Diseno de Bocatoma

RIO: BLANCO

AÑO ENE FEB MAR ABR MAY JUN JUL AGO SET OCT NOV DIC

1960 11.485 26.880 22.802 16.153 19.729 6.954 2.369 15.122 16.192 3.593 3.555 2.410

1961 5.263 10.193 37.221 35.120 13.107 5.667 1.526 1.088 12.911 6.038 3.844 14.835

1962 8.419 41.801 27.522 38.336 15.047 5.222 1.255 2.896 7.520 2.891 12.036 8.177

1963 2.931 3.101 27.202 10.377 5.318 6.440 3.103 0.668 0.253 10.202 6.299 15.263

1964 23.114 10.788 25.125 18.625 6.291 4.682 5.953 14.120 7.393 38.475 24.452 5.800

1965 6.498 23.451 32.375 55.875 10.758 10.531 15.691 7.750 16.247 7.311 21.900 34.220

1966 30.125 13.225 9.947 14.776 34.525 2.229 1.664 7.608 9.287 24.544 7.292 6.055

1967 34.750 31.250 27.707 26.495 4.605 2.914 17.411 5.570 6.492 15.908 5.766 17.829

1968 17.136 3.908 8.138 22.357 7.056 0.570 12.758 8.611 11.257 26.588 11.245 1.987

1969 29.500 23.294 55.125 29.165 22.962 10.713 2.315 12.848 8.404 3.081 12.641 19.654

1970 30.750 12.561 44.867 25.256 28.358 27.350 10.313 5.075 11.471 48.212 30.733 29.666

1971 21.238 18.870 121.250 92.375 22.647 10.827 7.504 15.342 11.652 20.647 21.622 19.065

1972 42.875 36.925 141.312 62.312 11.692 14.220 30.293 13.968 20.129 2.777 6.131 20.291

1973 26.002 105.200 63.450 58.937 17.998 13.260 11.100 11.729 28.363 6.234 15.573 8.620

1974 23.958 38.865 18.349 14.342 9.397 10.125 21.312 9.083 11.932 22.195 11.168 58.216

1975 40.810 30.980 210.131 29.036 11.468 17.604 10.304 15.210 13.947 16.302 23.007 1.686

1976 41.906 47.002 24.970 34.272 19.080 43.523 9.465 11.155 6.915 1.028 1.894 13.239

1977 18.754 40.414 72.299 28.171 15.363 31.663 6.402 3.338 11.901 8.728 9.491 6.694

1978 14.091 14.418 68.725 12.510 13.015 8.844 21.133 10.965 9.326 14.762 24.212 13.780

1979 17.138 10.780 48.401 19.105 6.649 7.612 1.754 2.056 9.279 4.172 0.584 2.403

1980 9.895 6.345 31.550 17.750 11.054 2.410 4.395 2.586 0.634 34.346 14.978 13.641

1981 1.995 30.998 34.835 47.313 3.685 16.547 7.224 4.348 0.639 12.163 5.325 13.783

1982 5.821 5.651 8.636 24.824 6.673 4.790 6.278 1.501 7.582 9.572 7.773 18.980

1983 77.292 46.250 122.500 120.937 215.813 13.475 7.693 4.596 5.202 20.771 10.142 8.738

1984 2.539 92.216 114.538 11.135 13.131 18.793 5.921 10.338 3.471 27.291 6.500 8.468

1985 4.134 20.831 28.938 5.763 15.570 10.725 3.800 6.775 12.988 40.875 0.424 13.472

1986 21.750 5.252 20.743 31.997 14.103 1.777 3.331 9.791 1.024 5.564 13.979 10.413

1987 17.648 20.592 49.077 12.625 8.153 0.798 4.956 4.311 1.408 3.103 2.656 6.700

1988 9.009 10.709 16.447 27.075 11.350 1.906 0.347 0.380 2.538 9.263 13.863 3.772

1989 13.781 58.438 59.031 23.425 6.300 14.081 2.081 1.134 3.003 4.325 1.075 0.398

1990 13.850 14.494 22.288 8.531 4.981 20.544 9.350 0.444 1.084 30.911 18.525 9.438

1991 10.500 40.494 14.272 15.519 6.975 1.088 0.840 0.233 0.500 0.783 2.994 2.971

1992 15.675 21.338 26.950 58.131 4.100 7.594 2.591 3.184 2.730 5.512 5.409 10.101

1993 3.255 12.184 53.306 30.038 6.456 2.806 1.453 2.054 3.181 5.000 3.313 5.413

1994 5.981 14.000 51.781 17.256 7.813 3.447 3.006 1.906 4.238 2.353 14.454 18.306

1995 23.450 23.163 5.672 4.688 5.963 0.844 5.141 0.398 0.729 1.134 3.625 14.688

1996 7.625 11.125 21.000 8.944 4.475 4.013 1.488 1.936 0.850 13.094 8.375 3.388

1997 1.219 21.000 15.069 9.700 5.000 1.163 0.944 1.172 0.731 1.100 7.063 18.250

1998 431.250 579.750 400.000 297.500 99.500 14.125 6.488 2.650 15.375 11.281 24.088 3.381

1999 19.625 62.375 54.125 28.875 44.000 9.800 14.938 2.800 5.619 5.275 3.838 19.513

2000 1.306 22.625 155.000 30.125 10.644 10.438 3.925 31.000 4.075 2.619 0.406 63.125

2001 28.313 91.250 500.000 38.188 15.000 53.175 15.013 1.000 12.463 9.363 13.688 16.500

2002 14.250 58.688 117.500 301.875 17.875 3.719 5.656 2.694 0.575 12.250 19.275 16.175

2003 9.750 105.250 9.594 5.363 20.625 15.775 1.706 0.656 0.881 1.440 2.775 9.438

2004 10.425 2.519 11.500 19.250 5.575 1.794 12.713 0.666 5.691 15.156 9.750 20.000

2005 3.475 40.000 40.000 13.650 1.300 1.700 0.794 0.150 0.080 5.838 4.775 2.925

REGISTRO DE CAUDALES MAXIMOS DIARIOS (M3/S)

MAX PROM MIN

26.880 12.270 2.369

37.221 12.234 1.088

41.801 14.260 1.255

27.202 7.596 0.253

38.475 15.402 4.682

55.875 20.217 6.498

34.525 13.440 1.664

34.750 16.391 2.914

26.588 10.968 0.570

55.125 19.142 2.315

48.212 25.384 5.075

121.250 31.920 7.504

141.312 33.577 2.777

105.200 30.539 6.234

58.216 20.745 9.083

210.131 35.040 1.686

47.002 21.204 1.028

72.299 21.102 3.338

68.725 18.815 8.844

48.401 10.828 0.584

34.346 12.465 0.634

47.313 14.905 0.639

24.824 9.007 1.501

215.813 54.451 4.596

114.538 26.195 2.539

40.875 13.691 0.424

31.997 11.644 1.024

49.077 11.002 0.798

27.075 8.888 0.347

59.031 15.589 0.398

30.911 12.870 0.444

40.494 8.097 0.233

58.131 13.610 2.591

53.306 10.705 1.453

51.781 12.045 1.906

23.450 7.458 0.398

21.000 7.193 0.850

21.000 6.868 0.731

579.750 157.116 2.650

62.375 22.565 2.800

155.000 27.941 0.406

500.000 66.163 1.000

301.875 47.544 0.575

105.250 15.271 0.656

20.000 9.587 0.666

40.000 9.557 0.080

Método Gumbel Tipo I

AÑO Q MAX. Qm = Σ Qi / N1960 26.880 Qm = 87.139 m3/s.1961 37.2211962 41.801 Desviación Estandar:1963 27.202 σQ = 113.56570981964 38.4751965 55.875 Cálculo de los coeficientes σN, YN, de la tabla :1966 34.5251967 34.750 Para N= 46; σN = 1.15381968 26.588 YN = 0.54681969 55.1251970 48.212 Qmax= Qm - σQ (YN - ln T) / σN1971 121.2501972 141.312 Intervalo de Confianza:1973 105.200 Φ = 1-1/T1974 58.2161975 210.131 Si 0.2 < Φ < 0=====> ΔQ = +-√(N*α*σm) * σQ / (σN * √N)1976 47.0021977 72.299 Si Φ > 0.90 =====> ΔQ = +- 1.14 σQ / σN 1978 68.7251979 48.4011980 34.3461981 47.313 T (años) P (%) Qmax (m3/s) Φ1982 24.824 5 80.00 191.732 0.8001983 215.813 10 90.00 259.957 0.9001984 114.538 25 96.00 350.145 0.9601985 40.875 50 98.00 418.370 0.9801986 31.997 100 99.00 486.595 0.9901987 49.077 200 99.50 554.819 0.9951988 27.075 1000 99.90 713.232 0.9991989 59.0311990 30.9111991 40.4941992 58.1311993 53.3061994 51.7811995 23.4501996 21.0001997 21.0001998 579.7501999 62.3752000 155.0002001 500.0002002 301.8752003 105.2502004 20.0002005 40.000

Σ 4008.402

N = 46

+-√(N*α*σm) * σQ / (σN * √N)

√(N*α*σm) Qd (m3/s)2.2408 224.251

- 372.164- 462.352- 530.577- 598.802- 667.027- 825.440

METODO DE LOGARITMO PEARSON III

UTILIZANDO LOS CAUDALES MAXIMOS

AñoCaudales (m3/s)

