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Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería CivilDISEÑO DE LA BOCATOMA LA LECHE - MOTUPE 1. Generalidades: 2. Tipo de Bocatoma: (a) Una presa derivadora impermeable (concreto ciclópeo) (b) Un frente de regulación y limpia, perpendicular al sentido de la corriente (c) Un frente de captación 3. Ubicación: 4. Caudales de diseño: Qmax = 169.24 m³/s Qmedio = 11.00 m³/s Qminimo = 0.03 m³/s Qdiseño = 126.93 m³/s 5. Cálculo del Coeficiente de Rugosidad: 1.- Valor basico de rugosidad por cantos rodados y arena gruesa 0.028 2.- Incremento por el grado de Irregularidad (poco irregular) 0.005 3.- Incremento por el cambio de dimenciones ocasionales 0.005 4.- Aumento por Obstrucciones por arrastre de raices 0.000 5.- Aumento por Vegetacion 0.008 n = 0.046 6. Determinación de la Pendiente en el lugar de estudio: Km -1.9 0+1639.99 0+0.00 -1639.99 78.00 m En función a la topografía dada y procurando que la longitud del 0.0012 barraje conserve las mismas condiciones naturales del cauce, con el objeto de no causar modificaciones en su régimen. 7. Construcción de la Curva de Aforo: Radio Hidraulico m.s.n.m (m) (m) (m³/s) 140.00 0.00 141.00 105.03 0.4333 21.9780 0.0340 19.4946 142.00 132.80 0.7891 21.9780 0.0340 66.9393 143.00 142.47 1.2160 21.9780 0.0340 147.6519 144.00 152.15 1.6188 21.9780 0.0340 254.0331 La Bocatoma a diseñar, es una estructura hidráulica destinada a captar las aguas de los ríos La Leche- y Motupe, ubicada en la confluencia de estos y destinadas para irrigar terrenos de cultivo tanto en la margen derecha, como la margen izquierda, a través de canales alimentadores. El tipo de bocatoma que hemos considerado en muestro proyecto es de Barraje Mixto, el cual consta de: La captación se encuentra ubicada en el en la sección transversal 0+560, tal como lo muestra el plano topográfico, considerando que esta es la mejor alternativa para evitar la una gran sedimentación. Además el barraje se ubica perpendicular a la dirección de las aguas del río. El calculo de la pendiente se ha obtenido en el perfil longitudinal, esta pendiente está comprendida entre los tramos del kilometraje : Cota 141.98 140.08 Area Perímetro Ancho de Plantilla (b) = Pendiente (S) = COTA Para la construcción de la Curva de Aforo tenemos en cuenta la seccion traversal del río en el lugar de emplazamiento de la obra, para ello calculamos las áreas y perímetros mojados a diferentes elevaciones. Para diferentes niveles de agua en el río calculamos el caudal con la fórmula de Manning: Haciendo uso del Autocad determinamos las áreas y perímtros y por ende los Caudales. R (2/3) Qdiseño = 75% Qmáx (m²) Acumulada 173.25 246.31 1.3787 45.51 104.79 0.5726 0.8539 Q S (1/2) 1/n 1.1393 Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Con el gráfico de Curva de Aforo obtenemos las cotas necesarias para el Diseño: Caudal Cota (m³/s) (m.s.n.m) Qdiseño 126.93 142.80 8. Cotas y Altura del Barraje: 8.1. Calculo de la cota de Cresta del Aliviadero: 8.1.1. Cálculo de la Altura del Barraje P: Datos : Q = 126.93 m³/s b = 78.00 m n = 0.046 S = 0.0012 Por tanteo : d (m) Q.n/S^0.5 bd(bd/(b+2d))^2/3 1.00 169.6726 76.6945 1.30 169.6726 118.1698 1.62 169.6726 169.6300 169.67 = 169.63 P = 1.62 m Cota de fondo de la razante CFR = 140.00 msnm h sed: También llamado Altura del Umbral del vertedero de captación. Según el Ingº César Arturo Rosell C. este no debe ser menor de 0.60., pero por consideraciones especiales,tomaremos 0.3m hsed = 0.30 m 141.62 P = 1.62 m 140.00 8.2. Longitud del barraje fijo y del barraje movil a. Dimensionamiento: 0.30 m CFC : 0.00 19.49 66.94 147.65 254.03 139.5 140.5 141.5 142.5 143.5 144.5 0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 C o t a ( m . s . n . m . ) Q ( m³ / s ) Curva de Aforo 142.80 msm A S R n Q . . . 1 2 / 1 3 / 2 = 2/3 1/2 2d b b.d (b.d) S Q.n | . | \ | + = Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil a.1 Por relacion de areas El area hidraulica del canal desarenador tiene una relacione de 1/10 del area obstruida por el aliviadero, teniendose : N de pilares= 4 A 1 = A 2 /10 …………(1) donde: A 1 = Area del barraje movil A 2 = Area del barraje fijo N de comp.