunes a mayores profundidades donde han tenido lugar la
compactación, cementación y otros procesos de consolidación.
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Capítulo VIII
Hidráulica de Alcantarillas y Puentes
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Hidráulica de Alcantarillas y Puentes
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Capítulo VIII
Hidráulica de Alcantarillas y Puentes
8.1 Nociones generales, cálculo de alcantarillas por el método
de control de entrada
8.1.1 Diseño Alcantarillas - Generalidades
Una alcantarilla es un conducto hidráulicamente corto que sirve para
proveer las facilidades necesarias para el paso de las aguas de magnitudes
menores de un lado al otro de la vía, manteniendo, en lo posible, las condiciones
naturales del drenaje.
El control de entrada, significa que la capacidad de una alcantarilla, está
determinada en su entrada, por la profundidad de remanso (He) y por la
geometría de la embocadura, que incluye la forma y área de la sección
transversal del conducto, y el tipo de aristas de aquella.
Hidráulicamente, las alcantarillas se definen como conductos cerrados, ya que
pueden operar con una línea de carga de la corriente de agua por encima de su
corona y, por consiguiente, trabajar a presión. Si no opera a caudal lleno es
considerada como un canal a superficie libre.
8.1.2 Recomendaciones sobre su diseño e instalación
• Coloque los cruces de caminos sobre drenajes naturales, perpendiculares a la
dirección del flujo a fin de minimizar la longitud del tubo y el área afectada.
• Use tubos individuales de gran diámetro o un cajón de concreto en vez de varios
tubos de menor diámetro para minimizar potenciales taponamientos.
• En cauces muy anchos los tubos múltiples son más recomendables para
mantener la distribución del flujo natural a través del canal.
• Para sitios con altura limitada, use “tubos aplastados” o tubos de sección en
arco que maximizan la capacidad al mismo tiempo que minimizan la altura.
• Coloque alineadas las alcantarillas sobre el fondo y en la parte media del cauce
natural de tal manera que la instalación no afecte la alineación del canal del
arroyo ni la elevación del fondo del cauce.
• Para el Caudal de diseño, usar el Método Racional, la probabilidad de diseño
debe ser para un período de retorno de 15 años.
• La carga hidráulica máxima de la alcantarilla para determinar el caudal que
puede evacuar la estructura, se considera el nivel del agua al borde del muro del
cabezal; se debe procurar un mínimo de 40 cm. arriba la rasante del nivel del
agua.
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• Por razones de mantenimiento, el diámetro mínimo es de 30 pulgadas o su
equivalente en el sistema métrico
En la figura se presentan algunos ejemplos de localizaciones correctas de
alcantarillas.
Figura 8.1.2 Localizaciones correctas de alcantarillas
8.1.3 Dimensionamiento de las alcantarillas.
La Federal Highway Administration (FHWA) en el “Hydraulic Design Nº5,
Hydraulic Design of Highway Culverts”, presenta diversas metodologías para el
cálculo de diferentes tipos de alcantarillas, por procedimientos numéricos y
gráficos.
En dicho documento la determinación del caudal por el control de entrada
está dada por la relación:
𝐻𝑒
𝑄
= 𝐾[ 0,5 ]𝑀
𝐷
𝐴𝐷
Siendo:
 He: profundidad de la carga en el control de entrada
 D: diámetro interno de la tubería
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