Max. Descendentes log Q (logQ-logQp)^21960 26.880 579.750 2.763 7.635 21.099 1.0091961 37.221 500.000 2.699 7.284 19.660 0.8841962 41.801 301.875 2.480 6.150 15.250 0.5201963 27.202 215.813 2.334 5.448 12.716 0.3311964 38.475 210.131 2.322 5.394 12.527 0.3181965 55.875 155.000 2.190 4.798 10.508 0.1861966 34.525 141.312 2.150 4.623 9.941 0.1531967 34.750 121.250 2.084 4.342 9.047 0.1061968 26.588 114.538 2.059 4.239 8.728 0.0901969 55.125 105.250 2.022 4.089 8.270 0.0701970 48.212 105.200 2.022 4.089 8.267 0.0691971 121.250 72.299 1.859 3.456 6.426 0.0101972 141.312 68.725 1.837 3.375 6.200 0.0061973 105.200 62.375 1.795 3.222 5.784 0.0011974 58.216 59.031 1.771 3.137 5.555 0.0001975 210.131 58.216 1.765 3.115 5.499 0.0001976 47.002 58.131 1.764 3.113 5.493 0.0001977 72.299 55.875 1.747 3.053 5.334 0.0001978 68.725 55.125 1.741 3.032 5.280 0.0001979 48.401 53.306 1.727 2.982 5.149 0.0011980 34.346 51.781 1.714 2.938 5.037 0.0021981 47.313 49.077 1.691 2.859 4.834 0.0051982 24.824 48.401 1.685 2.839 4.783 0.0051983 215.813 48.212 1.683 2.833 4.768 0.0061984 114.538 47.313 1.675 2.806 4.699 0.0071985 40.875 47.002 1.672 2.796 4.675 0.0071986 31.997 41.801 1.621 2.628 4.261 0.0191987 49.077 40.875 1.611 2.597 4.185 0.0221988 27.075 40.494 1.607 2.584 4.153 0.0231989 59.031 40.000 1.602 2.567 4.112 0.0241990 30.911 38.475 1.585 2.513 3.983 0.0301991 40.494 37.221 1.571 2.467 3.876 0.0351992 58.131 34.750 1.541 2.375 3.659 0.0471993 53.306 34.525 1.538 2.366 3.639 0.0491994 51.781 34.346 1.536 2.359 3.623 0.0501995 23.450 31.997 1.505 2.265 3.410 0.0641996 21.000 30.911 1.490 2.220 3.309 0.0721997 21.000 27.202 1.435 2.058 2.953 0.1051998 579.750 27.075 1.433 2.052 2.940 0.1061999 62.375 26.880 1.429 2.043 2.921 0.1082000 155.000 26.588 1.425 2.030 2.892 0.1112001 500.000 24.824 1.395 1.946 2.714 0.1322002 301.875 23.450 1.370 1.877 2.572 0.1512003 105.250 21.000 1.322 1.748 2.312 0.1902004 20.000 21.000 1.322 1.748 2.312 0.190

log Q 2 log Q 3

2005 40.000 20.000 1.301 1.693 2.202 0.209Σ = 4008.40 80.89 147.78 281.56 5.529

PROMEDIO

X = 1.759

DESVIACION ESTANDAR

S = 0.3505

Cálculo del Coeficiente de Sesgo (Csy):

n = 46

Csy = 1.20

Cálculo de la Variable intermedia W:

T = 50 años

P = 0.02 0 < P < 0.5 OK

W = 2.7971

Cálculo de la Variable Estandarizada Z:

Z = 2.0537

Cálculo del Factor de Frecuencia K:

C = 0.20016488977

K = 2.626353592015

Cálculo del caudal maximo (Qmax):

Log (Qmax) = 2.6791

Qmax = 477.652 m³/s

T (años) P (%) K Log Q

5 80.00 0.72684 2.013 103.113

10 90.00 1.33216 2.225 168.068

25 96.00 2.08153 2.488 307.713

50 98.00 2.62635 2.67911 477.652

100 99.00 3.15932 2.866 734.379

200 99.50 3.68413 3.050 1121.689

1000 99.90 4.88347 3.470 2952.939

Q (m3/s)

W=ln ( 1P2 )

ESTRUCTURAS HIDRAULICAS

METODO NASHn = 46 años

m Q max.Anual T T / ( T - 1 ) X Q * X1 579.750 47.000 1.022 -2.030 -1176.691 336110.063 4.1192 500.000 23.500 1.044 -1.724 -861.938 250000.000 2.9723 301.875 15.667 1.068 -1.543 -465.778 91128.516 2.3814 215.813 11.750 1.093 -1.413 -304.961 46575.251 1.9975 210.131 9.400 1.119 -1.311 -275.513 44155.037 1.7196 155.000 7.833 1.146 -1.227 -190.161 24025.000 1.5057 141.312 6.714 1.175 -1.155 -163.168 19969.081 1.3338 121.250 5.875 1.205 -1.091 -132.325 14701.563 1.1919 114.538 5.222 1.237 -1.035 -118.516 13118.953 1.071

10 105.250 4.700 1.270 -0.983 -103.503 11077.563 0.96711 105.200 4.273 1.306 -0.936 -98.500 11067.040 0.87712 72.299 3.917 1.343 -0.893 -64.541 5227.145 0.79713 68.725 3.615 1.382 -0.852 -58.551 4723.126 0.72614 62.375 3.357 1.424 -0.814 -50.752 3890.641 0.66215 59.031 3.133 1.469 -0.777 -45.892 3484.659 0.60416 58.216 2.938 1.516 -0.743 -43.252 3389.103 0.55217 58.131 2.765 1.567 -0.710 -41.274 3379.213 0.50418 55.875 2.611 1.621 -0.678 -37.906 3122.016 0.46019 55.125 2.474 1.679 -0.648 -35.717 3038.766 0.42020 53.306 2.350 1.741 -0.618 -32.968 2841.530 0.38221 51.781 2.238 1.808 -0.590 -30.543 2681.272 0.34822 49.077 2.136 1.880 -0.562 -27.581 2408.552 0.31623 48.401 2.043 1.958 -0.535 -25.884 2342.657 0.28624 48.212 1.958 2.043 -0.508 -24.497 2324.397 0.25825 47.313 1.880 2.136 -0.482 -22.801 2238.520 0.23226 47.002 1.808 2.238 -0.456 -21.437 2209.188 0.20827 41.801 1.741 2.350 -0.431 -17.997 1747.324 0.18528 40.875 1.679 2.474 -0.405 -16.564 1670.766 0.16429 40.494 1.621 2.611 -0.380 -15.390 1639.764 0.14430 40.000 1.567 2.765 -0.355 -14.197 1600.000 0.12631 38.475 1.516 2.938 -0.330 -12.688 1480.326 0.10932 37.221 1.469 3.133 -0.305 -11.334 1385.403 0.09333 34.750 1.424 3.357 -0.279 -9.697 1207.563 0.07834 34.525 1.382 3.615 -0.253 -8.743 1191.976 0.06435 34.346 1.343 3.917 -0.227 -7.797 1179.648 0.05236 31.997 1.306 4.273 -0.200 -6.405 1023.808 0.04037 30.911 1.270 4.700 -0.173 -5.334 955.490 0.03038 27.202 1.237 5.222 -0.144 -3.916 739.949 0.02139 27.075 1.205 5.875 -0.114 -3.088 733.056 0.01340 26.880 1.175 6.714 -0.082 -2.217 722.534 0.00741 26.588 1.146 7.833 -0.049 -1.295 706.922 0.00242 24.824 1.119 9.400 -0.012 -0.294 616.231 0.00043 23.450 1.093 11.750 0.029 0.689 549.902 0.00144 21.000 1.068 15.667 0.077 1.625 441.000 0.00645 21.000 1.044 23.500 0.137 2.878 441.000 0.01946 20.000 1.022 47.000 0.223 4.465 400.000 0.050

Σ 4008.402 -27.585 -4581.946 929661.509 28.091

Qp = 87.139 m³/sg.

Q2 X2

ESTRUCTURAS HIDRAULICAS

Xm = -0.600

Calculo de los parametros a y b

a = -25.966

b = Σ Xi*Qi - N*Xm*Qm b = -188.609 Σ Xi² - N*Xm²

Calculo del Caudal Maximo : T= 50 años T para 50 años = 1.0204

Qmax. = 361.966 m³/sg.

Calculo de las desviaciones estandar y la covarianza :

Sxx = N Σ Xi^2 - ( Σ Xi )^2 Sxx = 531.2406056

Sqq = N Σ Qi^2 - ( Σ Qi )^2 Sqq = 26697142.8

Sxq = N Σ Qi*Xi - ( Σ Qi )( Σ Xi ) Sxq = -100196.6691

X i = -2.056806117

ΔQ = 62.890574741

Calculo del caudal maximo de diseño:

Qd = 424.857 m³/sg.

T (años) P (%) X5 80.00 -1.01363 165.214 201.959

10 90.00 -1.33954 226.683 269.719

25 96.00 -1.75132 304.349 358.123

50 98.00 -2.05681 361.97 424.857

100 99.00 -2.36004 419.158 491.665

200 99.50 -2.66216 476.141 558.596

1000 99.90 -3.36200 608.13687 714.463

a = Qm - b*Xm

Qmax. = a + b log log ( T / T - 1)

Qd = Qmax. + ΔQ

Qmax(m3/s) Qd (m3/s)

Método Gamma

AÑO Q max Qm = Σ Qi / N1960 26.880 Qm = 87.139 m3/s.1961 37.2211962 41.801 Valor Mínimo:1963 27.202 Xo = 20.000 m3/s1964 38.4751965 55.875 Desviación Estandar:1966 34.525 σ = 113.565711967 34.7501968 26.5881969 55.125 Qm = at / λ + Xo………….(a) de donde: at= 67.1391970 48.2121971 121.250 σ = √(at / λ^2) …………….(b); reemplazando (1) en (b):1972 141.3121973 105.200 λ = 0.00520561974 58.216 σ *λ = √(at)1975 210.131 0.5911777 0.59118501976 47.0021977 72.299 λ = 0.0052056 =====> at= 0.3491978 68.7251979 48.4011980 34.346 Q max = Xo + Xt / 2λ1981 47.313 Q max = 20.000 + 96.0501982 24.8241983 215.8131984 114.538 T (años) P (%) Xt (at=0.349) Qmax(m3/s)1985 40.875 5 80.00 1.16284 131.6911986 31.997 10 90.00 2.13620 225.1831987 49.077 25 96.00 3.46985 353.2811988 27.075 50 98.00 4.56454 458.4261989 59.031 100 99.00 5.85084 581.9761990 30.911 200 99.50 7.05856 697.9781991 40.494 1000 99.90 9.89400 970.3231992 58.1311993 53.306 Xt:Obtenidos de tabla1994 51.7811995 23.4501996 21.0001997 21.0001998 579.7501999 62.3752000 155.0002001 500.0002002 301.8752003 105.2502004 20.0002005 40.000

Σ 4008.402

N = 46

λ ….……(1)

