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UNIVERSIDAD AUTONOMA METROPOLITANA Unidad Iztapalapa
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I/ CONTROL DE A VENIDAS EN LAS PLANICIES DEL
MÓ SONORA
/J. CRUZ ANGELES GÓMEZ
4"' INGENIERÍA HIDROL~GICA DEPARTAMENTO DE PROCESOS E HIDRÁULICA DIVISIóN DE CIENCIAS BASICAS E INGENZERÍA
MAYO, 1996 4
casaablertadti
UNIVERSIDAD AUTONOMA METROPOLITANA
El presente trabajo documenta el informe final de la investigación
desarrollada por:
J. CRUZ ANGELES GÓMEZ
dentro de las uu.ee.aa. Proyecto Terminal I, IZy III, como requisito parcial para la
obtención del titulo de INGENIERO HIDR6LOGO que se imparte en ésta Casa
de Estudios.
(Asesor del Proyecto Tehdnal) Departamento de Ingeniería de Procesos e Hidráulica
División de Ciencias Básicas e Ingeniería
Mayo de 1996
UNIDAD IZTAPALAPA Av. Michoacán y La Purísima, Col. Vicentina, Iztapalapa. D.F. 09340, Tel.: 724-46-00 Teiefax: (5) 686-89-99 Telex: UAMME 176496
CONTENIDO Páginas
LISTA DE SÍMBOLOS .............................................................................................................. i
LISTA DE FIGURAS 11 ..
..................................................................................................................
... LISTA DE TABLAS .................................................................................................................. 111
1 . INTRODUCCI~N .................................................................................................................. 1
2 . OBJETIVO ............................................................................................................................. 3
3 . GENERALIDADES ............................................................................................................... 4
3.1 Area de estudio . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4 3.2 Antecedentes ...................................................................................................................... 5
4 . ACTUALIZACIÓN DE LA AVENIDA DE DISEÑO ......................................................... 7
4.1 Ubicación del problema hidrológico .................................................................................... 7
4.2 Subdivisión de la cuenca del río Sonora ............................................................................... 7
4.3 Características fisiográficas ................................................................................................. 8
4.4 Tránsito de cauces ............................................................................................................. 10
4.5 Tránsito de vasos . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 14
5 . CARACTER~STICAS DE LAS OBRAS PARA CONTROL DE AVENIDAS ................... 16
5.1 Presa Abelardo L . Rodriguez . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16
5.2 Presa El Molinito . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 16
5.3 Encauzamiento en la ciudad de Hermosillo, Son ................................................................ 17
6 . SIMULACIÓN DE INUNDACIÓN .................................................................................... 18
6.1 Descripción matemática del modelo HEC-2 ...................................................................... 18
6.1.1 Establecimiento de las ecuaciones básicas .................................................................. 19
6.2 Sirnulacion numérica 24 ., . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
7 . ALTERNATIVAS DE SOLUCIÓN ..................................................................................... 25
7.1 Identificación de sitios potenciales para construcción de presas ........................................ 25
7.2 Caracterización de los sitios de presa ................................................................................ 26
7.3 Planteamiento de las alternativas ....................................................................................... 27
8 . RESULTADOS . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 29
9 . CONCLUSIONES . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 31
1 O . REmRENCIAS .................................................................................................................. 32
1 1 . TABLAS ............................................................................................................................. 33
12 . FIGURAS ........................................................................................................................... 49
LISTA DE SÍMBOLOS
b = Normal C = Coeficiente de descarga c = Coeficiente de pérdidas D = Duración de la tormenta e = Coeficiente de Kuishiling g = Gravedad H = Carga h = Pérdida total de energía Hp = Precipitación I = Gasto de entrada Ip = Gasto del hidrograma de entrada K = Tiempo de almacenamiento N = Número de escurrimiento L = Longitud de cauce O = Gasto de salida Op = Gasto del hidrograma de salida P = Presión Q = Descarga Qp = Gasto pico Qmáx = Gasto máximo S = Pendiente de cauce S = Linea de comente t = Tiempo Tc = Tiempo de concentración tp = Tiempo pico del hidrograma de entrada Tp = Tiempo pico del hidrograma de salida v = volumen V = Velocidad X = Factor de tiempo z = Peso p = Densidad z = Fricción A h = Desnivel de cauce
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LISTA DE FIGURAS
FIGURA 1 Cuenca del Río Sonora
FIGURA 2 Hidrograma original de diseño de la Presa Abelardo L. Rodriguez
FIGURA 3 Hidrograma original de diseño de la Presa El Molinito
FIGURA 4 Estaciones pluviométricas
FIGURA 5 Subdivisión de cuencas
FIGURA 6 Trazo de polígonos de Thiessen
FIGURA 7 Localización de sitios probables de presa
FIGURA 8 Hidrograma de entrada al Molinito (Actualmente)
FIGURA 9 Hidrograma de entrada a P. A. L. R. (Propuesto)
FIGURA 10 Hidrograma de entrada a Las Chivas (Propuesto)
FIGURA 1 1 Hidrograma de entrada a Nido de la Cuerva (Propuesto)
FIGURA 12 Hidrograma de entrada a Sinoquipe (Propuesto)
FIGURA 13 Hidrograma de entrada a Cerro Cortado (Propuesto)
11 ..
LISTA DE TABLAS
TABLA 1 Caracetristicas fisigráficas por subcuencas
TABLA 2 Elevaciones de la superficie del agua en la zona de inundación
111 ...
1. INTRODUCCI~N
El desarrollo y bienestar de las comunidades han estado siempre ligado a la abundancia de agua de que pueda disponer. El ser humano ha visto la necesidad de establecerse en terrenos adyacentes a los ríos, lagos o mares. Paradójicamente, el mismo recurso que sirve para su desarrollo también le puede ocasionar cuantiosos daños materiales, generación de epidemias y pérdidas de vidas humanas cuando el nivel de las aguas sobrepasa las elevaciones de su cauce.
El hombre tiene entonces la necesidad de construir obras para protegerse de las avenidas evitando o reduciendo así perjuicios causados por el agua. Para éste fin se pueden tomar acciones indirectas que no interfieren con los escurrimientos del río ni lo modifican, pero permiten avisar con tiempo a los habitantes de las poblaciones localizadas aguas abajo para evitar pérdidas humanas y reducir los daños materiales. Como por ejemplo, la instalación de un sistema de alarma en áreas dónde se genera la avenida y avisos a poblaciones aguas abajo mediante estaciones de radio. Otras acciones para el control de avenidas interfieren con los escurrimientos de los ríos, ya sea almacenándolos, desviándolos o evitando que pasen por determinados lugares. Obras hidráulicas para éste fin incluyen: dragado de cauces, bordos perimetrales o longitudinales, desvíos temporales o permanentes, corte de meandros y presas rompepicos o de almacenamiento.
Las construcciones hidráulicas para el control de avenidas pueden evitar o disminuir en gran medida el efecto de las inundaciones, pero su principal desventaja es su alto costo en inversión. En las acciones indirectas la inversión es mucho menor, pero al no evitar las pérdidas materiales el costo puede seguir siendo cuantioso.
Por otro lado, las obras hidráulicas no siempre son del todo confables, los bordos pueden fallar por cualquier causa, los vasos pueden estar llenos al momento de presentarse la avenida o pueden ocurrir avenidas mayores que las de diseño. ÉSto último sucede cuando la muestra de control hidrológico tiene un período de registro demasiado pequeño, o en su caso, las estaciones de análisis climatológico se encuentran muy alejadas de la zona dónde se inicia la avenida.
Por lo anterior, se hace de vital importancia la revisión de tipo estructural de las obras hidráulicas así como el analizar las tormentas más recientes para conocer nuevos gastos de diseño. Un estudio de éste tipo indicará la necesidad de realizar modificaciones en las estructuras.
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En particular, en el estado de Sonora se han presentado tormentas mayores que las que se utilizaron en el cálculo de la avenida de diseño para la construcción de dos vasos de almacenamiento. Éstos vasos regulan el flujo del río Sonora y ponen en riesgo a la ciudad de Hermosillo que se encuentra inmediatamente aguas abajo de éstas presas.
E n el presente trabajo se revisa la avenida de diseño para los vasos de almacenamiento del río
Sonora (presa Abelardo L. Rodriguez y El Molinito) y se proponen alternativas para mejorar el sistema de control. El trabajo se organiza de la siguiente manera.
Primero se especifican los objetivos a realizar. Segundo, se describe el área donde se generan las avenidas que han causado inundaciones en la planicie de la cuenca. En los antecedentes se describe la ocurrencia de grandes tormentas en la cuenca principal del no Sonora y su mayor afluente (No San Miguel), indicando que de presentarse simultáneamente no podría ser controlado su escurrimiento por las presas existentes. En el siguiente capítulo se indican las características hidráulicas de éstas presas y del encauzamiento de sus descargas. En el capítulo referente a las alternativas de solución, se indica la forma de cómo se analizaron los sitios potenciales para la construcción de vasos de control y el tránsito para sus aportadores principales, proponiendo estructuras capaces de retener totalmente su avenida. Se proponen cuatro alternativas, teniendo como Único objetivo el de no sobrepasar la capacidad del encauzamiento en la ciudad de Hermosillo.
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2. OBJETIVO
El presente trabajo tiene como propósito revisar y actualizar la avenida de diseño de las presas Abelardo L. Rodriguez y El Molinito, ubicadas en la población de Hermosillo Son. Asimismo determinar zonas de inundación en la cuenca baja del río Sonora y proponer alternativas de solución. Para ésto se desarrollarán las siguientes metas específicas:
l. Obtener las características fisiográficas de la cuenca alta del río Sonora y realizar el tránsito del cauce de éste río y de sus afluentes principales.
2. Determinar un hidrograma de diseño para las presas existentes empleando el método de Muskingum.
3. Realizar el tránsito para vertedor libre en la presa El Molinito y para vertedor controlado en la presa Abelardo L. Rodriguez.
4. Simular las zonas de inundación en la cuenca baja del río Sonora para diferentes gastos, utilizando el modelo para el cálculo de perfiles HEC-2.