Q: caudal
A: área llena de la tubería
K y M constantes, que dependen del tipo de alcantarilla y la forma de los
aletones de entrada La FHWA elaboró valores para estas constantes.
En la figura se presenta el perfil de la alcantarilla con control de entrada
Figura 8.1.3 Perfil de alcantarilla con control de entrada
8.2 Diseño hidráulico de la sección de un puente, la erosión
hídrica
8.2.1 Introducción
La presencia de un puente en una corriente crea un flujo restringido en sus
aberturas a causa de:
a) La reducción del ancho de la corriente debido a las pilas y las
contracciones asociadas a los extremos
b) La canalización de la corriente misma (en el caso de corrientes anchas
con planicies de inundación) para reducir los costos de la estructura.
Además de la socavación (local) alrededor de las pilas y la posible erosión
del lecho, el puente produce un efecto considerable de remanso. La
sobreelevación (elevación en el nivel del cauce aguas arriba) correspondiente
depende del tipo de flujo (subcrítico o supercrítico). Como la mayoría de los
puentes se diseñan para condiciones de flujo subcrítico a fin de minimizar la
socavación y los problemas de obstrucción.
El establecimiento de los niveles de sobrelevaciones sumamente importante
para el diseño de los diques y otras obras de protección aguas arriba y también
para la determinación de los niveles seguros de la cubierta del puente (para
evitar inundaciones de la cubierta y cualquier daño estructural). De igual forma,
es importante determinar la mínima longitud de luz libre (consideraciones
económicas) no causara sobreelevaciones indeseables.
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Para establecer los niveles permisibles aguas arriba, se deben realizar
investigaciones detalladas de las propiedades en inmediaciones de la corriente.
Aguas abajo del puente los niveles del agua solo están influenciados por la
sección de control más próxima por debajo del puente. Estos niveles pueden,
por tanto, fijarse mediante cálculo de perfiles de remanso.
8.2.2 Ecuaciones empíricas
8.2.2.1 Ecuación de Yarnell
La ecuación de Yarnell está basada en 2600 experimentos de cauces
obstruidos por efecto de las pilas de diferentes puentes. Estos experimentos se
llevaron a cabo entre el 1927 y el 1936 y fueron llevados a cabo por Yarnell D.L.
Usó pilas muy altas y un rango de condiciones de contorno muy amplio. Los
grados de obstrucción adoptados estuvieron entre 0,50 y 0,88, por lo que dicha
ecuación es adaptable a nuestro estudio en estos rangos, tomando los
resultados con precaución cuando la obstrucción sea inferior a 0,5.
Este método sin embargo no es sensible a la geometría de los arcos o a
la geometría de los estribos. A causa de estas limitaciones el método sólo
debería aplicarse a puentes cuyas pérdidas de carga vayan mayormente
asociadas a las pilas.
Se escribe la ecuación de Yarnell de la siguiente manera:
𝑣4 2
(
∆𝑦
2𝑔 )
= 2. 𝑘. (𝑘 + 10.
− 0,6) . (𝑚 + 15𝑚4 )
𝑣4 2
𝑦4
( 2𝑔 )
Donde:
 Δy: sobreelevación.
 v4: velocidad en la sección 4.
 k: coeficiente de forma de la pila (ver figura 8.2.2.1).
 m: coeficiente de obstrucción que se define como el área obstruida entre
el área total de flujo.
De esta manera, conociendo el calado aguas abajo del puente, seremos
capaces de obtener la sobreelevación que el puente provoca sobre el cauce.
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Figura 8.2.2.1 Coeficientes de forma de la pila.
8.2.2.2 Modificaciones considerando la oblicuidad del puente
En este caso no se podrá considerar la oblicuidad del puente, ya que en
la ecuación de Yarnell sólo se utiliza la sección del puente para calcular el
parámetro m, que no varía en función de la oblicuidad. Las velocidades están
calculadas en la sección 4, por lo que su valor es independiente de la oblicuidad
del puente.
8.2.2.3 Modificaciones considerando erosión
Como se puede ver en la ecuación los efectos de la erosión en el cálculo
de la sobreelevación únicamente se podrán tener en cuenta en este método
mediante la variación del parámetro m.
Así pues, a medida que aumenta la erosión en el cauce y las pilas, el
parámetro m se debe reducir ya que aumenta el área de flujo que pasa por
debajo del puente. La erosión en las pilas no tendrá reflejo en la sobreelevación
ya que es una erosión localizada alrededor de las pilas por lo que no provoca un
aumento del área efectiva de flujo. La erosión por contracción producida en el
cauce sí que provoca este aumento en el área efectiva por lo que si se verá
afectada la sobreelevación.
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8.2.2.4 Ecuación de Bradley.
La siguiente ecuación fue propuesta por J.P. Martín Vide en su libro
“Ingeniería de ríos” y es una simplificación de la ecuación algo más compleja de
Bradley
∆𝐻 = 𝜆. (
𝑣2
)
2𝑔
Donde:
- v: Q/A,
- λ: 6m2
- m: Ao /A´
Q es el caudal de proyecto (caudal total) y A es el área del vano libre (es
decir, el vano de anchura b donde se pone el nivel de agua dado por el calado
y4 trasladado desde aguas abajo). A’ es el área total de flujo y A0 el área obstruida
por el puente. Esta fórmula permite representar la reducción en la sobreelevación