Xt

Determinación Caudal de Diseño

T (años) Q (m3/s) Gumbel I47.000 579.750 T (años) Qd (m3/s)23.500 500.000 5 224.25115.667 301.875 10 372.16411.750 215.813 25 462.3529.400 210.131 50 530.5777.833 155.000 100 598.8026.714 141.312 200 667.0275.875 121.250 1000 825.4405.222 114.5384.700 105.2504.273 105.200 Log-Pearson III3.917 72.299 T (años) Qd (m3/s)3.615 68.725 5 103.1133.357 62.375 10 168.0683.133 59.031 25 307.7132.938 58.216 50 477.6522.765 58.131 100 734.3792.611 55.875 200 1121.6892.474 55.125 1000 2952.9392.350 53.3062.238 51.781 Nash2.136 49.077 T (años) Qd(m3/s)2.043 48.401 5 201.9591.958 48.212 10 269.7191.880 47.313 25 358.1231.808 47.002 50 424.8571.741 41.801 100 491.6651.679 40.875 200 558.5961.621 40.494 1000 714.4631.567 40.0001.516 38.475 Gamma1.469 37.221 T (años) Q (m3/s)1.424 34.750 5 131.6911.382 34.525 10 225.1831.343 34.346 25 353.2811.306 31.997 50 458.4261.270 30.911 100 581.9761.237 27.202 200 697.9781.205 27.075 1000 970.3231.175 26.8801.146 26.5881.119 24.8241.093 23.4501.068 21.0001.044 21.0001.022 20.000

1 10 100 10000

500

1000

1500

2000

2500

3000

3500

T vs Q

Registro Log-Pearson III

Nash Gamma

Gumbel I

Tiempo de Retorno (años)

Cau

dal

(m3/

s)

En el gráfico podemos observar que la distribución que más se acerca a la distribusión registrada, es la distribución Log-Pearson III, por lo cual asumiremos a esta distribución para calcular el Qd:

Log-Pearson IIIT (años) Qd (m3/s) T = 50

5 103.113

1 10 100 10000

500

1000

1500

2000

2500

3000

3500

T vs Q


Nash Gamma

Gumbel I


Cau

dal

(m3/

s)

10 168.068 Qd' = 477.65225 307.71350 477.652

100 734.379200 1121.689

1000 2952.939

1 10 100 10000

500

1000

1500

2000

2500

3000

3500

T vs Q


Nash Gamma

Gumbel I


Cau

dal

(m3/

s)

En el gráfico podemos observar que la distribución que más se acerca a la distribusión registrada, es la distribución Log-Pearson III, por lo cual asumiremos a esta distribución para calcular el Qd:

años

1 10 100 10000

500

1000

1500

2000

2500

3000

3500

T vs Q


Nash Gamma

Gumbel I


Cau

dal

(m3/

s)

m3/s

1.-Valores basicos de n recomendados (n1)Cauces en grava fina 0.014 escogidoCauces en grava gruesa 0.028Cauces en roca 0.015Cauces en tierra 0.010

2.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar en cuenta el grado de irregularidad (n2)Cauces parejos 0.000Moderados 0.010Muy irregulares 0.020Poco irregulares 0.005 escogido

3.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar en cuenta el cambio de diemnsiones y de forma de seccion transversal (n3)Graduales 0.000Ocasionales 0.005 escogidoFrecuentes 0.010 0.015

4.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar en cuenta obstrucciones formadas por arrastres, raices, etc. (n4)efecto inapreciable 0.000poco efecto 0.010 escogidoefecto apreciable 0.030mucho efecto 0.060

5.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para toamr en cuenta la vegetación. (n5)poco efecto 0.005 0.010efecto medio 0.010 0.025mucho efecto 0.025 0.050muchisimo efecto 0.050 0.100

6.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar según la tortuosidad del cauce (n6)Ls= Longitud del tramo recto 1Lm= Longitud del tramo con meandros 1

Lm/Ls= 1

Lm/Ls1 1.0-1.2 0.00*n6 0.000001.2 1.2-1.5 0.15*n6 0.006301.5 >1.5 0.30*n6 0.01260

n6= Suma de conceptos 1+2+3+4+5 = 0.042

escogido

2.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar en cuenta el grado de irregularidad (n2)

3.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar en cuenta el cambio de diemnsiones y de forma de seccion transversal (n3)

4.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar en cuenta obstrucciones formadas por arrastres, raices, etc. (n4)

5.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para toamr en cuenta la vegetación. (n5)

6.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar según la tortuosidad del cauce (n6)

Estructuras Hidraúlicas

Maco Carlos JuanRegalado La Torre Martín

Zegarra González Rosa

DATOS DE INICIO:

RESUMEN TOTAL

Tr años Qmin avenida (m3/s)

50.00 477.6524 89.9440 9.4274log-Pearson log-Pearson Nash

477.6524 m³/s (Caudal de diseño)

Ubicación de la Bocatoma:

Caudal de Diseño : 477.65 m3/s En la bocatoma

CALCULO DEL CAUDAL A DERIVAR POR LOS CANALES

CULTIVO MOD. RIEGO CAUDAL Lt/s

Margen derechamenestra 0.60l/s/ha 3500.00 2100algodón 0.50l/s/ha 3650.00 1825

Margen izquierdamaiz 0.70l/s/ha 1870.00 1309

caña de azucar 0.85l/s/ha 3892.00 3308.2

Canal Mochumi arroz 1.10l/s/ha 2950.00 3245

(areas cultivadas) frijol 0.45l/s/ha 1500.00 675

CALCULO DE "s"

El cálculo de la pendiente se ha obtenido en el perfil longitudinal, esta pendiente estácomprendida entre los tramos del kilometraje :

1.94

1300.00

Ancho de plantila (B) = 50.00 m Nota:Talud (Z) = 0 Se tiene un material a los costados del s = 0.00149 rio de tierra compacta

COTA Area (m²) P (m) R.H.^ 2/3 1/n87.570088.0000 21.50 50.8600 0.5633 25.641

Qmax avenida (m3/s)

Qmed avenida (m3/s)

Qmax 50 =

AREA CULT. (ha)

D38

ingresar dato

F40

ingresar dato

D43

ingresar dato

D44

ingresar dato




88.5000 46.50 51.8600 0.9299 25.64189.0000 71.50 52.8600 1.2231 25.64189.5000 96.50 53.8600 1.4752 25.64190.0000 121.50 54.8600 1.6991 25.64190.5000 146.50 55.8600 1.9018 25.64191.0000 171.50 56.8600 2.0876 25.64191.7100 207.00 58.2800 2.3279 25.641

En la gráfica se obtiene el valor del : Q maxhallamos el valor de la cota del espejo de agua (en el canal de conducción de aguas arriba)

RESULTADOS DEL CALCULO HIDRAULICO DEL CANAL DE ENCAUZAMIENTO (AGUAS ARRIBA):

Valor aprox. En el aforo T = 50.00 m.

91.71 m.s.n.m.

87.57 m.s.n.m.

B = 50.00 m.

CANAL DE DERIVACIÓN :

DISEÑO DEL CANAL RECTANGULAR DE CAPTACION :

Asumimos un valor de b = 3.50 m.Qderivación = 12.462 m³/s

s = 0.0009n = 0.014A = b*Yn Formula a usar P = b+2*Yn Formula a usar

5.816Iterando se tiene:

Yn : Tirante normal = 1.800 m.

Yn = 1.800 m.

Con este valor remplazamos en las formulas y se calculan:

Area = 6.299Perim = 7.099 m.

Rad H. = 0.887 m.

Q*n/(s0.5) = A*(R2/3) = (A5/3)/(P2/3)

= [(b*Yn)5/3] / [(b + 2Yn)2/3]

m2

E94

valor tanteado




Velocidad = 1.978 m/shv = 0.200 m.

E = Yn + hv = 2.000 m.BL = Yn/3 = 0.600 m.

Se asumira: Usar BL = 0.60 m.

Yn + Bl + hv = 2.60 m.

12.50

Canal Rectangular Canal Trapezoidal

Figura Caracteristica de una Transición.

Longitud de transicion. Lt = (T - t)*Ctg 12.5°/2Para α = 12.50

Donde :B = T = 6.13 Canal Trapezoidal (Espejo)b = t = 3.50 Canal Rectangular

Remplazando y calculando:Lt = 5.920

Asumimos : Lt = 6.00 m.

DISEÑO DEL CANAL DE CONDUCCION DE SECCION TRAPEZOIDAL.

Adoptamos : Z = 1.250B = 2.500n = 0.014s = 0.0009

Qderivación = 12.462 m³/s

A = (b*Yn) + (Z * Yn²)

P =

5.816

Iteración de valores:

Yn ( 2.50 Yn) ( 1.25 Yn²) ] P^(2/3) Q*n/(s^0.5)

b+[2*Yn*(1+Z²)0.5]

Q*n/(s0.5) = A*(R2/3)

= (A5/3) / (P2/3)

Bb

Lt

b

5/3

D108

valor asumido

C124

ingresar dato




1.4115 3.52875 2.49042 6.734500 5.5850051.4165 3.54125 2.50809 6.749500 5.6234001.4215 3.55375 2.52583 6.764500 5.6619401.4265 3.56625 2.54363 6.779500 5.7006241.4315 3.57875 2.56149 6.794500 5.7394541.4365 3.59125 2.57942 6.809500 5.7784301.4415 3.60375 2.59740 6.824500 5.817551

Iterando tenemos :

Yn = 1.450 m.

Con este dato remplazamos en las formulas y tenemos:Area = 6.253 m²

Perimetro = 7.142 mRadio H. = 0.876 mEspejo = 6.125 m

bt = 7.375 mV = 1.993 m/shv = 0.202 m

E = Yn+hv = 1.652 mBL = Yn /3 = 0.483 m.

Asumiremos: BL = 0.50 m.

DISEÑO DE LA VENTANA DE CAPTACION.

Qvc = Qder = 12.462

Donde:C = 0.600

Avc = Ancho de la ventana de captacion = 3.500Hvc = Altura de la vantana de captacion = 1.800Arvc = Area de la ventana de captacion = Avc*Hvc = 6.299

Q = C*A*raiz(2*g*haho)

m3/seg.

h

Hsed

YNCR

Qvc

HvcH = P

Fondo de rio

canal rectangular. b = 2.80 m.