5. Proponer alternativas de solución acordes a la infraestructura existente.
6 . Transitar los cauces y vasos tomando en consideración las soluciones propuestas.
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3. GENERALIDADES
3.1 Área de estudio
El río Sonora se encuentra en la región hidrológica número 9, ocupando allí el tercer lugar en cuanto a extensión de cuenca y magnitud de aportaciones. Los gastos de éste río son almacenados y controlados en l a s presas El Molinito y Abelardo L. Rodriguez (Fig. 1). Su cuenca colinda al norte con la del río San Pedro, que se origina en territorio mexicano y fluye hacia el norte pasando por las inmediaciones de Benson, Arizona. Al este colinda con las cuencas de los ríos Bavispe y Moctezuma, afluentes del Yaqui. Por el sur-este con la cuenca del río Mátape. Por el nor-poniente con la cuenca del río Asunción, y por el sur-poniente con la del arroyo Bacoachi.
La topografia de la cuenca del río Sonora es accidentada, salvo en su parte baja. Su cuenca alta es rica en yacimientos minerales y su principal aportación (cobre) se localiza cerca de Cananea; los yacimientos se prolongan hacia el sur a lo largo de aproximadamente 100 kms sobre el río Sonora.
La corriente tiene sus orígenes en el parteaguas con el río Bavispe, a una elevación de 2,400 msnm, a 32 kms al este de Cananea. Su rumbo general en la cuenca alta es hacia el sur, dónde recibe como Único afluente de importancia al río Bacamuchi, a una elevación de 2,480 msnm y que confluye por la margen derecha al río Sonora.
Aguas arriba de Ures confluyen por la margen derecha del río Sonora, los arroyos Zolibiate y la Salada, y a una elevación de 2700 msnm se une por la margen izquierda el arroyo de la Junta, siguiendo su rumbo general hacia el este. Aguas abajo de ésta confluencia y a 3.5 km aproximadamente, se encuentra la estación hidrométrica El Orégano y la presa El Molinito.
A la altura de la presa Abelardo L. Rodriguez, confluye al río Sonora el río San Miguel. La cuenca de éste último tiene un área de 8980.42 k m 2 , originándose a una elevación de 1200 msnm. Los
principales aportadores del río San Miguel son el río Saracachi y el río Zanjón. Sus cursos generales son hacia el sur, pasando por Querobabi y Carbo. Los principales aportadores del río Zanjón son el arroyo El Pinto, que converge por la margen derecha, a 17 km aguas abajo de Carbo, y el arroyo De Moreno, que desemboca por la margen izquierda.
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Aguas abajo de la presa Abelardo L. Rodriguez, el río discurre por zonas planas hasta su desembocadura en el estero Tastiota del Golfo de California. En éste último tramo, el curso del río es indefinido y los escasos volúmenes que escurren normalmente se infiltran en las zonas arenosas antes de llegar a su desembocadura. En ésta zona baja, los principales afluentes del río son el arroyo la Manga, por la margen derecha y los arroyos la Poza y Del Bajío, por la margen izquierda. Estos arroyos cruzan el distrito de riego de Hermosillo, dónde sus aguas son utilizadas para riego del mismo.
3.2 Antecedentes
La presa Abelardo L. Rodriguez se encuentra ubicada sobre el cauce del río Sonora, a una distancia aproximada de 5 km al norte del centro de la ciudad de Hermosillo, sus coordenadas geográficas son: W 110' 55' lo", N 29 O 04' 15". Se construyó en el período de 1945 a 1948 por las extintas Comisión Nacional de Irrigación y Secretaría de Recursos Hidráulicos. La información antes de esa fecha era muy escasa. El hidrograma original de diseño tuvo como valores característicos principales un gasto máximo (Qmáx) de 10,000 m3/s con volumen de 540 Mm3 (Fig. 2).
Los objetivos de ésta construcción heron aprovechar las aguas del río Sonora para riego de 10,000 has, recarga de acuíferos, regularización de avenidas y otros usos. El diseño original del vertedor de excedencias era de descarga libre de canal lateral, con un gasto máximo de 2,750 m3/s.
En el año de 1988, el gobierno del estado de Sonora decidió desarrollar la zona aguas abajo de esta presa para usos urbanos y de esparcimiento, por lo que se encauzó el tramo desde la salida de la presa hasta la salida de la ciudad. Con el fin de ganar la mayor área posible, se proyectó la canalización para un gasto de 500 m3/s, y dado que la presa podía derramar gastos superiores a éste, incluso para períodos de retorno bajos, se requirieron hacer modificaciones en la presa.
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La nueva estructura de control y excedencias dispone de dos compuertas radiales de 7.00 m por 8.60 m colocadas sobre la cresta del vertedor, a la elevación 220.48 m. Esta estructura, aunada a la presa proyectada aguas arriba (El Molinito) permitiría conservar el NAME (Nivel de Aguas Máximas Extraordinarias) y la elevación de la corona de la presa con sus valores originales, a las elevaciones de 220.48 m y 23 1.60 m respectivamente. De ésta manera, al operar conjuntamente ambas presas, se podrían descargar los 500 m%, que es la capacidad de la canalización.
En 1989 se realiió la construcción de la presa El Molinito y las adecuaciones necesarias a la presa Abelardo L. Rodriguez. Se consideró una avenida de diseño para el período de datos 1942-1986,
con un Qmáx de 2,300 m3/s y volumen de 134 M m 3 en la presa El Molinito (Fig. 3).
El 12 de agosto de 1990 se presentó una tormenta que provocó una avenida extraordinaria en el no Sonora a la altura del sitio El Molinito, con Qmáx (1 650 m3/s) muy superior a todos los registros de 1942 a 1986. ÉSta avenida quedó fhera de los eventos utilizados en el estudio probabilistic0 de gastos máximos del río Sonora.
Nuevamente, el día 6 de diciembre de 1994, se presentó otra herte tormenta, dando como resultado una gran avenida en el sitio de la presa El Molinito con Qmáx deducido de 1,600 m3/s, el cual generó serios problemas operativos, alarmas y daños aguas abajo de la presa Abelardo L. Rodriguez.
Estos acontecimientos han motivado la necesidad de realizar la revisión de la avenida de diseño, tomando en consideración los últimos eventos extraordinarios ocurridos. Ésta revisión permitirá proponer alternativas de solución para el control de las avenidas.
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4. ACTUALIZACIóN DE LA AVENIDA DE DISEÑO
4.1 Ubicación del problema hidrológico
La cuenca alta del río Sonora se encuentra ubicada en una zona semiárida. Muchos de los afluentes permanecen secos o conducen gastos muy pequeños durante lapsos de varios años. Normalmente las avenidas se generan en las partes altas de la cuenca, continuando su curso hacia aguas abajo. Una vez que entra en una llanura, es factible que el caudal sobrepase la capacidad de descarga y el agua se desborde por las llanuras adyacentes.
Para calcular la avenida de diseño en las presas existentes se aplicó un método lluvia-escurrimiento mediante registros de 17 estaciones pluviométricas distribuidas en la cuenca alta del río del río Sonora (Fig.4).
Existen también dos estaciones hidrométricas, una localizada sobre el río Sonora a al altura de la presa El Molinito, llamada El Orégano, y otra sobre el río San Miguel, llamada El Cajón.
4.2 Subdivisión de la cuenca del Río Sonora.
Debido a la gran extensión de la cuenca alta del río Sonora (20,780 M), se tuvo necesidad de dividir ésta en subcuencas conforme a los aportadores hidrológicos y a las características topográficas.
La división generó un total de 1 1 subcuencas (Fig. 5) a saber: Sobre el río Sonora se obtuvieron 5 subcuencas, Sonora-Superior-Izquierda, Sonora-Superior-Derecha, Sonora-Media, Sonora- Inferior-Superior, Sonora-Inferior-Inferior. Sobre el río Zanjón se localizaron 2 subcuencas, Zanjón- Superior y Zanjón-Inferior. En la cuenca del río San Miguel se encontraron 2 mas, San Miguel- Superior y San Miguel-Inferior. Además se identificó una pequeña cuenca desde la confluencia del río San Miguel y Zanjón hasta la presa Abelardo L. Rodriguez. Y finalmente, otra cuenca sobre el río Sonora desde El Molinito hasta la presa Abelardo L. Rodriguez.
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Para trazar éstas cuencas se utilizaron cartas topográficas editadas por el INEGI, año 1975, en escala 1:250,000 y con clave de localización H12-15, H12-7, H12-8, H12-9, H12-10, H12-11 y H12-12.
4.3 Características Fisiográficas
La mayoría de los modelos lluvia-escurrimiento empleados en hidrología superficial se basan en las características fisiográficas (pendiente, tipo y composición del suelo y condiciones de humedad previa), así como en la extensión de la cuenca. En los siguientes párrafos se explican los métodos utilizados para obtener éstas características, mientras que en la Tabla No. 1 se muestran los resultados obtenidos para cada una de las subcuencas.
El cálculo de áreas se realizó mediante planímetro analógico, marca Zero Setting Compensating Planimeter. Se utilizaron las mismas cartas topográficas empleadas en la subdivisión de cuencas. Se realizaron tres mediciones utilizándose el promedio de estas lecturas para cada subcuenca.
La longitud de los cauces principales se determinó utilizando cuidadosamente un hilo referenciado a la escala del plano.
La pendiente media del cauce se obtuvo con la fórmula propuesta por Taylor-Schwarz (Springal, 1970):
donde Si es la pendiente del tramo i del cauce principal.
Para emplear ésta fórmula, la longitud del cauce se dividió en n número de tramos de igual longitud y a cada uno de ellos se calculó su pendiente Si.
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Por tratarse de cuencas menores de 3,000 km el tiempo de tormenta se consideró igual al tiempo de concentración Tc del escurrimiento (CNA, 1993). El tiempo de concentración se obtuvo a partir de relaciones empíricas, dónde intervienen las características fisiográficas de la cuenca. Éstas relaciones son las propuestas por Rowe, Kuppich y la del Servicio de Conservación de Suelos de los E.U. (S.C.S.).