a medida que se va erosionando la sección del puente (aumento del área A).
Las diferentes áreas libres y obstruidas de los diferentes puentes se
calcularán como se ha explicado.
8.2.2.5 Modificaciones considerando la oblicuidad del puente
Para considerar la oblicuidad del puente debemos modificar el término de
velocidad v de la ecuación, ya que el área real del vano de un puente oblicuo no
es la distancia entre apoyos B´ sino la anchura libre proyectada sobre el plano
perpendicular a la corriente: B´xcosφ, como se ha comentado anteriormente. Sin
embargo, en la siguiente gráfica se representan unos resultados experimentales
para deducir la anchura proyectada necesaria que sea equivalente
hidráulicamente a la anchura B de un puente perpendicular. Cabe destacar que
el vano “real” no sería una proyección exacta (Bxcosφ), ni tampoco el vano del
puente, sino una cantidad intermedia.
8.2.2.6 Modificaciones considerando erosión
La ecuación de Bradley procedente de ensayos de laboratorio permite
representar la reducción en la sobreelevación a medida que se va erosionando
la sección del puente (aumento del área A).
La erosión hará que la velocidad debajo del obstáculo disminuya. También
disminuirá el parámetro m de obstrucción. Estas dos acciones provocarán una
gran atenuación de la sobreelevación.
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Figura 8.2.2.6 Erosión general por contracción
8.2.2.7 Ecuación de Kindsvater
La ecuación de Kindsvater es una herramienta útil para calcular las
sobreelevaciones provocadas por obstrucciones en puentes con aberturas
rectangulares. Está basada en amplios estudios realizados en laboratorio tras 30
casos diferentes analizados. Se incluyeron 4 tipos diferentes de oberturas,
excentricidades, oblicuidades, pilas, estribos con aletas, esquinas redondeadas,
y estados de inundación.
El hecho de que los experimentos se realizaran en puentes con aberturas
rectangulares hace que a la hora de aplicarlos a puentes con forma de arco
debamos ser muy cautelosos.
Para aplicar el método es necesario conocer el calado en la sección 3 (ver
figura). Sin embargo, durante una crecida no es siempre fácil observar con
claridad dicho calado.
Otra dificultad que presenta el método es que es necesario conocer el
número de Froude en la sección 3. Dicho número pierde sentido en oberturas en
forma de arco si el flujo empieza a ser sumergido:
𝐹3 =
𝑉3
(𝑔. 𝑦3 )1/2
En aberturas rectangulares o trapezoidales el calado y3 se puede calcular
como:
𝑦3 =
𝐴3
𝑏𝑡
Donde bt es el ancho de la superficie de agua. Sin embargo, en puentes
en forma de arco bt tiende a cero a medida que los calados aumentan.
La ecuación de Kindsvater define la sobreelevación entre las secciones
3 y 1 de la siguiente manera:
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2
𝑄
𝛼1 . 𝑉1 2
Δℎ = (
) + ℎ𝑓 − (
)
𝐶. 𝐴3 . 2𝑔
2𝑔
Donde C es un coeficiente adimensional de descarga Q es el caudal en
m3/s; A3 [m2] es el área de flujo de la sección 3 (incluyendo el área ocupada por
las pilas).
(𝛼1 . 𝑉1 2 )/2𝑔
Es el coeficiente de pérdida de carga en la sección 1 y hf es el término de
pérdida friccional.
Como 𝑉1 = 𝑄/𝐴1 , entonces es evidente que la ecuación de Kindsvater se
debe resolver de manera iterativa ya que en principio A 1 es desconocido. Sin
embargo, en muchos casos es posible una solución directa si (𝛼1 . 𝑉1 2 )/2𝑔 es
aproximadamente igual en magnitud a las pérdidas por fricción. Ambos términos
acostumbran a ser pequeños en comparación con el resto de la ecuación.
8.2.3 Cálculo de erosiones
La erosión provocada por un puente es una erosión potencial y tiene un
carácter estimativo.
Los dos tipos de erosiones que actúan en un puente son:
• Erosión en la sección del puente y sus inmediaciones, debida al estrechamiento
causado por el puente: es la erosión por estrechamiento. Esta erosión tiene
incidencia en el cálculo de la sobreelevación, reduciendo la magnitud de ésta.
• Erosión local en las pilas, estribos y otros elementos mojados o rodeados por
la corriente: este tipo de erosión no tendrá incidencia en el cálculo de la
sobreelevación por ser está muy localizada en el contorno de las pilas y no
cambiar el área obstruida. Por tanto, no se va a realizar un cálculo específico al
efecto.
Estas erosiones se calculan mediante expresiones de la erosión máxima
que se desarrollaría si la acción hidráulica (caudal de avenida) durara
indefinidamente. Este hecho, deja a los cálculos del lado de la seguridad al
calcular la erosión, pero del lado inseguro al calcular la sobreelevación.
La erosión localizada puede estimarse mediante la fórmula utilizada en
la erosión provocada por un estrechamiento. Esta estimación se considera del
lado de la seguridad porque un puente es un estrechamiento muy corto, a
diferencia de los estrechamientos presentes en encauzamientos.
𝑦2
𝑄 0,86 𝐵1 0,59−0,69
=( )
.( )
𝑦1
𝑄0
𝐵2
La erosión vendría dada por tanto por:
𝑒 = 𝑦2 − 𝑦1
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Si no existe llano de inundación (Q=Q0) la expresión se simplifica,
correspondiendo el exponente más pequeño a la granulometría más gruesa.