K

5/3

D164

elegir el valor de tabla




Qvc = Qder Qvc = 16.740*h^0.5Qder = 6.925*(K-h)

4.00 m.Ecuación: 16.74*h^0.5 + 6.925*h - 27.700 =

h Y = 0Solucion : 1.2728 0.000

Qvc = 18.886

Qder = 18.886

Reemplazando haho = 1.273Vvc = La velocidad en la ventana de captacion será = Q/Arvc = 2.998

Se Recomienda Derivar el caudal excedente o controlar el ingreso mediante compuerta.

Qvc = Qder= hvc = 0.29 Qvc =

Arvc = 1.015 Qder =

Ecuacion: 2.698*h^0.5 + 6.925*h - 27.700 =h Y = 0

Solucion : 3.687 3.012

Qvc = 5.180

Qder = 2.168

Reemplazando haho = 3.687Vvc = La velocidad en la ventana de captacion será = Q/Arvc = 5.103

RESUMEN : Avc = 3.500Hvc = 1.800

DISEÑO DE BOCATOMA - DISEÑO HIDRAULICO

Calculo de la rugosidad del rio :n

a) Valor Basico de n: Cauce en Grava Fina (Arenoso) = 0.0140b) Grado de irregularidad: Poco Irregular = 0.0050c) Cambio de dimensiones y de forma de las secciones transversales: Ocasionales = 0.0050d) Obstrucciones formadas por arrastre,raices,




etc.: de poco Efecto = 0.0100e) Tomar en cuenta la vegetación: De poco efecto= 0.0050f) Aumento tuortosidad del cauce Longitud de Meandros similar a la de tramos Rectos

Lm / Lr de 1,00---1,2 Usar: 1,00 n = 0,000 Lr= Longitud del tramo recto (m) 0.0000

Lm= Longitud del tramo con meandros(m) 0.0000ns =a+b+c+d+e n = 0.0390

Diseño del Barraje fijo.

Calculo de la cota en B Tomando en cuenta la toma .

Cota B = CFC + Yn + hv + 0.20

Donde:CFC: Cota de fondo del canalCFR: Cota de fondo del rio =

Hsed: Altura de sedimentos = Yncr: Tirante Normal del canal de captacion =

hvcr: Carga de Velocidad en Canal de captacion =Pt: Perdidas por transicion, cambio de direccion, etc. =

Calculando CFC: CFC = CFR + Hsed = 88.570 msnmCalculando la cota en B:Cota en B = CFC + hvcr + Yncr + Pt = 91.028

91.028

89.028

88.570

87.5700

CASO 01: criterio de la ventana de captacion.

Cota B

BLcr

Yncr

Hsed

CFR

CFC

CFR =

CFC =

Cota en B =




P = altura de sedimentos + Ycanal de captacion + desnivel de la ventana de captacion (h)

Hsed = altura de sedimentos = 1.000Yncr = 1.800

desnivel de la ventana de capatacion = 1.273

P = 4.072

CASO 02 Criterio de la cota en B.

P = cota en B - CFR

Remplazando :

P = 3.458 m

Resumen de PCaso 01 4.072 m.Caso 02 3.458 m.

Se asume un P = 4.000 m.

Calculo del nivel de estiaje y maxima avenida por curva de aforo.

Cota Area Perime. Radio h. Pendi.(m2) (m) (m) S

87.5700

88.0000 21.50 50.8600 0.42273 0.00149

88.5000 46.50 51.8600 0.89664 0.00149

89.0000 71.50 52.8600 1.35263 0.00149

89.5000 96.50 53.8600 1.79168 0.00149

90.0000 121.50 54.8600 2.21473 0.00149

90.5000 146.50 55.8600 2.62263 0.00149

90.5000 146.50 55.8600 2.62263 0.00149

91.0000 171.50 56.8600 3.01618 0.00149

91.5000 196.50 57.8600 3.39613 0.00149

91.7100 207.00 58.2800 3.55182 0.00149

Datos de bocatoma.Tirantes P =

Medio Max. Ave. Lbo =Por Curva: 2.4510 4.140 Sbo =

nrio =

Calculo de la Longitud del barraje fijo y del barraje movil

Predimensionamiento:

haho

Hsed

YNCR

Qvc

HvcH = P

Fondo de rio




lbf = lbo - #P*ep - 2*ee - lbm

Ademas se tiene que:

Predimensionamiento del espesor del Pilar (ep)

ep = espesor del pilar = 0.5 m.#p = numero de pilares = 2.00 unidad.Longitud de bocatoma = 50.00 m.

Predimensionamiento del espesor del estribo (ee)

ee = espesor del estribo = 0.40

Reemplazando la ecuacion 04, 03 y 02 en 01 se despeja lbm:

lbm = 5 m.# de compuertas = 2.000 m.

longitud de cada compuerta = 2.400 m.

Entonces: lbm = 5.00 m.Lbf = 45.00 m.

Longitud de la bocatoma = 50.00 m.

Verificando el espesor del Pilar (ep)Longitud entre compuertas del Barrage Movil: Lcd

Lcd = 1.60 m.ep' = Lcd /4 = 0.40 m.

ep = 0.50 m. Cumple ep' < ep

Calculo la Carga Hidraulica "H":

Descarga sobre la cresta del cimacio (barraje fijo).

Qmax = Qcanal de limpia + Qaliviadero demasias

Qbf : Descarga del aliviaderoE : Coeficiente de reduccionC : coeficiente de descargaL : Longitud efectiva de la crestaH : Carga sobre la cresta incluyendo hvL1 : Longitud bruta de la cresta = 45.00N : # de pilares que atraviesa el aliviadero =Kp : Coeficiente de contraccion de pilares =Ka : Coeficiente de contraccion de estribos =

Se seguirá un proceso Iterativo:

El area hidraulica del canal de limpia tiene una relacion de 1/10 del area obstruida por el aliviadero, teniendose:

A1 = A2 /10 ecuacion 01

A1 = Area del barraje movil A1 = P*Lbm

A2 = Area del barraje fijo A2 = P*lbf

Qbf = 0.55*C*L*H3/2

L = L1 - 2(N*Kp + Ka)*H




Para un H= 2.360 m Asumido hasta que el Qmax sea igual a:

Calculo de Longitud efectiva de la cresta (L):

L = 44.434 m.

Calculo del Coeficiente de descarga variable (C) :

C = Co * K1 * K2 * K3 * K4

* Por efecto de la profundidad de llegada (Co):P/H = 1.695

En la fig.3 (DBI), pag307 (MPG-T) tenemos que :Co = 3.95

* Por efecto de las cargas diferentes a la del proyecto (K1):

he = Hhe/H = 1.00

En la fig. 4 (DBI), pag307,(MPG-T) tenemos que.

C/Co = K1 = 3.95

* Por efecto del talud paramento aguas arriba (K2):

K2 = 1.00

*

P = hd = 4.00

(hd + H)/H = 2.69

En la fig 7 (DBI), pag 310 (MPG-T) tenemos que:K3 = 1.00

* Por efecto de la interferencia del agua de descarga:

hd = 2*H/3 = 1.573

hd/he = 0.667En la fig.8 (DBI), pag 311 (MPG-T) tenemos:

K4 = 1.00

Remplazando tenemos que.

C = 3.95

Calculando Qbf:Qbf = 349.98

Descarga en la compuerta de limpia (barraje movil).

Se considera que cada compuerta funciona como vertedero cuya altura P = 0.Para ello seguieremos iterando, igual que anteriormente asumiendo un valor de h, para ello usaremos la siguiente formula:

Por efecto de la interferencia del lavadero aguas abajo y de la sumergencia (K3):

m3/seg.

Qbm = 0.55*C*Lbm*H'3/2




Qbm : Descarga del aliviaderoE : Coeficiente de reduccionC . coeficiente de descarga

Lbm : Longitud efectiva de la compuerta (barraje movil).H' : Altura total del agua.

Longitud bruta de la cresta = 5.00N : # de pilares que atraviesa el aliviadero =Kp : Coeficiente de contraccion de pilares =Ka : Coeficiente de contraccion de estribos =

H' = Altura total del agua = P + H =

Calculo de Longitud efectiva de la cresta (L):

L = 4.75 m.

Calculo del Coeficiente de descarga variable (C) :

C = Co * K1 * K2 * K3 * K4

* Por efecto de la profundidad de llegada (Co):P/H = 1.695

En la fig.3 (DBI), pag307 (MPG-T) tenemos que :Co = 3.95

* Por efecto de las cargas diferentes a la del proyecto (K1):

he = Hhe/H = 1.00

En la fig. 4 (DBI), pag307,(MPG-T) tenemos que.

C/Co = K1 = 1.00

* Por efecto del talud paramento aguas arriba (K2):

K2 = 1.00

*

H' = Hd = 4.00d = 0.00

(Hd + d)/H' = 1.00

En la fig 7 (DBI), pag 310 (MPG-T) tenemos que:K3 = 0.77

* Por efecto de la interferencia del agua de descarga:

hd = 2*H/3 = 1.573

hd/he = 0.667En la fig.8 (DBI), pag 311 (MPG-T) tenemos:

K4 = 1.00


C = 3.0415

Lbm = L2 - 2(N*Kp + Ka)*H

L2 :

Por efecto de la interferencia del lavadero aguas abajo y de la sumergencia (K3):




Calculando Qbm:Qbm = 127.329

Calculando Qmax:

Qmax = Qbm + Qbf

Qbm = 127.329Qbf = 349.977Qmax = 477.306

Se itero hasta que el Qmax = 477.652

ReumenLbm = 5.000 m.Lbf = 45.000 m.ep = 0.500 m.ee = 0.400 m.

Lbo = 50.000 m.P = 4.000 m.H = 2.360 m.H' = 6.360 m.

Qbm = 127.329Qbf = 349.977Qmax = 477.306

Calculo de la cresta, cimacio, Azud o Perfil.

De la figura Observamos, de acuerdo a la posiciónde los ejes que pasan por encima de la cresta la porción quequeda aguas arriba del origen se define como una curva circular compuesta y una tangente.

Con el valor de hv/H = 0.0323Se va a los monogramas pag 305 (MPG-T) y se calcula Zc, Yc, R1 y R2.