Rowe (Campos,l982) :
En dónde Tc está dado en horas, L es la longitud del cauce principal en kms y A H es el desnivel del punto más alto en metros.
Kirppich (1 940):
Ts=O.0003245( <) 0.77
En donde L está dada en metros, y S es la pendiente media del cauce, calculado con la Ecuación No. 1.
S.C.S.(1975) L1.15
Tc= 3 0 8 5 A ~ ' ~ ~ ~
Aquí L y A H están dados en metros.
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Dado que hay varios factores que afectan al escurrimiento directo (uso de la tierra, condición de la superficie, tipo de suelo y condiciones de humedad previa), se utiliza un coeficiente N (número de escurrimiento) que permite ponderar el efecto de éstos factores. Para estimar N se utilizaron cartas edafológicas y de uso de suelo, en escala 1 :250,000. Los valores obtenidos están incluidos dentro de la información de la Tabla No. l .
4.4 Tránsito de cauces
El cambio de un hidrograma desde una sección transversal hasta otra se entiende como tránsito de la avenida. Éste cambio puede ser tanto de forma como de desplazamiento en el tiempo.
El modelo computacional que se utilizó (HPESC), propiedad de la Gerencia de Aguas Superficiales e Ingeniería de Ríos (GASIR), realiza simultáneamente los cálculos de la relación lluvia escurrimiento y el tránsito de la avenida a lo largo del cauce. El modelo fue inicialmente desarrollado por McCarthy (CNA, 1993) y es conocido como modelo del método de Muskingum. Para el presente estudio se hizo necesario realizar modificaciones al programa HPESC para poder adaptarlo a cada configuración de las subcuencas.
El período de retorno empleado fue de 10,000 años (La Comisión Nacional del Agua fija como norma este período de retorno para el diseño de estructuras mayores) debido al grado de protección que se va a dar aguas abajo, tanto en vidas humanas como en propiedades.
El análisis de datos pluviométricos se hizo utilizando registros de lluvias máximas en 24 horas de las estaciones distribuidas a lo largo del río Sonora y sus afluentes principales. A éstos registros se les ajustaron las siguientes seis distribuciones probabilísticas:
i) Normal. ii) LogNormal.
iii) Gumbel. iv) Doble Gumbel. v) Gamma. vi) Exponencial.
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De &os ajustes se eligió el de menor error cuadrático y se extrapoló a un período de retorno de 10,000 años.
Se trazaron Polígonos de Thiessen en la cuenca del río Sonora para regionalizar los valores de las precipitaciones. Estos trazos se muestran en la Fig. No 6 .
Para ajustar la lluvia a 24 horas (Hp) se utilizó la fórmula propuesta por Kuishiling y Gransky (CNA. 1993):
dónde
El coeficiente e es función del tiempo de concentración como se indica a continuación: , TAMAÑODELA Tc (Hrs) Coeficiente e CUENCA
~ Cuencas muy Grandes Tc > 48 0.45 < e < 0.50
1 Cuencas Grandes 0.50 < e < 0.55
Tc < 1 0.70 < e < 0.80 Cuencas muy Chicas
1 < T c < 6 0.60 < e < 0.70 Cuencas Chicas
6 < Tc <24 0.55 < e < 0.60 Cuencas Medianas
2 4 < T c < 4 8
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El cálculo del Tiempo Pico (Tp) y Gasto Pico (Qp) se estimó mediante relaciones para un
Hidrograma Unitario Triangular:
Tp=-+O.GTc D 2
AREA
Q p = (Tp *5.512)
Donde D es la duración de la tormenta en horas y el área se expresa en K m 2 .
El cambio del volumen del almacenamiento se determina-con la ecuación de continuidad:
dV dt " -1-0
Donde I es el gasto de entrada, O es el gasto de salida, V es el volumen almacenado y t es el tiempo.
La Ecuación 9 se puede expresar en diferencias finitas como
Donde At es el intervalo de tiempo, i, i+l son los subindices que representan los valores de las variables en el tiempo t=iAt y t=(i+l)At, respectivamente.
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Se considera que el almacenamiento total en el río es directamente proporcional al promedio pesado de los gastos de entrada y salida del tramo, es decir
V=K [XI+ (1-X) *O]
Donde K es la constante de proporcionalidad, llamada tiempo de almacenamiento y X es el factor de tiempo.
Existen diferentes métodos para calcular los parámetros K y X. En este caso se utilizó el Método de calibración de Overton (Viessman, 1977), ya que este permite el calculo de K y X a partir de los hidrogramas de entrada y salida en el tramo del río. Overton deduce sus expresiones suponiendo que el hidrograma de entrada tiene la forma de un triángulo isósceles y que K es menor al tiempo pico de éste hidrograma.
IP
Donde t, es el tiempo pico del hidrograma de entrada, T, es el tiempo pico del hidrograma de salida, I, es el gasto pico del hidrograma de entrada y O, es el gasto pico del hidrograma de salida.
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4.5 Tránsito de vasos
Un vaso de almacenamiento se forma al interponer al paso de una corriente un obstáculo, llamado cortina, que provoca un remanso que limita el escurrimiento del agua. El volumen de almacenamiento del vaso se calcula con la ecuación de continuidad ( 10 ), en donde las variables O y V son conocidas en t=iAt, mientras que I se describe en todo el tiempo (hidrograma de entrada).
'Vi +1 2Vl
At +oi+l=I1+Ii+l+ [ "
At O11
En el tránsito de una avenida por un vaso de almacenamiento no se consideran variables como la evaporación y la infiltración, ya que su magnitud es varias veces inferior al volumen de las entradas o las salidas por escurrimiento. Asi mismo, se acostumbra utilizar únicamente el gasto de salida por la obra de excedencias, ya que lo que se extrae por la obra de toma es pequeño comparado con el anterior.
El tamaño del vaso de almacenamiento depende de la topografia, i.e. cuando la topografia es escarpada, la capacidad de almacenamiento es pequeña, mientras si ésta es extendida la capacidad es grande. Para relacionar la elevación del agua con el volumen almacenado, se maneja una curva conocida como elevaciones-capacidades. Con esta curva se obtiene una relación que es función del agua y del gasto de salida (curva Elevación-Descargas). Esta curva se obtiene con la ecuación de un vertedor rectangular, la cual es del tipo siguiente:
Q =CLH 3/2
Donde la descarga Q esta dada en m3/s, C es el coeficiente de descarga del vertedor en m'I2/s, L es la longitud de la cresta del vertedor (en m) y H la carga sobre la cresta del vertedor en m.
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Cuando el vertedor es de cresta controlada (como es el caso de la presa Abelardo L. Rodriguez), la relación elevación-gasto estará dada por las reglas de operación fijadas por las compuertas. Para realizar el tránsito se requiere especificar en que situación se encuentra el vaso en el momento en que se presenta la avenida. Para ello se debe conocer la elevación del agua y su correspondiente volumen almacenado en la presa.
Para resolver la Ecuación 14 se utilizo el programa TAV-1, en el cual se introducen los datos de la curva elevación-capacidad y los puntos del hidrograma de entrada, que es el que resulta del tránsito
de la cuenca por el método de Muslungum. El TAV- 1 calcula la curva de elevaciones-descargas a cada 2 cm, y proporciona los valores del hidrograma de salida.
En el caso de la presa Abelardo L. Rodriguez, dado que cuenta con compuertas controlables, se utilizó un programa llamado TAV-3, diseñado especialmente para éste tipo de obras de excedencias. Se realizaron los tránsitos de los vasos existentes y los propuestos como alternativas, a fin de encontrar un gasto de derrames en la presa Abelardo L. Rodriguez.
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5 . CARACTERÍSTICAS DE LAS OBRAS PARA CONTROL DE AVENIDAS
5.1 Presa Abelardo L. Rodriguez.
De acuerdo con el diseño de la obra de control y excedencias de la presa Abelardo L. Rodriguez, el vertedor original de canal lateral y 300 m de longitud de cresta, se transformo en una estructura de control dotada de dos compuertas radiales de acero colocadas sobre una estructura vertedora de cresta recta. El inicio del canal de descarga se convirtió en el primer tanque amortiguador para la canalización.
La estructura se diseñó con un cimacio tipo Creager, con cresta a la elevación de 220.48 m, siendo el NAME (Nivel de Aguas Máximas Extraordinarias) a la elevación 228.40 m. El pie del cimacio coincide con la elevación de la plantilla de canal lateral del original, con cota de 209.0 m.
Sobre ésta estructura, y separadas por una pila de 2.0 m de espesor, se dispusieron las dos compuertas radiales, de 7.0 m de ancho, 8.0 m de altura y 8.60 m de radio. De ésta manera, el asiento de la compuerta sobre el cimacio quedó dispuesto a 1.95 m aguas abajo de la cresta, a la elevación de 220.13 m, y el perno del eje de giro se localizó a la elevación de 223.08 m.
5.2 Presa El Molinito
La presa el Molinito se construyó entre los años 1990 y 1992,30 km aguas arriba de la ciudad de Hennosillo. Los objetivos hndamentales de la presa heron el control de avenidas y la retención de azolves, además de otros usos secundarios como abastecimiento de agua potable y riego.
La presa se diseñó para retener 60 M m 3 de azolves y un superalmacenamiento de 122 Mm3, dejando una capacidad útil de 90 M m 3 para auxiliar en sus fbnciones a la presa Abelardo L.
Rodriguez. La altura máxima de la presa es de 3 1.40 m sobre el lecho del río. Su corona se encuentra a la elevación de 295.40 m.
16
La obra de toma se encuentra ubicada en la ladera derecha del río Sonora. Es un conducto de concreto reforzado, de sección transversal tipo portal, con un ancho de 3.00 m de plantilla, altura interior de 4.00 m y longitud de 105 m. Para el control de las extracciones se alojaron cuatro compuertas, una de servicio y tres de emergencia, de 2.00 m por 3.00 m en una torre de operación.