Figura 8.2.3.1 Erosión por estrechamiento de un puente
Figura 8.2.3.2 Erosión por estrechamiento de un puente (Vista superior)
La erosión en las pilas se puede calcular mediante la siguiente expresión
(Richardson):
𝑒 = 2. 𝑘1 . 𝑘2 . 𝐵 0,65 . 𝑦1 0,35 . 𝐹𝑟1 0,43
Donde:
e: erosión máxima (m)
B: anchura de la pila (m)
k1: constante de forma de la pila (1.0 para la pila circular, 1.1 para la pila
rectangular)
k2= constante de ángulo de ataque, que puede omitirse si se usa la anchura B*
de la pila proyectada perpendicularmente a la corriente en lugar de B.
y1= calado aguas arriba
Fr1= número de Froude aguas arriba
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Capítulo IX
Impacto Ambiental de Obras Hidráulicas
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Impacto Ambiental de Obras Hidráulicas
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Capítulo IX
Impacto Ambiental de Obras Hidráulicas
9.1 Influencia Ambiental de Obras Hidráulicas
Las múltiples interacciones entre el hombre y la naturaleza se generan y
desarrollan dentro de un ámbito al que se denomina sistema ambiental,
constituido por diferentes subsistemas que interactúan permanentemente.
En relación a la gestión ambiental de las obras hidráulicas de
aprovechamiento energético, el sistema ambiental se considera formado
básicamente por dos subsistemas: el natural y el social.
Estas obras producen impactos ambientales sumamente complejos, que
se desarrollan en el tiempo y en el espacio, especialmente en las etapas de
construcción y operación, y pueden generar modificaciones en los subsistemas
mencionados, afectando inclusive el funcionamiento de las propias obras.
Los impactos de las obras sobre el medio y los que la dinámica de este
produce sobre las obras, dan lugar a la conformación de un nuevo sistema
ambiental, expresado por una diferente relación entre sus componentes.
Las obras afectan de muy diversa manera a los recursos naturales: agua,
suelo, flora y fauna y a las condiciones económico-sociales del área. Por
ejemplo, la generación de un lago artificial, el embalse, provoca alteraciones en
los ecosistemas tanto aguas arriba como aguas abajo. Es asimismo significativa
la incidencia de estas obras sobre los aspectos sociales, económicos, políticos
y culturales de la región. Entre otros, se destacan los efectos sobre la salud, las
expectativas de nuevas actividades productivas que se generan en las
comunidades locales, los efectos de las relocalizaciones de asentamientos
humanos y actividades productivas, los cambios culturales, las obras de
equipamiento social, las modificaciones en el uso del espacio, las
transformaciones en el mercado de trabajo y el sistema de precios, los cambios
en los valores de propiedad, las condiciones laborales y de seguridad de los
recursos humanos que participan en la misma, etc.
Si bien existen efectos ambientales directos de la construcción de una
represa (por ejemplo, problemas con el polvo, la erosión, el movimiento de
tierras), los impactos mayores provienen del embalse del agua, la inundación de
la tierra para formar el reservorio y la alteración del caudal del agua, más abajo.
Estos efectos tienen impactos directos para los suelos, la vegetación, la fauna y
las tierras silvestres, la pesca, el clima, y, especialmente, para las poblaciones
humanas del área.
Los efectos indirectos de la represa, que, a veces, pueden ser peores que los
directos, se relacionan con la construcción, mantenimiento y funcionamiento de
la misma (por ejemplo, los caminos de acceso, campamentos de construcción,
líneas de transmisión de la electricidad) y el desarrollo de las actividades
agrícolas, industriales o municipales, fomentadas por la represa.
Además de los efectos ambientales directos e indirectos de la
construcción de la represa, deberán ser considerados los efectos que el medio
ambiente produce en la represa. Los principales factores ambientales que
afectan el funcionamiento y la vida de la represa son causados por el uso de la
tierra, el agua y los otros recursos del área de captación encima del reservorio
(por ejemplo, la agricultura, la colonización, el desbroce del bosque) y éste puede
causar mayor acumulación de limos y cambios en la calidad del agua del
reservorio y del río, aguas abajo.
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Impacto Ambiental de Obras Hidráulicas
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
Figura 9.1.1 Zona Baja de Encarnación antes de la inundación
Figura 9.1.2 Zona baja de Encarnación durante las inundaciones
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
Figura 9.1.3 Zona del barrio Mbói Ka´e
Figura 9.1.4 Patrimonio Cultural Histórico de la ciudad de Encarnación
9.1.5 Clasificación de los impactos
Los impactos ambientales pueden ser clasificados por su efecto en el tiempo, en
4 grupos principales:
 Irreversible: Es aquel impacto cuya trascendencia en el medio, es de tal
magnitud que es imposible revertirlo a su línea de base original. Ejemplo:
Minerales a tajo abierto, cambio de causes de un río, etc.
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Obras Hidráulicas – Edición 2020