H = 2.360 m. Carga hidraulica del barraje fijoQ bf = 349.977 m³/s Caudal del barraje fijoLbf = 45.000 m. Longitud del barraje fijoP+H = 6.360 m.

q = Qbf/Lbf = 7.777 m²/s Caudal unitario o especificoV = q/(P+H) = 1.223 m/s

m3/seg.

m3/seg.m3/seg.m3/seg.

m3/seg.

m3/seg.m3/seg.m3/seg.

Calculo de los valores Xc, Yc, R1 y R2.

P

hv

hoH

Xc

R1R2

X

Y

Yc




hv = V²/2g = 0.076 m.Xc/H = 0.265Yc/H = 0.114

0.515

0.215Xc = 0.625 m.Yc = 39.897 m.

23.175 m.

1.367 m.

24.542 m.

Con la relacion de hv/H = 0.0323 se calcula k y n.

Del Abaco N° 01 (DBI), pag 304 (MPG-T) obtenemos los valores de :

k = 0.507n = 1.855

Remplazando en la ecuacion general tenemos:

Y/Ho = -0.5070 *( X/Ho)

1.855Y = -0.2433 * X

X = 2.1424

Calculo del punto de tangencia (Pt)

Derivando la ecuacion de Creager en :-0.855

tg a = dy/dx = tg45 = 1 = -0.451 * X

Despejando este valor tenemos que:X = 0.394 mY = -0.043 m

Punto X (m) Y (m)1 0.00 0.0002 0.10 -0.0033 0.20 -0.0124 0.30 -0.0265 0.40 -0.0446 0.50 -0.0677 0.60 -0.0948 0.70 -0.1269 0.80 -0.16110 0.90 -0.20011 1.00 -0.24312 1.10 -0.29013 1.20 -0.34114 1.30 -0.39615 1.40 -0.45416 1.50 -0.51617 1.60 -0.58218 1.70 -0.65119 1.80 -0.72420 1.90 -0.80021 2.00 -0.88022 2.10 -0.96423 2.20 -1.050

Datos De Monogramas 2:3

R1/H =

R2/H =

R1 =

R2 =

R1-R2 =

*(Y1/1.793)




24 2.30 -1.14125 2.40 -1.23426 2.50 -1.33227 2.60 -1.43228 2.70 -1.53629 2.80 -1.64330 2.90 -1.75431 3.00 -1.86732 3.10 -1.98433 3.20 -2.10534 3.30 -2.22835 3.40 -2.35536 3.50 -2.48637 3.60 -2.61938 3.70 -2.75539 3.80 -2.89540 3.90 -3.03841 4.00 -3.18442 4.10 -3.33343 4.175 -3.45

Aplicando la Ecuacion de Bernoully entre los puntos 1 y 2:

Tenemos:P + H = d1 + h1 ...................... 1

h1 = V1² / ( 2 x g) Qbf =Lbf =

V1 = Qbf / (d1 x Lbf )

Remplazando el valor de V1 en h1 y luego en la formula 1

Se tiene:P + H = d1 + [ ( Qbf / (d1 x Lal ) )² / 2g ]

la suguiente ecuación:

1 d1³ - 124.8 d1² + 60.49 =

Calculo de los tirantes Conjugados (y1, y2).

H

P

Y1

10

0 2 4 6 8 10 12

0

2

4

6

8

10

12

y

d1




Calculo de tirante conjugado (d2) :

N°F°=V1 / [ g * d1 ]^0.5 = 13.15

d2 / d1 = 0.5 * [ (1 + 8F²)^0.5 - 1] = 18.098

d2 = 0.33 m. x 18.098 = V2 = 1.305 m/s

Datos:Lbf = 45.000

P : Altura de la aliviadero fijo = 4.000H : Carga hidraulica sobre el aliviadero = 2.360

Qbf = 349.9768

Tomando Bernaulli entre la seccion de control que se localiza sobre la cresta y al pie de la cortina, tal como se muestraen la figura:

Donde :

0.00 Perdidas de descarga dentro del tramo.P + H = 6.360 m.

Qbf = 349.977 m³/s

0.329 m.P + H = 28.77 Cumple

23.624 m/seg.

Asumiendo un espesor del colchon amortiguador:

epd = 0.65

Z = P+epd = 4.650 m.Qbf = 349.977 m³/slbf = 45.000 m.

1.834 m.Abf = Yc*Lbf = 82.516Vc = Qbf/Abf = 4.241 m/s.hv = Vc²/2g = 0.917 m.

0.000 Perdidas de descarga dentro del tramo.

Calculando Y1 (forma 01):

P + H = Y1 + (V1²/2g) + S perdidas

S perdidas =

hv1 = V12/(2*g) = q2/(2*g*Y1

2) : perdidas de carga por velocidad.

Y1 =

V1 =

Calculando Y1 (forma 02):

Yc = [Qbf²/(Lbf²*g)]1/3 =m2

S perdidas =

0 2 4 6 8 10 12

0

2

4

6

8

10

12

y

d1




Remplazando estos valores en la ecuacion tenemos que:

7.40

Conjugando estas dos ultimas ecuaciones tenemos la ecuacion:

3.08291Y1^3 - 7Y1^2 + 3.0829=

Iterando tenemos que:

a =

Resumen

0.329 m

0.315 m

0.329 m

RESUMEN:

0.329

6.226

24.658

1.305

Calculo del Numero de Froude.

13.721 Caso = 4.00

Profundidad de la cuenca o de la poza de disipacion.

0.412 m.Se asume S = 0.900 m.

Radio de la curva al pie del Azud

1.646 m.

Longitud del estanque amortiguador o poza de disipacion

Según Lind Quist:

Lpd = 29.483 m.

Según Safranez:

Y1 + (V1²/2g) = Z + Yc + hv - Sperdidas.

Y1 + (V1²/2g) =

V1 = Qbf/(Lbf*Y1)

Y1 + / Y1² =

Y1 =

V1 = Qbf/(lbf*Y1) =

Caso 01: Y1 = Caso 01: V1 =

Caso 02: Y1 = Caso 02: V1 =

Y1 = V1 =

Calculo de Y2:

Y2 = -Y1/2+[(2Y1*V1²/g) + (Y1²/4)]0.5

Y2 = Tirante conjugado en 2 =

V2 = Velocidad en 2 =

Y1 =

Y2 =

V1 =

V2 =

F1 = V1/raiz(g*Y1)

F1 =

S = 1.25*Y1 =

R = 5*Y1 =

Lpd = 5*(Y2-Y1)

Lpd = 6*Y1*V1/(g*Y1)1/2 = 6*Y1*F1




Lpd = 27.103 m.

Según Pavloski:

Lpd = 28.749 m.

Según Torres Herrera:

Lpd = 41.276 m.

Longitud promedio de la poza de disipacion =

Se asume una Lpd =

Calculo del espesor del enrrocado:

Donde:e = espesor de enrocado.

q = Caudal unitario o especifico = 7.777Ht = Carga hidraulica total = H + P = 6.360

Reemplazando valores tenemos:e = 1.865 m.

e = 1.300 m.

Calculo de la longitud del enrocado:

Donde:

q = Caudal unitario o especifico =

Material del cauce CLimo o arena muy fino 18

Arena fina 15Arena de grano grueso 12

Grava y arena 4--9Cascajo con grava y arena 4--6

Reemplazando valores tenemos:

Le = 44.577 m.

Usar Le = 25.000 m.

Calculo de la longitud del solado delantero (Lsd):

Lsd = 5*H Lsd = 11.80 m.

SE asume = 10.00 m.

Calculo de los muros de encauzamiento.

Calculo de la longitud del muro de encuzamiento.

Aguas arriba = 10.000 m. Depende de la topografia.

Lpd = 2.50*(1.90*Y2-Y1)

Lpd = 7.00*(Y2-Y1)

e = 0.6*q1/2/(Ht/g)1/4

Le = C*raiz(H)*(0.642*q1/2-0.612)

H = Carga de agua para maxima avenida o carga hiraulica total = H + P =

C = Coeficiente de filtracion de Blight que depende de la clase de material del lecho del rio =




Cimacio : ld + d = 4.175 m.Aguas abajo = 30.00 m. Depende de la topografia.Estanques = 45.000 m.

Longitud de muro total = 89.175 m.Se asume un valor de lme = 84.200 m.

Calculo de la altura del muro de encauzamiento:

Hm = 1.25*(H+P)

Hm = 7.950 m.

Hm = 8.300 m.

0.25*(H+P) = 1.59

Verificacion de espesor de poza de disipacion. epd

Determinacion del espesor del colchon o poza según Krochin:

emin = 0.30Factor de Seguridad (1.10-1.35) = 1.35

epd = 0.41

0.65Se asume un valor de epd = 0.60

Verificando el valor de "e"

Donde:q = Caudal unitario o espesifico = 7.777

6.031

0.874epd > e1, Cumple

Usar epd= 0.65

Predimensionado de los dentellones delanteros y posteriores.

Dentellon delantero.

Para el calculo de Y1 (forma 02) se considero por predimensionado un valor de epd =

e1 = 0.20*q1/2*z1/4

z = P + H - Y1 =

e1 =

epd

add

ldd

poza de disipacion

dentellon delantero dentellon Posterior

umbral terminal

t2

t1

hz

s/c

hp

b1




add = 2.000 m.Determinacion de la longitud del dentellon.

Se asume un valor de ldd =

Dentellon posterior.adp = 2.000 m.ldp = 2.000 m.

Umbral terminal.aut = 0.600 m.lut = 0.700 m.

Calculo de la posicion de los lloradores.

Valores del coeficiente de Filtracio "C"Materiales Bligh

Arena fina y limosas 15--18Arena muy fina Arenas comunes 9--12Arena de grano grueso Canto rodado, grava y arena 4--9Suelos arcillosos 6--7

Cascajo con grava y arena 6--4

Calculo de la Longitud de filtracion necesaria "L"Lfn = C*H

C = Valor del coeficiente de filtracion = 5.00 Según komoyH = 2.360 m.

Lfn = C*H = 11.800 m.Lcomp = lv + lh/3

Donde:lh = ldd + d

Por lo tanto: Lcomp = lv + (ldd + d)/3 Igualando: Lcomp = Lnec, se pocede a calcular d:

d = 3*(Lnec - lv) - lddDespejando se obtiene:

ldd = 2.75 m.lv = 2.65 m.d = 24.70 m.