El conducto se diseñó para su hncionamiento como obra de desvío, por lo que tiene una capacidad mayor que la de 10 m3/s que se requeriría para una operación de regularización normal.
La obra de excedencias es un vertedor de cresta libre de 18.00 m de longitud, cuyo gasto de diseño es de 3 1 1.5 m3/s con una carga máxima de 4.04 m. La cresta vertedora se encuentra a la elevación de 289.36 m.
5.3 Encauzamiento en la ciudad de Hermosillo, Son.
El crecimiento de la ciudad de Hermosillo propició que la presa se haya integrado a la zona urbana, la que quedó atravesada durante años por el cauce seco, en una extensión del orden de 10 k m . En el año de 1988, se decidió llevar a cabo un desarrollo urbano de largo alcance con la canalización de dicho cauce. Los terrenos en cuestión provendrían de la recuperación de las llanuras de inundación a ambos lados del cauce central del río.
En el proyecto de la canalización se usó un gasto de diseño de 500 m3/s, considerando que este valor sería el máximo de descarga por las nuevas compuertas de la presa Abelardo L. Rodriguez.
Se adaptó el proyecto a la pendiente natural del cauce del río, así como la prohndidad del canal a la configuración topográfica existente. Para ello se diseñó un canal con sección trapecial revestida de concreto.
Después del tramo inicial de curvas, la sección de proyecto tiene 10.50 m de ancho de plantilla, 4.50 m de profhdidad (desde el nivel de los rellenos de la urbanización) y taludes de 1.75: 1. La pendiente del canal se diseñó con una pendiente transversal del 4% desde los lados hacia el centro, formándose un desnivel de 21 cm entre el eje de la canalización y el pie de los taludes en ambas márgenes.
17
6 . SMULACIÓN DE INUNDACIóN
Existen modelos numéricos con los que se puede predecir el grado de inundación en una zona propicia a ello. El distrito de riego (051) que se encuentra aguas abajo de la ciudad de Hermosillo ha presentado casos de inundación debidas a las descargas de la presa Abelardo L. Rodriguez. Para ése trabajo se procedió a calcular las inundaciones en las llanuras para diferentes gastos probables de derrames.
Estos cálculos se hicieron por medio del Modelo para Cálculo de Perfiles, HEC-2, propiedad de la GASIR.
6.1 Descripción matemática del modelo HEC-2
El modelo HEC-2 se desarrolló para calcular perfiles en flujos permanentes, gradualmente variados en canales prismáticos y no prismáticos. Se pueden estimar perfiles subcríticos y supercríticos, así como también se pueden considerar los efectos de obstrucciones como son puentes, alcantarillas, vertedores y estructuras en la región de la berma. El modelo está sujeto a cuatro suposiciones básicas:
1. Flujo permanente. 2. Flujo gradualmente variado. 3 . Flujo unidimensional. 4. Pendiente del canal pequeña.
El propósito original del modelo HEC-2 fue el de determinar las elevaciones de la superficie del agua para gastos especificados en canales naturales para ayudar en el programa de manejo de llanuras de inundación del U.S. Army Corp of Engineers. En éste contexto, el modelo se ha empleado en varios proyectos, tales como:
i) Evaluación de daños por inundación, mediante la determinación de áreas inundadas para varios gastos de avenidas.
ii) Estudiar efectos sobre las llanuras del uso de tierras desde el punto de vista de daños por inundación. iii) Estudiar como se pueden mitigar los daños de las inundaciones mediante diversas mejoras en el
canal.
18
El modelo HEC-2 está escrito en FORTRAN IV y requiere de aproximadamente de 32,000 bytes de memoria de computadora.
6 . l . 1 Establecimiento de las ecuaciones básicas
Ecuación de momentum
El primer término es debido al gradiente de presiones en la dirección de la línea de corriente; el
segundo, la fberza de resistencia causada por la fricción interna y que induce la disipación de energía;
el tercero, la fberza de peso, el cuarto es el cambio de energía cinética (aceleración convectiva) que experimenta la unidad de masa a lo largo de la línea de corriente; y el último, la aceleración local de
la misma. ÉSta ecuación se ha derivado para un elemento de área transversal. En la misma forma se
establece equilibrio dinámico del elemento en la dirección de la normal principal a la línea de corriente.
donde el radio local de curvatura se ha considerado muy grande.
ÉSta ecuación es válida para flujo permanente o no permanente y sus términos representan a
fberzas por unidad de masa.
Dado que en líquidos los efectos térmicos no tienen influencia en p. Además es común que los
cambios de p y z, en la posición del punto sean más importantes que los que pueda experimentar p (aún en golpe de ariete). Por tanto, las ecuaciones anteriores se pueden expresar en la siguiente forma:
19
a p a z a T a v 2 av -- (-)-g-+- ( - )=- (-) +- as p a s d n p as 2 at
a p aZ --(-)-g-=O & P
Para poder integrar éste sistema de ecuaciones a lo largo de una línea de corriente, deben hacerse
algunas consideraciones algebraicas simplificatorias, debido al carácter tensorial del esherzo de
fricción z, quedando como:
a v 2 1av
as Y 2 g - (z+- +- +hr) =-- -
ÉSta ecuación admite las siguientes simplificaciones:
a) Si el flujo es permanente entonces:
20
b) Si en el flujo, además, no hay fricción, entonces la ecuación toma la expresión:
que es la ecuación de Bernulli para una línea de corriente.
El modelo HEC-2 emplea esencialmente un esquema iterativo del método de paso directo, que
utiliza las siguientes ecuaciones de energía y pérdidas.
Donde h es la pérdida total de energía entre las dos ecuaciones; Sf es la pendiente de fricción
representativa en el tramo; L es la longitud pesada en gasto y c es un coeficiente de pérdida de
expansión o contracción.
El procedimiento de computo es como sigue:
l . Si los cálculos se dirigen hacia aguas arriba (régimen subcrítico), se supone que se dispone de
todos los datos con subíndice l .
2. Se supone la elevación de la superficie del agua en la estación 2.
3. Basándose en la suposición de la elevación de la superficie del agua, se determina el factor de
forma y carga de velocidad correspondientes.
21
4. Con los valores obtenidos en el paso 3, se determina S, con alguna de las ecuaciones 25 y se resuelve ( 23 ) para h.
5. Se calcula Z, a partir de los valores encontrados en los pasos 3 y 4 usando nuevamente ( 23 ).
6. - El valor de 2, calculado en el paso 5 se compara con el supuesto en el paso 2. Se repiten los
pasos 2 al 5 hasta que los valores supuestos y calculados de 2, concuerden dentro de una extensión de 1 cm.
El primer valor de tanteo se estima proyectando la elevación de la sección anterior sobre la pendiente de fricción media de las dos secciones transversales anteriores. El segundo valor de tanteo
se estima como la media aritmética de los valores calculados y supuestos de la elevación de la
superficie del agua del primer tanteo. Los terceros y subsecuentes valores de tanteo se estiman por
el método de la secante de proyectar el ritmo de cambio de la diferencia entre los valores calculados
y supuestos de las elevaciones de los dos tanteos previos a cero. En los terceros y subsecuentes tanteos, el cambio del valor de un tanteo a otro se restringe a un máximo de +-50% de la elevación supuesta en el tanteo anterior.
Una vez obtenida la elevación correcta de la superficie del agua, se verifica que la elevación
calculada se encuentre en el lado correcto de la elevación del tirante crítico para esa sección, P.e.,
para un perfil subcrítico, las elevaciones de la superficie del agua deben ser mayores que las del tirante
crítico.
HEC-2 utiliza cuatro métodos para la determinación de la pendiente media de fricción:
a). Factor de forma media
Q, +Q S,= (- 2 ) 2
S 'K2 (25.a)
donde K, y K2 son los factores de forma totales en las situaciones 1 y 2 (sección de fondo y talud), dado por K=Q/S1'2
22
b). Pendiente de fricción media
Sf 1 +S** S,=
2
c). Media geométrica
d). Media armónica
(25.b)
(25.c)
(25.d)
Debe mencionarse que los datos adecuados sobre la sección transversal del canal son esenciales
para la operación apropiada y precisa del modelo. Se necesita de secciones transversales donde se
presenten cambios significativos en la geometría del canal o en sus características hidráulicas. Los cambios cruciales de geometría, por lo común, implican contracciones o expansiones naturales o artificiales. Los cambios de pendiente, rugosidad o gasto se pueden considerar como cambios
significativos de las características hidráulicas del canal. En general, las secciones transversales
estipuladas deben ser perpendiculares a la dirección del flujo y extenderse completamente a través del
canal hasta el terreno superior que se encuentra a ambos lados del canal.
23
6.2 Simulación numérica
Con datos proporcionados por la GASIR, (coordenadas de las secciones transversales de la zona
de inundación) sobre el distrito de riego 05 1 de la ciudad de Hermosillo, se procesaron con el modelo
HEC-2, para gastos de 100,200, 300, 400 y 500 m3/s. Así se determinó el grado de inundación en
el distrito de riego. Las elevaciones para estos diferentes gastos se muestran en la Tabla No. 2.
24
7 , ALTERNATIVAS DE SOLUCI~N
Las soluciones propuestas para resolver el problema de las inundaciones en las planicies del río
Sonora, contemplan la construcción de presas en el cauce principal del río y sus afluentes principales.
Dichas propuestas se hicieron localizando lugares propicios y suponiendo estructuras con capacidad
de embalse correspondiente a la topografia del lugar. En éstas localidades se realizaron tránsitos de cauces y vasos y se analizaron combinaciones para lograr un mejor control de las tormentas. La
principal condición que se tiene, es que la mayor descarga posible de derrames en la presa Abelardo L. Rodríguez sea de 500 m3/s (valor de diseño de la canalización que cruza la ciudad de Hermosillo).
Para localizar los sitios potenciales de las presas reguladoras de los escurrimientos de los ríos
Sonora y San Miguel, se analizaron cartas topográficas publicadas por el M G I en escala
1 : 1,000,000. En cartas 1 : 50,000 se revisó cuidadosamente la configuración topográfka, buscando
vasos que pudieran tener capacidad suficiente y evitar en lo posible, no inundar poblados importantes.