Temporal: Es aquel impacto cuya magnitud no genera mayores
consecuencias y permite al medio recuperarse en el corto plazo hacia su
línea de base original.
Reversible: El medio puede recuperarse a través del tiempo, ya sea a
corto, mediano o largo plazo, no necesariamente restaurándose a la línea
de base original. Ejemplo: deforestaciones.
Persistente: Las acciones o sucesos practicados al medio ambiente son
de influencia a largo plazo, y extensibles a través del tiempo. Ejemplo:
Derrame o emanaciones de ciertos químicos peligrosos sobre algún
biotopo


Figura 9.1.5.1 Impacto A. Irreversible
Reversible
Figura 9.1.5.2 Impacto A.
Figura 9.1.5.3 Clasificación de Impactos Ambientales
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9.2 Evaluación de Impacto Ambiental en Obras Hidráulicas
9.2.1 Estructura general de un estudio de impacto ambiental
El primer elemento que define cómo ha de ser la estructura general de un estudio
de impacto ambiental es el objetivo de dicha EIA. Los objetivos fundamentales
de cualquier EIA son:

Describir y analizar el proyecto (tanto en sus contenidos como en su
objetivo), dado que se trata de la perturbación que generará el impacto.

Definir y valorar el medio sobre el que va a tener efectos el proyecto,
dado que el objetivo de una Evaluación del Impacto Ambiental consiste
en minimizar y/o anular las posibles consecuencias ambientales de los
proyectos.
Prever los efectos ambientales generados y evaluarlos para poder
juzgar la idoneidad de la obra, así como permitir, o no, su realización en
las mejores condiciones posibles de sostenibilidad ambiental.


Determinar medidas minimizadoras, correctoras y compensatorias
9.2.2 Estructura de operación
A la hora de llevar a cabo un EIA habremos de dar los siguientes pasos:

Decisión de realizar el EIA. Se trata de "descubrir" la necesidad (en
general) de realizar una EIA para nuestro proyecto. En esta decisión
intervienen los siguientes factores (situados de mayor a menor
importancia porcentual en la decisión de los agentes que intervienen a la
hora de realizar la EIA)

La legislación vigente sobre este tema (ver legislación autonómica o de
otros ámbitos donde se especifique la necesidad de incluir un proyecto en
un procedimiento de EIA), donde figuran los listados de actividades
obligatoriamente sometidas a EIA, así como otras de las que se
recomienda su inclusión en dicho procedimiento. El hecho de que una
actividad no figure en uno de estos listados no implica que no se pueda
hacer una EIA de la misma.