Se asume un valor de d = 11.10 m.

Determinacion de la altura del dentellon delantero: (mayor informacion en MPG-T))

Carga total de agua = P + H + V12/(2*g) =

El espesor minimo: ldd = 0.20*(H + P + V12/(2*g)) =

Según Lfn < Lcomp, significa que la longitud de filtracion necesaria < la longitud de filtracion compensada en posicion "d" de los lloradores o filtros:

aut

ldd

add

epd

d




Analisis de estabilidad de agua.




Datos de inicio.

Determinacion de Ka:

Pre dimensionamiento:

t2

t1

hz

h

s/c

hp

b2b1




Dimensionamineto del muro.

Determinando t2:h'

=

P = gs*hp*Ka

hp-d

h'

P = gs*hp*Ka




Verificacion de la estabilidad.

Valores de b1 y b2:

Yo

h'

P3

P1 P2

P4

E

lzi

lze

t1

hz

hhp

b2b1




Determinacion de fuerzas y momentos resistentes.

Chequeo por deslizamineto.

Chequeo por volteo.

Posicion de la resultante y excentricidad

Presiones en la superficie de contacto

Diseño de la pantalla.




Determinacion del refuerzo en la pantalla.

Refuerzo horizontal

Refuerzo en la parte interior:

Refuerzo en la parte media

hp-d

h'

P = gs*hp*Ka

Y3

E3




3.925

4.617

3.920

12.462

El cálculo de la pendiente se ha obtenido en el perfil longitudinal, esta pendiente está0+000 a 1+300.00

Se tiene un material a los costados del rio de tierra compacta

s^ 1/2 Q (m³/s)

0.039 11.995

Caudal por margen




0.039 42.8280.039 86.6210.039 141.0040.039 204.4820.039 275.9690.039 354.62300.039 477.312

= 477.652 m³/s

BL =Yn / 3 = 1.38 m.Usar = 0.40 m.

BL = 0.40 m.

Yn = 4.14 m.




Canal Trapezoidal

B




m.m.m.

h

YNCR

canal rectangular. b = 2.80 m.




0

m.m/seg.

12.4622.698*h^0.56.925*(K-h)

0

m.m/seg.




87.57 msnm1.000 m.1.800 m.0.458 m.0.200 m.

msnm




P = altura de sedimentos + Ycanal de captacion + desnivel de la ventana de captacion (h)

m.m.m.

m.

Analisis Criterio de la ventana de captacionAnalisis Criterio de la cota B

Rugosi. CaudalTiranten (m3/seg)

0.039 11.9953 0.430

0.039 42.8283 0.930

0.039 86.6210 1.430

0.039 141.0044 1.930

0.039 204.4817 2.430

0.039 275.9688 2.930

0.039 275.9688 2.930

0.039 354.6230 3.430

0.039 439.7608 3.930

0.039 477.3118 4.140

Datos de bocatoma.4.000 m.50.000 m.0.00149 %0.03900




longitud barraje movil: 5.000 mlongitud barraje Fijo: 45.000 m

usar: 45.000 m

m.

m.2.000.010 Tajamar redondo0.10 Estribos redondeados muros a 90°

El area hidraulica del canal de limpia tiene una relacion de 1/10 del area obstruida por el aliviadero,




477.65 m3/seg.

Por efecto de la interferencia del lavadero aguas abajo y de la sumergencia




m.2.00 uni.0.01 Tajamar redondo.0.00 No hay estribo.6.36 m.

Por efecto de la interferencia del lavadero aguas abajo y de la sumergencia




350.323

Carga hidraulica del barraje fijoCaudal del barraje fijoLongitud del barraje fijo

Caudal unitario o especifico




Del Abaco N° 01 (DBI), pag 304 (MPG-T) obtenemos los valores de :

0.5020323946

1.855

Puntos de Tangencia.




349.98 m³/s

45.00 m.

0

Tanteo debe cumplir = 0

aut

epd

Y2 Yn

2 3




d1 y=

0.15 57.68

0.20 55.50

0.25 52.70

0.30 49.28

0.329 46.998

0.35 45.24

0.40 40.58

0.45 35.31

V1 = 23.624 m/s

hV1 = 28.45 m.

5.96 m.

m.m.m.m3/seg.

Tomando Bernaulli entre la seccion de control que se localiza sobre la cresta y al pie de la cortina, tal como se muestra

Perdidas de descarga dentro del tramo.

m.

Perdidas de descarga dentro del tramo.

²/2g) + S perdidas

) : perdidas de carga por velocidad.




m.

Conjugando estas dos ultimas ecuaciones tenemos la ecuacion:

7.400

0.3152.378 m.

24.658 m/s.

Resumen

23.624 m/seg

24.658 m/seg

24.658 m/seg

6.226 m.

1.249 m/seg.

RESUMEN:

m.

m.

m/seg

m/seg.

²/g) + (Y1²/4)]0.5




41.28 m.

20.00 m.

m³/s/m m.

6.360 m.7.777 m³/s/m

15.00

m. Depende de la topografia.

C = Coeficiente de filtracion de Blight que depende de la clase de material




m. Depende de la topografia.

m.

m.

m.m.

m³/s

m.

m.

m.

lut

ldp

adp

aut

dentellon Posterior

umbral terminal

Df

Hes

hm

b2




37.351 m.

7.470 m.

2.750 m.

Valores del coeficiente de Filtracio "C"Lane Komoy

7--8.50 8--10

5--6 6--7

2.5--4 3--61.6--3 3--6

1.6--3 3--6

Determinacion de la altura del dentellon delantero: (mayor informacion en

Según Lfn < Lcomp, significa que la longitud de filtracion necesaria < la longitud de filtracion compensada

aut







Df

Hes

h




h'

O

Df

Hes

h







CALCULO HIDRAULICO

I. CONSTRUCCION DE CURVA DE AFORO PARA CANAL DE CONDUCCIÓN AGUAS ABAJO

Q max = 389.687 m³/s

Q medio = 3.000 m³/s

Q min = 1.000 m³/s

Qmax = 389.687 m³/s

DATOS HIDROLOGICOS

Q max = 389.687 m³/sQ medio = 3.000 m³/s

Q minimo = 1.000 m³/s

CAUDAL DE DERIVACION

Este caudal depende de las áreas a irrigar, el proyectoque asimismo será descrito de la informacion basica:

N° de ordenAreas a Irrigar (Ha) Cultivo a Irrigar

1 800 Y 1000 ARROZ Y ALFALFA

2 900 Y 1200 ALFALFA Y MENESTRAS

3 1000 Y 1400 MENESTRAS Y ALGODÓN

4 1400 Y 1650 ALGODÓN Y ARROZ

I. CONSTRUCCION DE CURVA DE AFORO

5 1660 Y 1800 ALFALFA Y MENESTRAS


7 2000 Y 2200 ALGODÓN Y ARROZ


9 2400 Y 600 ALFALFA Y ALGODÓN



20 2200 Y 3600 ALGODÓN Y ALFALFAFrejol 1580 0.94 l/s/ha

CANAL ZAÑA

Producto Ha a irri. M.Riego Q necesario

ARROZ 90 1.71 l/s/ha 153.90 l/s

ALFALFA 2700 1.30 l/s/ha 3510.00 l/s

TOTAL 3663.90 l/s

Q derivado 3.664 m³/s

CALCULO DE "n"

1.- Valor basico de arena para cauce arenoso 0.0142.- Incremento por el grado de Irregularidad (poco irregular) 0.0053.- Incremento por el cambio de dimensiones ocacionales 0.0054.- esencia de raices 05.- Poca Vegetacion 0.005

6.- Aumento tuortosidad del cauce 00.029

n = 0.029

CALCULO DE "s"

El calculo de la pendiente se ha obtenido en el perfil longitudinal, esta pendiente está

comprendida entre los tramos del kilometraje .

midad del tirante del agua

0.2

110.00

Ancho de plantila (B) : 31.98 Nota:

Talud (Z) : 6.18 Se tiene un material a los castados

Pendiente (S) : 0.00181818182 del rio de tierra compacta

CONSTRUCCIÓN DE LA CURVA DE AFORO

DATOS HIDROLOGICOS

s = 0.18 %

b = 31.98

s = 0.001818181818182

Q derivado = 3.6639

Talud (Z) = 6.18

COTA Area (m²) P (m) R.H.^ 2/3 1/n s^ 1/2 Q (m³/s)

90.5

91 19.08 38.24 0.62907740774862 34.48275862069 0.04264014327 17.648309695

91.5 44.34 44.50 0.99759009837625 34.48275862069 0.04264014327 65.038194431

comprendiendo una distancia de 2900.10 metros que son suficientes para mantener la unifor-

92 75.78 50.76 1.30621730045816 34.48275862069 0.04264014327 145.54278797

92.5 113.40 57.02 1.5814280628536 34.48275862069 0.04264014327 263.68362049

93 157.20 63.28 1.83420811493026 34.48275862069 0.04264014327 423.95699926

93.5 207.18 69.54 2.0704552645993 34.48275862069 0.04264014327 630.71671032

94 263.34 75.80 2.29379622360545 34.48275862069 0.04264014327 888.16227411

94.5 325.68 82.06 2.50666076575075 34.48275862069 0.04264014327 1200.3483788

95 394.20 88.32 2.71077660554156 34.48275862069 0.04264014327 1571.1983206

El valor de H para Qd = 292.27 m3/seg

RESULTADOS DEL CALCULO HIDRAULICO DEL CANAL DE ENCAUZAMIENTO (AGUAS ARRIBA):

74.65

T = 63.9820763100208

BL =Yn/3= 0.863

Valor aprox. En el aforo

93.09 m.s.n.m.

0.863

90.50 m.s.n.m. Yn = 2.59 m.

B = 31.98

Transicion que unira el canal dirigido al barraje y el canal encauzamiento

a

Qcaptación= 3.664 m³/s t

T

Lt

Longitud de transicion.

Donde:

t : ancho canal rectangular

12.50 °

T = 74.6494350800278

t = 31.98

Remplazando :

Lt = 96.2346918309687

Asumimos :

Lt = 98.00 m.