7.1 Identificación de sitios potenciales para construcción de presas
Cómo resultado del análisis de la cartografía, se localizaron tres sitios sobre el río Sonora con las
características requeridas: Cerro Cortado, Nido de la Cuerva y Sinoquipe (Fig. 7).
La localización aproximada de la boquilla, referidas a la cuadrícula UTM (Universal Trasversa de
Mercator) se muestra a continuación:
LOCALIDAD W m ) N ( m ) HOJA INEGI
Cerro Cortado
574 050 3 340 500 H12-B83 Sinoquipe
573 075 3 260 225 H12-D33 Nido de la Cuerva
539 950 3 242 200 H12-D32
25
De manera semejante a la forma en que se analizaron las cartas topográficas de INEGI para
localizar los sitios de presas sobre el río Sonora, se revisaron las cartas correspondientes a la cuenca
del río San Miguel. También se revisó la cuenca de su afluente principal, el río Zanjón, ya que debido a su extensión, drena una parte importante hacia el río San Miguel.
Se localizó un sitio potencial sobre el cauce del río San Miguel, y que se nombró Las Chivas:
LOCALIDAD E ( m ) N ( m ) HOJA INEGI
Las Chivas 535 775 3 269 525 H 12-D22
7.2 Caracterización de los sitios de presa
Con la ayuda de las cartas de INEGI, se estudiaron las características hidráulicas de los vasos de
los distintos sitios de presas, tanto en el río Sonora como en el San Miguel.
Para ello se analizaron las curvas de nivel dentro de la zona de inundación y se determinó la capacidad del embalse. Asimismo, se analizaron las elevaciones correspondientes en el lugar de la
boquilla y se elaboró una curva de Elevación Vs. Capacidad. Con ayuda de estas curvas y el programa
TAV-1 (tránsitos para vertedores de cresta libre), se obtuvieron los hidrogramas de salida para cada
alternativa de presa y se determinó la capacidad reguladora de cada vaso propuesto. Las simulaciones
se hicieron considerando vacía la presa al momento de iniciarse la tormenta, por tratarse de presas
solo para control de avenidas.
El método numérico arroja el hidrograma de salida por la obra de excedencias y que sirve para
transitar la cuenca aguas abajo del vaso, hasta la entrada de la presa Abelardo L. Rodriguez.
26
7.3 Planteamiento de alternativas
El objetivo general es que el conjunto de obras que se propongan deben modificar los hidrogramas de las avenidas de diseño, en las características de sus gastos máximos y de distribución de sus volúmenes de escurrimiento. De ésta manera se logrará que la suma de los gastos instantáneos que
lleguen al vaso de la presa Abelardo L. Rodriguez por los dos ríos, se traduzca en una avenida cuyo
tránsito por ese vaso dé un máximo de 500 &/S por la obra vertedora. Además que no provoque que
el nivel del agua suba por arriba de la elevación de 228.40 m.
Para las combinaciones de obras por estudiar, se tomó la consideración básica de no sobreelevar
la presa Abelardo L. Rodriguez. Esto debido a la infraestructura de comunicaciones (el trazo del
Ferrocarril del Pacífico se encuentra sobre la corona de la presa) y las instalaciones agricolas e
industriales establecidas alrededor del vaso, hacen que las afectaciones debidas a una sobreelevación
de ésta obra tenga costos económicos, sociales y políticos extraordinariamente elevados.
Todas las alternativas consideran un lugar de retención en el rio San Miguel, en el paraje
denominado Las Chivas. Se propusieron las siguientes combinaciones:
Alternativa 1
- Construcción de la presa Las Chivas.
- Sobreelevación de la presa El Molinito.
I
Alternativa 2
- Construcción de la presa Las Chivas.
- Construcción de la presa Nido de la Cuerva.
- Sobreelevación de la presa El Molinito.
27
Alternativa 3
- Construcción de la Presa Las Chivas.
- Construcción de la Presa Sinoquipe
- Sobreelevar la Presa El Molinito.
Alternativa 4
- Construcción de la Presa Las Chivas.
- Construcción de la Presa Cerro Cortado.
- No modificar la presa El Molinito.
28
8. RESULTADOS
La simulación del tránsito de las avenidas se realizó en los vasos correspondientes a cada
alternativa, hasta llegar a la presa Abelardo L. Rodriguez, donde se sumaron los gastos provenientes
de los dos rios, Sonora y San Miguel.
En todos los casos, las presas se operarían como obras de control y no de almacenamiento. Es
decir, los vasos estarían totalmente vacíos al momento de presentarse las avenidas, para aprovechar
toda la capacidad disponible para el control. Esto no sucede en la presa Abelardo L. Rodriguez, que
se consideró ocupada por un volumen inicial del orden del 50% de su capacidad al NAMO, es decir
160 Mm3, que correspondería a un volumen acumulado de wolves de 90 M m 3 y un volumen de agua almacenada de 70 M m 3 para abastecimiento de la ciudad de Hermosillo.
Todas las presas nuevas podrían tener un desagüe de fondo que operaría totalmente abierto, o bien
se consideraría como cerrada cualquier obra de desagüe de manera que la presa retendría en su vaso
a totalidad de la avenida de entrada, para dejarla salir posteriormente, cuando su gasto no se sumara
a los de otras avenidas para llegar a la presa Abelardo L. Rodriguez. En la Fig. No. 9 se muestra el hidrograma de entrada a la Presa Abelardo L. Rodriguez que se obtuvo de transitar la cuenca baja
de la presa Las Chivas y El Molinito, sumandolos a las aportaciones del río Zanjón.
E n la Alternativa 1, la presa Las Chivas controlaría 3,141.1 Km2, es decir 63% del área total de la cuenca del río San Miguel. El vaso deberá tener capacidad para retener totalmente la avenida
generada en su cuenca. El Gasto Pico deducido para ésta cuenca fhé de 2250.6 m3/s, con un Volumen
de 226.7 millones de m3, (Fig. No. 10). Se realizó el tránsito del vaso propuesto para diferentes
alturas de cortina, definiéndose una altura de 55 m, sin tener afecciones importantes debido al
embalse.
De la misma manera, se propusieron modificaciones en la altura de la presa El Molinito, para controlar la avenida de su cuenca, deducida en 12 163.0 k m 2 , siendo el 92.7% del total de la cuenca
alta del río Sonora. Se determinó sobreelevar a la presa en 12 m.
29
alta del río Sonora. Se determinó sobreelevar a la presa en 12 m.
Para la Alternativa 2, la presa Las Chivas tendría una altura de 55 m y la presa Nido de la Cuerva
65 m de altura, con capacidad para retener las avenidas de 8034.12 km2, correspondientes al 6 1.2%
de la cuenca del río Sonora, con Gasto Pico de 298.12 m3/s y Volumen de 1 18.8 M m 3 , (Fig, No. 1 1) y sobreelevar la altura de la presa El Molinito en 3 m.
En la Alternativa 3, se consideró la construcción de la presa Las Chivas con 55 m de altura, sobreelevar El Molinito 7 m y la construcción de la presa Sinoquipe con 70 m de altura controlando
una extensión de 4503 km2, 34.3% de área total de la cuenca del río Sonora con Gasto Pico deducido
de 1810.6 m3/s y Volumen de 254.5 Mm3, (Fig. No. 12).
Para la alternativa 4, también se consideró la presa Las Chivas con 55 m de altura y además la
presa Cerro Cortado con 55 m de altura, para retener la avenida generada en una extensión de
9768.29 km2, representando el 74.4% del total de la cuenca del río Sonora, con un Gasto Pico de 1810.6 m3/s y volumen de 254.55 M m 3 (Fig. 13). No se realizaron modificaciones en El Molinito.
En todas las situaciones se tomó como restricción que el máximo nivel alcanzado por las aguas en
el vaso de la presa Abelardo L. Rodriguez no rebasara la elevación de 228.40 m, establecido como NAME (Nivel de Aguas Máximas Extraordinarias), para dejar un bordo libre hasta la elevación de
la corona. El tránsito se simuló hasta que pasara la totalidad de la avenida de entrada, en intervalos
de 1 hora, y que la máxima descarga por la obra de excedencias no sobrepasara el valor de 500 m3/s.
30
9. CONCLUSIONES
Todas las alternativas aquí presentadas son hidrológicamente viables. La alternativa número 1
representa la de menor costo de inversión ya que sólo se construiría un sólo vaso (presa Las Chivas).
Sin embargo, se estima que sobreelevar la presa El Molinito de materiales graduados en 29 m no es muy recomendable.
Las demás alternativas parecen ser más viables, aunque sin duda mas costosas. La elección de la
mejor alternativa, la daran otros estudios detallados, como topográficos, geológicos, de materiales de construcción, económicos, sociales y financieros.
El tránsito en el vaso del Molinito, indicó que de presentarse una avenida como la mostrada en la
Figura No. 8, produciría elevaciones de la superficie libre del agua hasta los 304.65 msnm, y siendo
que la corona se encuentra a los 295.4 msnm, los daños causados podrían ser considerables.