Exigencia de una administración. Las Admones. públicas a la hora de
realizar un concurso para un proyecto propio suelen incluir una serie de
requisitos que se han de cumplir en todo caso, sea cual sea la propuesta,
teniendo en cuenta la EIA en determinados casos. Esto obliga al promotor
a realizar la EIA, independientemente de la legislación.

Planificación dentro de otra legislación sectorial. En los instrumentos
de planificación de cierta legislación (Ordenación del Territorio,
Conservación de Especies, etc.) se exige la realización de EIA como un
instrumento más de planificación.
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
Realización voluntaria. A veces el propio promotor del proyecto,
previendo una serie de conflictos sociales relacionados con su proyecto,
decide realizar un EIA.

Integración en el proyecto. Integración de Sistemas de Gestión
Ambiental dentro de la empresa y dentro de cada proyecto; exigencias de
la empresa a sus empresas subcontratadas; propia conciencia ambiental
de la empresa con respecto de las consecuencias de sus proyectos sobre
el Medio Ambiente.
9.3 Medidas de Mitigación del Impacto
9.3.1 Mitigación, Reparación y Compensación Ambiental
Las medidas de mitigación ambiental tienen por finalidad evitar o disminuir
los efectos adversos del proyecto o actividad, cualquiera sea su fase de
ejecución. Se expresarán en un Plan de Medidas de Mitigación que deberá
considerar, a lo menos, una de las siguientes medidas:
a) Las que impidan o eviten completamente el efecto adverso significativo,
mediante la no ejecución de una obra o acción, o de alguna de sus partes.
b) Las que minimizan o disminuyen el efecto adverso significativo, mediante una
adecuada limitación o reducción de la magnitud o duración de la obra o acción,
o de alguna de sus partes, o a través de la implementación de medidas
específicas.
Las medidas de reparación y/o restauración tienen por finalidad reponer
uno o más de los componentes o elementos del medio ambiente a una calidad
similar a la que tenían con anterioridad al daño causado o, en caso de no ser ello
posible, restablecer sus propiedades básicas. Dichas medidas se expresarán en
un Plan de Medidas de Reparación y/o Restauración.
Las medidas de compensación ambiental tienen por finalidad producir o
generar un efecto positivo alternativo y equivalente a un efecto adverso
identificado. Dichas medidas se expresarán en un Plan de Medidas de
Compensación, el que incluirá el reemplazo o sustitución de los recursos
naturales o elementos del medio ambiente afectados, por otros de similares
características, clase, naturaleza y calidad.
Las medidas de reparación y compensación ambiental sólo se llevarán a
cabo en las áreas o lugares en que los efectos adversos significativos que
resulten de la ejecución o modificación del proyecto o actividad, se presenten o
generen.
Si de la predicción y evaluación del impacto ambiental del proyecto o
actividad se deducen eventuales situaciones de riesgo al medio ambiente, el
titular del proyecto o actividad deberá proponer medidas de prevención de
riesgos y de control de accidentes. Las medidas de prevención de riesgos tienen
por finalidad evitar que aparezcan efectos desfavorables en la población o en el
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medio ambiente. Las medidas de control de accidentes tienen por finalidad
permitir la intervención eficaz en los sucesos que alteren el desarrollo normal de
un proyecto o actividad, en tanto puedan causar daños a la vida, a la salud
humana o al medio ambiente.
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Obras Hidráulicas – Edición 2020
Bibliografía y referencias
Obras Hidráulicas FIUNI (edición 2007)
Novak, P. Moffat, A. y Nalluri, C. (2001). Estructuras Hidráulicas. Bogotá,
Colombia. Ed. McGraw-Hill 2ªedición.
Manual de Carreteras del Paraguay – Normas para Obras de Drenaje Vial Tomo
3- Volumen I
Represa. (s.f.). En Wikipedia. Recuperado el 11 de agosto de 2020 de:
https://es.wikipedia.org/wiki/Represa
Presa de materiales sueltos. (s.f.). En Wikipedia. Recuperado el 16 de agosto de
2020 de:
https://es.wikipedia.org/wiki/Presa_de_materiales_sueltos
Obra de drenaje. (s.f.). En Wikipedia. Recuperado el 4 de setiembre de 2020 de:
https://es.wikipedia.org/wiki/Obra_de_drenaje
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Bibliografía y Referencias