DISEÑO HIDRAÚLICO

II. DISEÑO DE CANAL.

BL

a : angulo de inclinacion.

T : ancho sub canal trapezoidal

Para a =

A. Diseño de canal de aduccion:

LT=(T−t )(2 tg α )

Yn

b = 2.50

Remplazando estos valores, tenemos que:

Asumimos un valor de b = 2.50 m.

Q = 3.664 m³/s (Caudal de derivación)

s = 0.001

n = 0.015 ( Revestido de concreto )

A = b Yn

P = b + 2Yn

1.73794036786364

1.738 ( 2.50 Yn) / ( 2.500 + 2Yn )

Yn ( 2.50 Yn) ( 2.500 + 2Yn ) Y1.009 4.674 2.733 1.710

1.012 4.698 2.735 1.717

1.015 4.721 2.738 1.724

1.018 4.744 2.740 1.731

1.021 4.767 2.743 1.738

1.024 4.791 2.745 1.745

1.027 4.814 2.747 1.752

Iterando :

Yn = 1.021 m.

Q n / (s 0.5) = A (R 2/3) = [A 5/3] / [P 2/3]

[ ( b Yn)5/3] / [ (b + 2Yn)2/3]

5/3 2/3

5/3 2/3

Con este valor remplazamos en las formulas y se tiene .Area (m²) = 2.552

Perim (m) = 4.542

Rad H. (m) = 0.562

Velocidad (m/s) = 1.435

h v 0.105016301496798

E = Yn + hv 1.1260163014968

Calculo de borde Libre .

BL = Yn /3 = 0.3403 m.

Usaremos : BL = 0.40

Resultados:

B.L. = 0.4

Yn = 1.021

b = 2.50

T

BL

Yn

b

B. Diseño de canal de conduccion:

Adoptamos : Z = 1.00

b = 2

n = 0.015 Revestido

s = 0.001

Del grafico :A = (b Yn) + (Z Yn²)

P =

De donde se obtiene:

1.738

1.738 [ ( 2.00 Yn) + ( 1.00 Yn²) ] / [ 2.00 + ( 2.83 Yn) ]

Yn ( 2.00 Yn) ( 1.00 Yn²) ] ( 2.83 Yn) ] Y0.87 1.74 0.7569 2.460732 1.695891

0.873 1.746 0.762129 2.469217 1.706458

0.876 1.752 0.767376 2.477702 1.717058

0.879 1.758 0.772641 2.486187 1.727691

0.882 1.764 0.777924 2.494673 1.738357

0.885 1.77 0.783225 2.503158 1.749056

0.888 1.776 0.788544 2.511643 1.759788

Iterando :

Yn = 0.882 m.

Con este dato remplazamos en las formulas y tenemos:

Q n / (s 0.5) = A (R 2/3) = [A 5/3] / [P 2/3]

b + [2 Yn (1 + Z²)0.5]

(A5/3) / (P2/3)

2/35/3

5/3 2/3

Area (m²) = 2.542

Perim (m) = 4.495

Rad H. (m) = 0.566

Espejo 3.764

Velocidad (m/s) = 1.441

h v 0.105891986930619

E = Yn + hv 0.987891986930619

Calculo de borde Libre .

BL = Yn /3 = 0.294 m.

Usaremos : B.L. = 0.30 m.

4.364

Resultados:

T = 4 m.

0.3

Yn = 0.88 m.

b = 2.00 m.

Transicion que unira el canal de captacion y el canal de conduccion:

a

Qcaptación= 3.664 m³/s t

T

Lt

Longitud de transicion.

Donde:

t : ancho canal rectangular

12.50 °

T = 4.364

t = 2.5

Remplazando :

Lt = 4.20398032541304

Asumimos :

Lt = 4.5

III. BOCATOMA - DISEÑO HIDRAULICO.

a. Calculo de la elevacion del barraje (Elev. B)

a : angulo de inclinacion.

T : ancho sub canal trapezoidal

Para a =

1. Barraje fijo:

LT=(T−t )(2 tg α )

Elev. B = CFC + Yn + hv + 0.20

donde: CFC = Cota de fondo de la razante del canal de captacion

CFC = CFR + altura de sedimentos.

CFR = Cota del fondo de razante

0.60 = Altura de sedimentos

Yn = Tirante Normal del canal (m)

hv = Carga de velocidad de Canal

0.20 = Perdidas por transicion, cambio de direccion, etc.

Remplazando se tiene:

CFC = 90.500 + 0.6

CFC = 91.10 m.s.n.m.

Yn = 1.021 m.

hv = 0.105 m.

Elev. B = 92.43 m.s.n.m.

Redondeamos y para dar un seguridad a:

Elev. B = 92 m.s.n.m.

b. Calculo de altura de barraje:

P = Elev. B - CFR

Remplazando :

P = 1.5

Por lo tanto :

P = 2

Resumen:

Elev. B = 92.00 m.s.n.m.

0.4 C.F.C. = 91.48 m.s.n.m.

Yn = 1.02 m.

P = 2.00 m. C.F.R. = 90.50 m.s.n.m.

b = 2.50 m. 0.979000000000001

a. Predimensionamiento:

El area hidraulica del canal desarenador tiene una relacione de 1/10 del area

obstruida por el aliviadero, teniendose:

A1 = A2 /10

A1 = Area del barraje movil

P = 2.00 m.A1 A2

Ld 31.98 - Ld

31.98

A1 = Area del barraje movil (Canal desarenador)

A2 = Area del barraje fijo (aliviaderos de demasias)

2. Longitud del barraje fijo (aliviadero en demasia) y del barraje movil

a.1. Por relacion de areas

A1 = P Ld A2 = P x (31.98 - Ld)

Remplazando estos valores, tenemos que:

P Ld = P (32.0 - Ld) / 10

L d = 2.907 m. 31.98 - Ld = 29.073 m.

Entonces: Ld = 3.000 m.

70 - Ld = 28.980 m.

a.2 Longitud de compuerta del canal desarenador (Lcd)

Lcd = Ld /2 = 1.500 m.

a.3 Predimensionamiento del espesor del Pilar (e)

e = Lcd /4 = 0.375 m.

e = 0.35 Consideremos

Dimensiones Reales: Haciendo el Reajuste.

- Del dato proporcinado: Long. Aliviadero de demasia 28.980 m.

Asumiendo una log. Total 31.980 m.

Se debe cumplir que:

A1 = ( 2.00 Ld) (P)

A2 = 28.98 (P)

A 1A 2

=1

10

Ld = 2.898 m.

b. Resumen:

Dimensiones reales del canal de limpia y barraje fijo.

0.35 0.35

P = 2

1.099 1.099

29.082

31.98

Long. Barraje Movil = 2.90 m.

Long. Barraje fijo = 29.08 m.

Long. Total = 31.98 m.

Espesor del Pilar = 0.35 m.

Long. Compuerta desarenador = 1.10 m.

3. Calculo la Carga Hidraulica "H":

Hhv

he hd

h1= V1² / (2g)

P = 2.00

d2

d1

En este calculo se tendrá que considerar que las compuertas deben estar abiertas ,

para ello el caudal de diseño se compartira entre el barraje movil y fijo.

"H" se calcula asumiendo un valor , calcular el coeficiente de descarga "c" y calcular

el caudal para el barraje fijo y movil

El caudal calculado debe ser igual al caudal de diseño.

Q diseño max. = Qaliviadero + Qcanal.limpia

a. Descarga sobre la cresta (barraje fijo) = Qaliviadero (Qal)

L = L1 - 2( N Kp + Ka) H =

Qal = Descarga del aliviadero

E = Coeficiente de reduccion = 0.55

C = coeficiente de descarga

L = Longitud efectiva de la cresta

H = Carga sobre la cresta incluyendo hv

L1 = Longitud bruta de la cresta = 29.08

N = Numero de pilares que atraviesa el aliviadero = 2.00

Kp = Coef. de contrac. de pilares (triangular) = 0.00

Qal = 0.55 C L H3/2

Ka = Coeficiente de contraccion de estribos = 0.20

Todos estos datos han sido obtenidos de la bIbliografia para el desarrollo

del presente trabajo

Se seguirá un proceso Iterativo asumiendoPara un H = 0.7

Calculo de "C"

C = Co * K1 * K2 * K3 * K4

Prof. Llegada (Co)

• P/H = 2.857

En la fig.3 (libro de Bocatomas) tenemos que :

Co = 3.95

he = H

he/H = 1.00

En la fig. 4 tenemos que.C/Co = K1 = 1.00

K2 = 1.00

hd = P = 2

(hd + H) / H = 3.85714285714286

• Efectos de carga diferentes a la del proyecto

• Por ser talud vertical

• Por efectos del lavadero :

En la fig 7 tenemos que:K3 = 1.00

hd = (2/3) H = 0.467

hd / he = 0.667

En la fig.8 tenemos:K4 = 1.00


C = 3.95

Remplazando en la formula de "L" tenemos que.

L= 28.802

Remplazando en la formula de "Q" (caudal sobre la cresta de barraje fijo) tenemos que.

Q al = 36.646 m³/s

b. Descarga en canal de limpia (Qcl)

Se considera que cada compuerta funciona como vertedero.

Para ello seguieremos iterando, igual que anteriormente asumiendo

un valor de h, para ello usaremos la siguiente formula:

Q d =

• Por efectos de interferencia del agua de descarga :

C L'' hi3/2

Donde:hi = P + H = 2.70 m.C = 0.75 (trabaja solo como orificio considerado por perdidas de arrastre)L' = 2.20 m.H = 0.70 m.