31
1 O. REFERENCIAS
Campos D. 1982, Manual para la esttimación de Avenidas Máximas en Cuencas y Presas Pequeñas. Dirección General de Obras Hidráulicas y de Ingeniería Agrícola para el Desarrollo Rural. Secretaria de Agricultura Y Recursos Hidráulicos
HEC, 1970, Water Surface Profile. Programmers Manual. U.S. Army Corps of Engineers. Hidrologic Enpineering Center
1
CNA, 1993, Manual de Ingeniería de Ríos, Estudio Hidrológico para Obras de Protección, Cap. 3. Gerencia de Aguas Superficiales e Ingenieria de Ríos
Kirppich, 1978, Time of Concentration of Agricultural Watersheds, Civil Engineer inc. ASCE, Vol. 10
Springall, 1970, Hidrología, Primera Parte, Publicación D7, Instituto de Ingeniería. UNAM
S.C.S.,1975, Use of Storm and Watersheds Characteristics in Synthetics fidrograph Analysis and Application. S.C.S. Departament of Agriculture
Viessman, W et al 1977, Introductión to Hidrology (Second Editión) Harper and Row. Publishers. New York
f
32
12. FIGURAS
49
HIDROGRAMA ORIGINAL DE DISEÑO
PRESA ABELARDO L. RODRIGUEZ
Q
1
loo00 - 9Ooo --
8Ooo "
7000 --
6Ooo --
5Ooo - -
4Ooo - -
3Ooo "
2Ooo --
1000 - -
I O 48 65 72 76.5 97 144 21 6 228
TIEMPO (HRS)
GASTO PICO = 10,000 m3/s
TIEMPO PICO = 72 HRS I IVOLUMEN = 540 Mm3 1 ]FIGURA NO. 2 J
HIDROGRAMA ORIGINAL DE DISEÑO
PRESA EL MOLlNlTO
o ! I
5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70
TIEMPO (HRS)
TIEMPO PICO = 45 HRS
FIGURA NO. 3 J
FELIX 0 GOMEZ
TEONADEPA
o SAN PEDRO DE L A C.
0
c U
U M
HtDROGRAMA DE ENTRADA A EL MOLINITO (ACTUAL)
PRESA EL MOLINITO
TIEMPO PICO = 31 HRS
¡FIGURA No. 8 I
HIDROGRAMA DE ENTRADA A LA PRESA ABELARDO L. R. (PROPUESTO)
Q
~ ~~~
PRESA ABELARDO L. RODRIGUEZ
13 17 21 25 29 33 Yyfi'@%9 53 57 61 65 69 73 77 81
TIEMPO PICO = 13 HRS
VOLUMEN = 368.76 Mm3 IFIGURA NO. 91
CONTROL DE AVENIDAS EN LAS PLANICIES DEL €ÚO SONORA
I
2000
1500
Q 1000
500
O 1 4 7 10 13 16 19 22 25 28 31 34 37 40 43 46 49 52 55 58 61 64 67
TIEMPO (HRS)
TIEMPO PICO = 22 HRS
VOLUMEN = 226.7 Mm3
CONTROL DE AVENIDAS EN LAS PLANICIES DEL RÍO SONORA
HIDROGRAMA DE ENTRADA A LA PRESA "NIDO DE LA CUERVA"
3000
2500
2000
1500 Q
1 O00
500
1 7 13 19 25 31 37 43 49 55 61 67 73 79 85 91 97
TIEMPO (HRS)
TIEMPO PICO = 40 HRS
VOLUMEN = 118.80 Mm3 IFIGURA NO. 11 I
CONTROL DE AVENIDAS EN LAS PLANICIES DEL RIO SONORA
L
HIDROGRAMA DE ENTRADA A "SINOQUIPE"
2000 T
1400
1200
600
400
\ 200 "
0 - 1 8 15 22 29 36 43 50 57 64 71 78 85 92 99
2oo O u , , , , , . , . . . . . . . . . . . .
1 8 15 22 29 36 43 50
TIEMPO (HRS)
TIEMPO PICO = 31 HRS
CONTRQL DE AVENIDAS EN LAS PLANICIES DEL RÍO SONORA
HIDROGRAMA DE ENTRADA A I' CERRO CORTADO"
1 7 13 19 25 31 37 43 49 55 61 67 73 79 85 91 97
TIEMPO (HRS)
TIEMPO PICO = 35 HRS
VOLUMEN = 775.75 Mm3
11. TABLAS
33
W W 3
e N O
W O o
L O VI i4
O0 m O
I P
O N
c
c. W
O
N c c
O
c. - o\ O
c- O 4 *O
c. m O0 W
r w
O c-
W z
c. m \o m v,
N
N 4
L c O VI O
r c VI O
c. w 00 O0 P
c. O0 m O
L VI 4 VI
NOMBRE DE LA
CUENCA
ÁREA (Km2)
LONGITUD DE CAUCE
(Kms)
DESNIVEL (Mts)
PENDIENTE (T-S)
N. DE ESCURRIMIENTO
TIEMPO DE C. (Hrs)
C. DE KUISHILING
PRECIPITACION (mm)
Tr = 1,000 AÑOS
PREClPITACIÓN(mm)
Tr = 10,000 AÑOS
P. AJUSTADA (mm)
Tr = 1,000 AÑOS
P. AJUSTADA (mm)
Tr = 10,000 AÑOS
TIEMPO PICO (HRS)
GASTO PICO (M3/S)
TABLA No. 1 (Continuación)
CARACTERISTICAS FISIOGRAFICAS POR SUBCUENCAS RÍO SAN MIGUEL
RIO SAN MIGUEL
(SUPERIOR )
2039.12
85.0
860.0
4.59 E -3
86
13.1
0.58
149.2
177.0
116.0
137.7
14.52
25.47
RIO SAN MIGUEL
(INFERIOR)
2944.80
95 /(L. I
305
3 .O8 E -3
86
20.0
O 56
107.0
131.0
98.8
121.0
22.05
24.22
RIO ZANJON
120.0 120.0
1105.00 2891.5
(INFERIOR) (SUPERIOR)
RIO ZANJON
"Y6
930.0 87.0
4.99 E -3 3.3 1E -3
85
122.0 161.0
0.59 0.56
6.9 18.1
80
205.0 141.0
142.16 73.44
181.02 84.87
19.9
26.18 26.36
7.56
TABLA No. 1 (Continuacibn)
CARACTERISTICAS FISIOGRAFICAS POR SUBCUENCAS
CONFLUENCIA DE SAN
NOMBRE DE LA CUENCA MIGUEL Y ZANJON HASTA
PRESA A. L. R
AREA (Km2)
LONGITUD DE CAUCE
252.5
25.0
( K m
DESNIVEL (Mts) 58.0
PENDIENTE (T-S) 2.21 E -3
N. DE ESCURRIMIENTO 84
TIEMPO DE C. (Hrs)
233.0 PRECIPITACION (mm)
0.59 C. DE KUISHILING
8.13
Tr = 1,000 AÑOS
PRECIPITACIÓN(mm) 298.0
Tr = 10,000 AÑOS
P. AJUSTADA (mm) 149.5
Tr = 1,000 AÑOS
P. AJUSTADA (mm) 191.2
Tr = 10,000 AÑOS
TIEMPO PICO (HRS) 8.94
DESDE PRESA EL
MOLINITO HASTA
PRESA
A. L. R. 955.62
30.0
50.0
1.49 E -3
84
10.71
0.58
227.6
286.0
192.18
203.80
11.78
TABLA No. 2
ELEVACIONES DE LA SUPERF iCIE DEL AGUA EN LA ZONA DE INUNDACIóN -
SECCl6N .O1 K AREA VCH 1 0 " EG NlVCRl NNAGUA GASTOS ELMlN DlSTmC
85ooO
6.1 9 73.93 2.71 1044.46 30.06 29.95 29.95 200 28.62 O 85ooO
5.04 68.99 1.45 393.93 30.04 29.94 29.94 100 28.62 O
82926 I 1105.78) 32.64) 1001 33.721 33.371 33.731 21.941 0.41 I 241.78 I 21.35 829261 1105.781 32.641 2 0 0 1 33.391 33.391 33.51 875.981 2.72) 73.641 6.76
82926 1 1105.781 32.641 5 0 0 1 33.58 1 33.581 33.741 6 3 8 . 8 5 1 3.231 154.581 19.78 I I I I I
809oO
201 .06 993.32 0.5 6.1 8 37.9 36.95 37.89 500 34.95 2026.07 809oO
163.29 789.02 0.51 6 37.73 36.86 37.73 m 34.95 2026.07 809oO
124.31 645.03 0.47 5.82 37.6 36.78 37.6 300 34.95 2026.07 809oO
8 4 . 2 2 465.86 0.43 5.64 37.42 36.59 37.41 200 34 .95 2026.07 809oO
25.24 256.81 0.39 15.69 37.14 36.56 37.1 3 100 34.95 2026.07
I I I
77034 77034
19.17 235.86 1.02 27.22 42.581 ' 42.72 42.7 100 * 40.4 919.29
153.1 4 1037.44 0.83 6.82 43.06 O 43.06 400 40.4 919.29 77034 21 6.3 1375.95 0.45 1.92 43.16 42.64 43.16 300 40.4 919.29 77034 139.4 959.93 0.45 2.06 43.04 42.58 43.03 200 40.4 919.29
77034 43.1 2 500 40.4 919.29 0 , 43.1 2 , 191.25 0.851 1244.81 6.83
TABLA No. 2 (Continuaci6n)
ELEVACIONES DE LA SUPERFICIE DEL AGUA EN LA ZONA DE INUNDACIóN
SECCl6N .OlK AREA VCH WKS EG NNCRl NNAGUA GASTOS ELMIN DISTANC
76008 29 . 95 467.53 0.21 11.15 44.08 43.85 44.08 100 41.64 1026.14
720621 859.391 49.721 1001 51.181 50.861 51.21 2 0 . 9 8 1 0.481 206.36) 21.83 720621 859.391 49.721 2 0 0 1 51.421 50.891 51.431 10.071 0.61 1 325.781 63.03 72062
921.78 3898.82 0.12 0.29 51.56 51.561 51.04 500 49.72 859.39 72062 825.06 3644.05 0.1 0.24 51.5 51 S I 51 .O1 400 49.72 859.39 72062 44.79 256.73 1.17 44.86 51.31 51.291 O 49.721 300 859.39
I 71024
18.02 232.59 3.08 769.6 52.64 52.57 52.57 500 51.71 1037.71 71024 14.83 200.19 2.89 727.67 52.61 52.54 52.54 400 51.71 1037.71 71024
110.34 919.32 0.44 7.39 52.86 O 52.86 300 51.71 1037.71 71024 51.17 514.15 0.53 52.7) 15.28 O 52.7 200 51.71 1037.71 71024 16.21 290.37 0.49 52.61 38.08 52.47 52.59 100 51.71 1037.71
t
699151 1109.47) 53.221 100/ 55.021 54.651 55.02) 12.941 0.35) 394.361 27.8 699151 1109.471 5 3 . 2 2 1 2001 5 4 . 9 9 1 54.671 5 5 1 2 9 . 4 9 1 0.781 356.291 36.83 699151 1109.471 5 3 . 2 2 1 3 0 0 1 5 4 . 9 4 1 5 4 . 8 4 1 54.971 121.051 1.52) 270.55
227.36 699151 1109.471 53.22) 4 0 0 1 55.371 54.91 55.371 3.1 1 0.361 1507.38 27.27
I 699151 1109.471 5 3 . 2 2 1 5 0 0 1 55.471 54.921 55.471 2.321 0.341 1898.66) 328.2 I I I 1 1 I I I I
69020
18.41 166.94 737.681 3 56.481 56.481 56.62 54.881 500 894.85 69020 13.97 140.08 820.081 2.86 56.57 56.44 56.44 400 54.88 894.85 69020 101.8 641.86 8.681 0.54 56.9 O 56.9 300 894.85 54.88 69020 53.61 378.73 0.55 13.92, 56.75 O 56.74 200 54.88 894.85 69020 24.85 270.36 0.38 16.19 56.63 56.32 56.63 100 54.88 894.85
I I I I I
TABLA NO. 2 (Continuaci6n)
ELEVACIONES DE LA SUPERFICIE DEL AGUA EN LA ZONA DE INUNDACI~N
SECCl6N .OIK AREA VCH 1OWS EO NlVCRl NIVAGUA GASTOS ELMIN DISTANC
68012
57.72 432.52 0.67 27.02 01 58.33 58.32 300 56.29 1008.03 68012
48.92 367.66 0.5 16.71 58.28 O 58.28 200 56.29 1008.03 68012
9.55 100.47 0.6 109.71 58.05 57.82 58 100 56.29 1008.03
67000 41 . O 9 243.8 2.25 148.04 60.31 O 60.24 500 58.25 1012.19
66100 23.53 370.19 0.31 18.07 61.6 61.4 61.6 100 59.94 899.47
66100 194.58 1348.23 0.47 6.6 61.93 O 61.93 500 59.94 899.47 66100
154.27 1131.68 0.44 6.72 61.87 O 61.87 400 59.94 899.47
63071 I 9 4 4 . 3 5 1 67.49) 3 0 0 1 68.51) O/ 68.51 1 19.731 0.691 435.39 67.54
63071 1 9 4 4 . 3 5 1 67.491 4 0 0 1 68.521 68.191 68.531 31.621 0.881 477.41 71.13 63071 I 9 4 4 . 3 5 1 67.49
60 . 86 612.19 0.38 10.8' 70.02) O ) 70.03 200 1107.831 69.5 61963 21.74 384.07 0.3 21.16 69.781 69.93 69.92. 100 1107.831 69.5 61963
86.7 560.49 0.96 33.26 o / 68.58 500 68.57 i
I
61963
172.95 1299.03 8.361 0.46 O / 70.22 70.22 500 69.5 1107.83 61963 136.71 1094.08 8.561 0.44 01 70.17 70.17 400 69.5 1107.83 61963 91.58 818.81 10.731 0.43 70.091 O / 70.09 300 69.5 1107.83
I I
60989
97.92 609.25 26.071 0.82 5001 71.541 01 71.55 70.72 973.78 60989
79.82 534.65 25.1 1 1 0.75 400 71.491 01 71.5' 70.72 973.78' 60989 68 . 46 484.71 0.62 19.2 71.46 O 71.45 300 70.72 973.78 60989 46.85 382.8 0.52 18.23 71.37 O 71.36 200 70.72 973.78 60989 30.31 373.73 0.27 10.89 71.37 71.13 71.36 100 70.72 973.78
I
TABLA No. 2 (Continuación)
ELEVACIONES DE LA SUPERFICIE DEL AGUA EN LA ZONA DE INUNDACIóN
I SECCIóN 1 DISTANC 1 ELMIN 1 GASTOS 1 NNAGUA 1 NlVCRl 1 EG I WKS 1 VCH 1 AREA I .01K
I I
60141
179.21 799.63 0.63 7.78 72.65 O 72.65 500 71 .O3 848.21 60141 149.06 687.74 0.58 7.2 72.53 O 72.53 400 71.03 848.21 60141 113.4 549.84 0.55 7 72.38 O 72.38 300 71.03 843.21 60141 79.08 424.36 0.47 6.4 72.22 O 72.22 200 848.21 71.03
I I I I I I I I I I I 590921 1048.831 75.291 1001 75.811 75.61 I 75.821 5 6 . 0 9 1 0.521 191.291 13.35
59092 18.4 179.97 2.78 738.54 75.91 75.79 75.79 500 75.29 1048.83 59092
14.59 148.77 2.69 751.83 75.86 75.75 75.75 400 75.29 1048.83
580221 1070.231 76.161 2 0 0 1 77.651 76.941 7 7 . 6 5 1 5.29 127.68 672.91 0.45 5 8 0 2 2 ) 1070.23) 76.161 3 0 0 1 77.81 7 7 . 0 5 1 77.81 1 5.52 86.93 505 .43 0.4
58022
207.76 1036.84 0.53 5.79 78 77.19 78 500 76.16 1070.23 58022 167.6 868.19 0.49 5.7 77.92 77.13 77.92 400 76.16 1070.23
~ ~~ ~ ~ ~~
560021 997.31 1 81.521 2 0 0 1 82.771 82.081 82.77
587.561 122.47 61 0.51 5 6 0 0 2 1 997.31 1 81.521 3 0 0 1 82.941 82.161 82.94 448.34 83.97 5.671 0.45
~ ~ ~ ~~~ ~
I 560021 997.311 81.521 4 0 0 1 8 3 . 0 6 1 82.251 83.071 6.d-0.561 742.21 , ~ ~, 160.47 560021 997.31) I 81.521 I 5 0 0 1 I 83.16) I 82.31 83.171 I 6.341 1 0.61 I 906.131 198.56
I I
53006
71.77 O! 87.71 87.69 300 1000.32) 86.57 53006
22 . 46 1.03, 193.88 79.27 01 87.57 87.56 200 1000.321 86.57 53006
24.87 306.24 0.33 16.17 87.381 87.7 1001 87.7 1000.321 86.57
1.01 I 297.45 35.41 53006 1000.32( 86.57 400
61.34 1.141 439.25 87.821 O ! 87.841 66.45 53006, 1000.32) 86.571 500 49.68 1.071 375.08 64.82 01 87.77 87.76
TABLA No. 2 (Continuaci6n)
ELEVACIONES DE LA SUPERFICIE DEL AGUA EN LA ZONA DE INUNDACI~N
SECCl6N [ DISTANC I ELMlN I GASTOS ) NIVAGUA 1 NlVCRl 1 EG I lO%S ) VCH 1 AREA 1 .OlK
52000
121.28 846.04 0.68 10.88 89.98 o 89.97 400 89.04 1006.48 52000 92.7 677.34 0.62 10.47 89.92 O 89.91 300 89.04 1006.48 52000
62.05 479.93 0.56 10.39 89.83 O 89.83 200 89.04 1006.48 52000 16.09 206.17 0.58 38.64 89.66 89.49 89.65 100 89.04 1006.48
5 ~ 0 0 1 1006.481 8 9 . 0 4 1 5 0 0 1 90.03) O) 90.04) 10.721 0.711 1020.321 152.71
51028
81.77 641 1 37.39 91.8 O 91.79 500 91.04 971.72 51028 65.27 534.36 0.93 37.55 91.77 O 91.76 400 91.04 971.72 51028 47.49 396.04 0.93 39.9 91.7 O 91.69 300 91 .O4 971.72 51028 31.12 269.37 0.85 41.3 91.62 o 91.61 200 91.04 971.72 51028 22.73 290.58 0.4 19.35 91.63 91.36 91.62 100 91.04 971.72
1 500121 1015.761 91.231 2 0 0 1 93.521 01 93.521 10.621 0.351 570.781 61.38)
I 500121 1015.76/ 91.23) 3 0 0 1 93.591 O) 93.591 10.771 0.39) 775.3) 91.4
500121 1015.761 91.231 4 0 0 1 93.651 O ( 93.661 11.081 0.421 955.531 120.14
500121 1015.761 91.231 5 0 0 1 93.711 O ) 93.711 11.271 0.441 1125.271 148.91
4 6 9 6 8 ) 1051.12) 95.35) 97.71 O ) 97.721 7.51 1.231 161.971 73.03 4 6 9 6 8 1 1051.121 9 5 . 3 5 1 3 0 0 1 97.931 O / 97.971 12.231 1.681 178.931 85.77
- 46968 479.841 121.93 16.821 1.45 99.03 O 5 0 0 ) 99 1051.121 95.35 46968 189.911 94.41 17.951 2.11 98.14 O 4 0 0 1 98.07 1051.121 95.35
I I I I I
45965
95.08 234.82 9.96 1.28 9 9 . 0 8 o 99.05 300 1003.43/ 96.32 45965 60.39 178.17 1.12 10.97 98.62 O 98.61 200 1003.43/ 96.32 45965 33.18 157.52 0.63 9.09 98.45 97.4 98.43 100 1003.441 96.32
45965
357.721 189.26 1.4 100.021 97.961 100.05) 6.98 500 1003.431 96.32 45965 280.86) 127.51 1.42 99.421 o / 99 .45) 9.84 400 1003.431 96.32
i I
TABLA No. 2 (Continuaci6n)
ELEVACIONES DE LA SUPERFICIE DEL AGUA EN LA ZONA DE INUNDACIóN
TABLA NO. 2 (Continuaci6n)
ELEVACIONES DE LA SUPERFICIE DEL AGUA EN LA ZONA DE ITWNDACIÓN
~ ~~
SECCI6N DISTANC 1 ELMIN 1 GASTOS I NIVAGUA 1 NIVCRI 1 €0 \ lO%S 1 VCH 1 AREA 1 .OlK I I I
I I
35991 67.49 115.7( 8.78 0.571 353.1 O 115.7 200 114.25 1216.87 35991