L'' = L' - 2( N Kp + Ka) H

L = Longitud efectiva del canal desarenador

H = Carga sobre la cresta incluyendo hv 2.7

L1 = Longitud bruta del canal desarenador 2.20

N = Numero de pilares que atraviesa el aliviadero 0.00

Kp = Coef. de contrac. de pilares (triangular) 0.00

Ka = Coeficiente de contraccion de estribos 0.00

L'' = 2.198

Remplazando en la formula de Q , tenemos que:

Q cl = 7.314 m³/s

c. Descarga máxima total "Qt"

Qt = Q al + Q cl

Sumando los dos caudales:

Qt = 43.960 m³/s

Este valor no cumple con el caudal de diseño, tendremos que asumir

otro valor de "H"

Siguiendo este proceso de iteracion con el tanteo de "H" resultan los

valores que aparecen en el cuadro de la siguiente:

En este cuadro iterar hasta que Qt = 292.265 m³/s

CUADRO PARA EL PROCESO ITERATIVO

H 3.456 3.4575 3.459 3.4605 3.462

Q al 402.01571654799 402.277473927474 402.539288093463 402.80115903364 403.0630867357

Q cl 21.008763587051 21.0174279871333 21.0260935780074 21.0347603595098 21.043428331477

Q t 423.02448013504 423.294901914607 423.56538167147 423.83591939315 424.10651506718

H

Iterando obtenemos que Q max = 649.813 m³/s 3.461 m.

Q aliviadero = 91.350 m³/s

Q barraje movil = 10.310 m³/s

Carga Hidraulica sobre el barraje Ho = 3.461 m.

Ho = 3.461 m.

5.461 m.

P = 2.00 m.

4. Geometria del Perfil del barraje fijo (aliviadero de demasias)

Para definir el perfil del barraje se debe considerar:

A. La parte que queda aguas arriba del eje de la cresta vertedora que se define como una curva circular compuesta.

B. La parte aguas abajo definida por la ecuación:

Donde:

K y n, son constantes cuyos valores dependen de la inclinacion aguas arriba y la velocidad de llegada.

Ho , es la carga hidraulica total.

Con la finalidad de permitir el paso del agua con mayor facilidad y minima turbulencia aguas abajo, se determina su punto

de tangencia correspondiente a un angulo de 45º.

Y

Xc = 0.283 Ho X

Yc = 0.128 Ho

Y / Ho = - K (x / Ho)n

A. Calculo de la Geometria del perfil aguas arriba.

R1 = 0.53 Ho

R2 = 0.234 Ho

R2 - R1 = 0.298 Ho Y / Ho = -K (x / Ho)n

EJ E DE LA CRESTA VERTEDORA

Geometria del perfil aguas arriba

Datos :

H = 3.461 m.

Xc = 0.283 H 0.979 m. 0.809757

Yc = 0.128 H 0.443 m.

R1 = 0.530 H 1.834 m.

R2 = 0.235 H 0.813 m.

R1 - R2 = 0.296 H 1.021 m.

Datos :

P = 2.00 m.

Qbf = 402.801 m³/s

b = 29.08 m.

P + H = 5.461 m.

q = Qbf / b = 13.851 m³/s

V = q / (P+H) = 2.536 m/s

0.33 m.

a (asumido) = 0.90 m.

y

Eje de la cresta vertedora

X

Xc = 0.979 m.

B. Calculo de la Geometria del perfil aguas abajo.

hv = V2 / 2g

EJ E DE LA CRESTA VERTEDORA

Yc = 0.443 m.

0.813 m. 1.834 m.

1.021 m.

P = 2.00 m. X = 3.723 m. Pt (3.723 ; 2.0122879943578

- 0.012 m.

1

45.00 º 1 q45.00 º

Pt = Pto de tangencia. P1

a = 0.90 m. a P2

n n = 0.72 m.

0.888 m.

5.590 m.

0.09 m.

K = -0.508

n = 1.85

Reemplazando en la ecuacion general tenemos:

Y / H = -0.508 1.85

a =q =

• Con la relacion hv / H =

• Usaremos los nomogramas para valores N y K (Fig. 1, de Diseño de Bocatomas Parte I)

Y = -0.177 X 1.85

Derivando la ecuacion de Creager en: dy / dx

45

dy / dx 1 = 0.327 X 0.85

Despejando este valor tenemos los siguientes resultados:

X = 3.723 m.

Y = - 2.012 m.

Luego el punto Pt tiene como coordenadas: Pt (3.723 ; -2.0122879943578

Resumen de coordenadas que se utilizan para graficar la curva desde el punto 1 hasta el pto. "Pt".

Nº X (m) Y (m)

1 0.00 0

2 0.20 -0.009005362068996

3 0.40 -0.032464346922644

4 0.60 -0.068734614293475

5 0.80 -0.117034030729566

6 1.00 -0.176846181446893

7 1.20 -0.247788411717486

8 1.40 -0.329558526763158

9 1.60 -0.421907897344928

10 1.80 -0.524626013465695

11 2.00 -0.637530811359884

12 2.20 -0.760462225646986

13 2.40 -0.893277682759947

14 2.60 -1.03584883154376

C. Calculo del punto de tangencia (Pt)

Se sabe que a =

Tg a =

15 2.80 -1.18805909881056

16 3.00 -1.34980181561769

17 3.20 -1.52097875064512

18 3.40 -1.70149894155439

19 3.60 -1.89127774933454

Pt 3.72 -2.01255521294727

Para proporcionar una caida suave del agua sobre el colchon amortiguador, se recomienda que el empalme tenga una curva

de 0.5 Ho (Pag. Estrct. De Derivacion, Alfredo Monson).

Po

q

R = 1.730 m.

1

1

P1

bb

P2

n = 0.72 m.

n = 0.72 m.

Del grafico:

R = 0.5 Ho R = 1.730 m.

D. Empalme del cimacio con el Colchon Amortiguador

q/2

a = 45

b = 67.50

= 22.50 º

\ q = 45.00 º

n = 0.717 m.

n = 0.72 m.

5. Colchon Amortiguador.

El objetivo de diseñar el colchon amortiguador aguas debajo de barraje es con el fin de contar con las condiciones

adesuadas para que el cambio brusco del tirante se verifique dentro de una longitud minima del cauce, que es la

que debe protegerse.

Salto Hidraulico en colchon amortiguador.

Al presentarse un escurrimiento con regimen rapido sobre el barraje y teniendo el rio una pendiente fuerte, se tendra

cinetica se transformara; una parte en energia de presion y la otra se pierde por el cambio de regimen.

Datos:

L = 29.08 m.

P = 2.00 m.

Ho=3.46m

Q= 402.801 m³/s

a = 1.00 m. (asumido)

Tomando Bernulli entre los puntos 1 y 2.

b = ((180º - a)/2 )

q / 2 = (90 - b)

Tg q/2 = n / R

al pie del barraje un tirante Y1, cuyo conjugado Y2 tratara de formarse rapidamente. Al producirse Y2 la energia

a). Calculo de los tirantes conjugados (Y1, Y2)

1. Calculo de tirante Y 1:

2 1

3.4605 Yc = 2.694 m.

Z = 3.000 m. P = 2.00 m. Q

Y2 = 4.86 m. Yn = 2.69 m.

a Y1 = 1.31 m.

Lp = 10.800 m.

3

= 2.694 m.

Vc = Q / A = 5.141 m/s.

1.347 m.

7.0412

Donde :

• Perdidas de energia despreciable por la forma del cimacio.

• Z =P + a =

• Tirante Critico para seccion rectangular: Yc

• Velocidad Critica: Vc

Vc2 / 2 g =

• Reemplazando :

[ Y1 + ( Vc2 / 2 g ) ] =

2 1

Z+Yc+Vc2

2 g=Y 1+

V 12

2g+∑ hp

Yc=3√ (Q2 /L2 g )

7.04 - Y1 = 9.78 / Y1²

1.00 Y1³ - 7.04 Y1² + 9.78 = 0

Iterando:

Y1 y=

1.30527 0.0051266264204

1.305325 0.004396756047

1.30538 0.0036668667659 Y1 = 1.306 m.

1.305435 0.0029369585781 V1 = 10.608 m/s

1.30549 0.0022070314845

1.305545 0.0014770854861

1.3056 0.0007471205841

1.305655 1.713677926E-05

2. Calculo del tirante Y2:

Y2 = 4.859 m.

3. Verificacion de la profundidad del colchon amortiguador (a).

El nivel de la superficie libre del agua en el colchon amortiguador y el nivel en el cauce del rio inmediatamente

despues del colchon deben ser iguales.

La profundidad del colchon (a) sera:

√ Es usual considerar un 15% mas el valor del tirante Y2 para asegurar el emortiguamiento.

a = 1.15 Y2 - Yn a = 2.89 m

Entonces el "a" asumido es el valor correcto

V1 = Q / L Y1

¨ a =(Y2, Yn) ; podemos hacer Yc = Yn.

Y 2=−Y 1

2+√(Y 1

2

4 )+( 2V 12Y 1

g )

4. Calculo de la longitud del colchon amortiguador (Lo)

L = 5 (Y2 - Y1 ) L = 17.767 m.

L = 23.220 m.

# Froude:

2.964

F = 3.0

V1 = 10.608 m/s < 15.00 m/s (Poza Tipo I)

Para este caso usamos la fig. 12 USBR de Bocatomas Parte I

Luego:

2.2 L = 10.690 m.

Conclusion: L = 10.800 m.

6. Diseño Hidraulicos Complementarios.

Longitud minima (Lo) = 5 Ho Lo = 17.303 m.

¨ Según Linquist:

¨ Según Safranez:

¨ Según la Bureau of Reclamation:

L / Y2 =

1. Calculo de la estructura de proteccion delantera a base de material rocoso

L=6 Y 1 V 1

√ g Y 1

F=V 1

√g Y 1

Tomamos: Lo = 17.300 m.

Asumiremos una protecion de un espesor de : 0.7

a. Espesor del enrocado ( e' )

Donde: H = P + Ho = 5.4605

q = Qal / b = 13.851 m/s

Reemplazando : e' = 0.655 m.

Por criterio:

e' = 0.8

b. Calculo de la longuitud del enrrocado (Le)

Le = L' - Lp

Donde:

L' = Longitud de poza mas el enrocado.

Lp = Longitu de poza.

C = 4 (arena segun Bligh)

Le = 11.533 m.

Asumimos :

Le = 11.500 m.

2. Calculo de la estructura de proteccion al final del colchon amortiguador (enrocado).

e '=0. 2 √q (H−Y 2 )0. 25

Le = 0 .642 C √H q−Lp

3.4605

H = 5.461 m.

P = 2.00 m.

Lo = 17.300 m. 5.590 m. L = 10.800 m. Le = 11.5 m.

22.3

Interpolando para 50 años

" g" k

263.68 93.00

423.96 93.50

292.27 93.09

292.27 88.00

Documents

Diseno de Bocatoma