30.59 0.381 262.78 115.531 10.69 114.83 115.53 100 114.25 1216.88
I 35991 1 1216.871 114.251 3 0 0 1 115.831 O ( 115.841 10.121 0.681 438.51 1 94.31
359911 1216.871 114.251 4 0 0 1 115.991 01 115.991 9.891 0.751 530.781 127.19
359911 1216.871 114.251 500) 116.141 01 116.151 10.181 0.781 656.111 156.71 I I 1 I
3 4 9 9 9 1 992.41) 115.11 1001 116.361 116.161 116.361 11.56( 0.391 431.371 29.42
3 4 9 9 9 1 992.41 115.11 2001 116.451 O / 116.451 6.571 0.481 703.131 78.06
I 3 4 9 9 9 1 992.41 115.1) 5 0 0 1 116.711 O1 116.71 1 3.641 0.391 1926.681 262.08) I I I I I I I I 1
340011 997.731 117.171 1001 117.921 117.591 117.921 16.721 0.361 274.671 24.46 340011 997.741 117.171 2 0 0 1 117.851 117.611 117.861 49.851 0.9) 222.01) 28.33 *
34001
26.31 204.5 2.45 361.19 117.91 117.76 117.82 500 117.17 997.74 34001 33.12 255.92 145.86' 1.56 117.94 117.71 117.9 400 117.17 997.74 34001
32.26 250.85 8 6 . 4 6 1 1.2 117.92 117.66 117.9 300 117.17 997.74
32115
49.52 512.62 1.17 121.691 101.97 O 121.67 500 120.5 900.17 32115 46.08 484.26 1 , 121.681 75.34 121.53 121.66 400 120.5 900.17 32115 38.26 413.33 0.93 121.641 61.47 O 121.63 300 120.5 900.17 32115 30.47 344.05 0.76 121.61 1 43.07 O 121.6 200 120.5 900.17 32115 21.19 353.11 0.37' 121.441 121.611 22.27 121.6 100 120.5 900.17
I I I
299521 2162.561 123.481 100) 125.481 124.731 125.491 15.51 0.55) 183.3 25.4 299521 2162.571 123.481 2001 125.7 1 01 125.71 j 10.61 1 0.81 1 248.39 61.4 29952
173.34 741.13 0.95 8.32 126.22 125.25 126.21 500 123.48 2162.57 29952 128.37 391.96 1 .O2 9.71 126.22 o 126.21 400 123.48 21 62.57 29952 9 5 . 3 8 326.61 9.891 0.92 126' O 125.99 123.481 300 2162.57
~ ~ ~~~
29003 22 . 86 160.26 19.14, 0.62 127.09 126.19 127.07 100 125.54, 949.31 . 29003
83.77 127.661 35.631 1.461 343.18 O 127.63 500 125.54 949.32 29003 79.9 127.62 25.06) 1.21 I 333.14 O 127.6 400 125.54 949.32 29003
57.79 26.951 1.121 268.66 127.46 O 127.44 300 125.54 949.32 29003 40.13 24.841 1.111 180.31 127.18 O 127.16 200 125.54 949.32
I I I I I I
27961 1 1042.38
115.19 363.88 1.65 18.84 01 130.29 130.26 500 127.35 1042.37 27961 85.68 295.2 1.7 21.8 130.02 o / 130.06 400 127.35 1042.37 27961 66.49 1.581 245.44 20.36 3001 129.861 O , 13.89 1042.37 I 127.35 27961 42.54 172.99 1.56 22.1 129.62 O 129.59 200 127.35 1042.37 27961 19.07 118.02 1.12 27.49 129.43 128.51 129.38 100 127.35
TABLA No. 2 (Continuaci6n)
ELEVACIONES DE LA SUPERFICIE DEL AGUA EN LA ZONA DE INUNDACI~N
92'86 89'SLS IPL'O LS'SC IE6'191 0 26'191 OOP 91'6S1 LS'OSG L6SEC ZO'PL PS'OZP 19L.O W.91 8'191 0 6L.191 OOE 9L'6S1 lS'OS6 L66El Z9'W 60'161 1S0'1 26'91 EP'191 O 1P.191 m 91'6S1 lSDS6 L66€1 LE'OZ SS26 180'1 1 L'PZ S8'091 Z6'6SL 6L'091 001 91'6sC 5'0% L66€1
"
TABLA NO. 2 (Continuacibn)
ELEVACIONES DE LA SUPERFICIE DEL AGUA EN LA ZONA DE INUNDACIóN
1 SECCI~N I DISTANC 1 ELMIN I GASTOS 1 NIVAGUA 1 NIVCRI 1 EG I 1ms 1 VCH 1 AREA 1 . O ~ K
109491 1051.49( 167.111 2 0 0 1 168.471 O ( 168.481 15.231 0.71 1 327.56) 51.24 109491 1051.491 167.111 3 0 0 1 168.571 O / 168.581 15.311 0.81 490.171 76.67 10949
125.95 810.43 0.88 15.76 168.74 O 168.73 500 167.11 1051.49 10949
99.92 632.77 0.87 16.03 168.65 O 168.64 167.111 400 1051.49
9910 19.58 106.98 1.03 2 6 . 0 8 169.98 169.19 169.94 100 167.6 1039.03
99101 1039.04( 167.61 2 0 0 1 170.261 O / 170.291 20.171 1.471 144.941 44.53
99101 1039.04/ 167.61 3 0 0 1 170.531 01 170.581 24.851 1.721 179.681 60.18
I 9910) 1039.04) 167.61 4 0 0 1 170.781 01 170.831 28.631 1.86) 212.291 74.75
99101 1039.041 167.61 5 0 0 1 170.961 O / 171.021 32.771 2.021 238.71¡ 87.34
9 4 9 5 ) 414.831 170.53) 4 0 0 1 171.871 O / 171.891 22.671 1.181 350.061 84.01 9 4 9 5 1 414.831 170.531 5 0 0 1 172.021 O¡ 172.051 19.181 1.211 449.941 114.17
~
8 9 7 7 1 518.751 171.221 1001 172.721 172.371 172.731 17.21 0.471 215.271 24.1 1
8977
102.57 43.82 1.19 23.76 173.15 O 173.13 500 171.22 518.76 8977' 84.7 3 8 4 . 0 6 1 .O8 22.3 173.05 O 173.04 400 171.22 518.76 0977
66.89 327.9 0.95 20.1 1 172.95 O 172.94 300 171.22 518.76 8977 48.67 263.76 0.77 16.89 172.83 O 172.82 200 171.22 518.76
8480
109.5 420.51 20.851 1.19 O! 174.26 174.23 500 171.83 497.18 8480 89.92 356.69 1.12 19.79 174.1 O ' 174.08 400 171.83 497.18 8480 67.46 295.01 1 .O2 173.941 19.78 O 173.93 300 171.83 497.18 8480 49.15 0.96 207.5 173.661 16.56 O 173.64' 200 171.83 497.18
- 1 ~ ~ ~~ ~
1
I I I I
8Ooo
130.23 14.741 1.03, 485.79 175.09 O 175.07 500 172.42 480 8Ooo 101.65 408.4 15.481 0.98 174.93 O 174.92 400 172.42 400 8Ooo 80.33 329.07 13.951 0.91 174.73 O 174.72 300 172.42 480 8Ooo 54.49 220.81 13.471 0.91 174.37 174.36 O 200 172.42 480 8Ooo 27.33 174.151 13.391 0.591 168.94 174.131 173.37 100 172.42 480
TABLA NO. 2 (Continuacih)
ELEVACIONES DE LA SUPERFICIE DEL AGUA EN LA ZONA DE INUNDACI~N
60031 571.781 171.321 1001 176.31 I 172.49) 176.31 I 0.131 0.11 I 863.31 275.07 6 0 0 3 1 571.791 171.321 2 0 0 1 174.931 01 174.941 1.561 0.461 425.291 160.06
6 0 0 3 1 571.791 171.321 3 0 0 1 175.321 01 175.331 1.951 0.551 532.51 214.98 60031 571.791 171.321 4 0 0 1 175.651 01 175.661 2.161 0.61 I 633.421 272.3
60031 571.791 171.321 5 0 0 1 175.921 01 175.93) 2.351 0.661 723.77 326.23
5 5 0 4 1 498.6) 175.331 3 0 0 1 178.061 178.061 178.71 436.29) 6.411 46.781 14.36 55041 498.61 175.331 4 0 0 1 178.391 178.391 179.07) 408.781 6.621 60.39) 19.78
55041 498.61 175.331 5 0 0 1 178.711 178.711 179.39 408.821 6.631 75.431 24.73 1 I I I I I I I I I
5 O O O l 504.411 176.171 1001 179.551 177.651 179.611 11.731 1.061 9 4 . 3 3 1 29.2 5 o o o / 504.41 176.171 2 0 0 1 180.281 01 180.31 14.231 1.291 154.631 53.02
5 o o o ( 504.41 176.171 3 0 0 1 180.781 O / 180.821 14.68 1.421 211.21 78.29 5 O O O / 504.41 176.171 4 0 0 1 181.191 O / 181.23 15.181 1.46 276.141 102.65
5 O O O 1 504.41 176.171 5 0 0 1 181.491 O / 181.521 15.021 1.51 347.571 128.99 I I I
4 5 0 0 1 5 0 0 1 176.741 3 0 0 1 180.821 01 180.821 0.051 0.131 2235.761 1369.43 4 5 0 0 1 5 0 0 1 176.741 4 0 0 1 181.241 01 181.241 0.071 0.161 2518.781 1564.46
4 5 0 0 1 5 0 0 1 176.741 5 0 0 1 181.541 01 181.541 0.081 0.181 2739.471 1759.62 I 1
4 o o o / 5 0 0 1 175.951 1001 179.631 176.921 179.631 0.131 0.09/ 1066.17/ 273.83
4 o o o 1 5 0 0 1 175.951 2 0 0 1 180.31 I O / 180.31 1 0.081 0.131 1505.641 707.52
I I I , I I I I I I I I I I I