= 2.00 78 - Ld A1 = P x Ld Remplazando estos valores, tenemos que: P x Ld = 1.62 x Ld = 1.62 x ( 78 - Ld )/10 Ld = 6.17 m Entonces : 78 - Ld = 67.83 m a.2 Longitud de compuerta del canal desarenador (Lcd) Lcd = Ld/2= 3.08 m ARMCO MODELO 400 Se usara 2 Compuertas de: 120 plg x 84 plg (Ver Anexo de Libro Bocatomas Ingº Arbulú) Lcd = 3.05 m a.3 Predimensionamiento del espesor del Pilar (e) e = Lcd /4 = 0.76 m e = 0.80 m b. Resumen: Dimensiones reales del canal de limpia y barraje fijo. 8.3. Cálculo de la Carga Hidráulica: H he hd h1= V1² / (2g) P = 1.62 m d2 d1 Donde: H: Carga de Diseño he: Altura de agua antes del remanso de depresión hv: Carga de Velocidad P: Longitud de Paramento P Consideramos : Cuando venga la máxima avenida o caudal de diseño por el ría se abrirá totalmente las compuertas de limpia dividiéndose el caudal en dos partes: lo que pasa por encima del aliviadero y lo que va por las compuertas de limpia, obteniéndose la siguiente igualdad: 68.7 m hv A2 = P ( 78 - 2Ld ) Px (78 - 2Ld)/10 A1 A2 Ld Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil …………….(A) a. Descarga en el Cimacio: La fórmula a utilizar para el cálculo dela carga del proyecto es: …………….(B) Qc: Dercarga del Cimacio C: Coeficiente de Descarga L: Longitud Efectiva de la Cresta H e : Carga sobre la cresta incluyendo h v para la cresta de cimacio sin control. La longitud efectiva de la cresta (L) es: …………….(C) Donde: L = Longitud efectiva de la cresta H = Carga sobre la cresta . Asumida 1.00 Lr = Longitud bruta de la cresta = 68.7 N = Numero de pilares que atraviesa el aliviadero = 1.00 (Que es este valor) Kp = Coef. de contrac. de pilares (triangular) 0.00 Ka = Coeficiente de contraccion de estribos 0.10 (Estribos redondeados) "H" se calcula asumiendo un valo r , 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. Reemplazando en la ecuación la Longitud efectiva para H asumido es: L = 68.50m − Cálculo del coeficiente de descarga variable para la cresta del cimacio sin control: …………….(D) Los valores del 2º miembro nos permiten corregir a "C" sin considerar las pérdidas por rozamiento: En las Copias entregadas por el Profesor del curso, encontramos las definiciones y la forma de encontrar estos valores. a) Por efecto de la profundidad de llegada: (Fig. 3 de Copias) P/H = 1.62 Co = 3.94 b) Por efecto de las cargas diferentes del proyecto: (Fig. 4 de Copias. K 1 =C/C o ) he = H he/H = 1.00 K 1 = 1.00 c) Por efecto del talud del paramento aguas arriba: (Fig. 5 de Copias. K 2 =C 1 /C v ) P/H = 1.62 K 2 = 1.00 d) Por efecto de la interferencia del lavadero de aguas abajo: (Fig. 7- Copias. K 3 =C 0 /C) (Hd + d) / Ho = (P+Ho)/Ho= 2.62 K 3 = 1.00 No aparece en la gráfica e) Por efecto de sumergencia: (Fig. 8 de Copias. K 4 =C o /C) Hd / he = 2/3 Ho/ Ho = 0.67 K 4 = 1.00 * Remplazamos en la ecuación (D): C = 3.94m * Remplazando en la formula de "Q" (caudal sobre la cresta de barraje fijo) tenemos que: b. Descarga en canal de limpia (Qcl) Se considera que cada compuerta funciona como vertedero, cuya altura P = P = 0.00 Para ello seguiremos iterando, igual que anteriormente asumiendo un valor de h, para ello usaremos Si se hace uso de esta ecuación se debe tener en cuenta que la longitud del barraje disminuye debido a Q c = C x L x H 3/2 Q diseño max. = Qaliviadero + Qcanal.limpia L = L r - 2 ( N x Kp + Ka) x H C = Co x K 1 x K 2 x K 3 x K 4 Qc = 269.91 m³/s Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil las siguientes fórmulas: Donde : L = Longitud efectiva de la cresta h = Carga sobre la cresta incluyendo hv 2.62 m. L 1 = Longitud bruta del canal 6.10 m. 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 0.10 (Estrivos redondeados) L = 5.57m * Cálculo del coeficiente de descarga variable para la cresta del cimacio sin control: C= Co x K 1 x K 2 x K 3 x K 4 …………….(D) a) Por efecto de la profundidad de llegada: (Fig. 3 de Copias) P/h = 0.000 Co = 3.10 b) Por efecto de las cargas diferentes del proyecto: (Fig. 4 de Copias. K 1 =C/C o ) he = H he/h = 1.00 K 1 = 1.00 c) Por efecto del talud del paramento aguas arriba: (Fig. 5 de Copias. K 2 =C 1 /C v ) P/h = 0.000 K 2 = 1.00 d) Por efecto de la interferencia del lavadero de aguas abajo: (Fig. 7- Copias. K 3 =C 0 /C) (Hd + d) / Ho = (P+ho)/ho= 1.00 K 3 = 0.77 e) Por efecto de sumergencia: (Fig. 8 de Copias. K 4 =C o /C) Hd / he = 2/3 ho/ ho = 0.67 K 4 = 1.00 * Remplazamos en la ecuación (D): C = 2.39m * Remplazando en la formula de "Q" (caudal sobre la cresta de barraje fijo) tenemos que. c. Descarga Máxima Total (Q T ): 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 CUADRO PARA EL PROCESO ITERATIVO Ho (m) Co K1 K2 K4 L efect. Qc - Qcl QT 3.94 1.00 1.00 1.00 68.50 269.91 3.10 1.00 0.77 1.00 5.57 56.40 3.93 1.00 1.00 1.00 68.56 157.81 3.10 1.00 0.77 1.00 5.63 36.58 3.91 1.00 1.00 1.00 68.62 67.88 3.10 1.00 0.77 1.00 5.69 30.04 Qt = Q c + 2*Q cl Qt = 326.31 m³/s Qd = 126.93 m³/s Qcl = 56.40 m³/s 0.77 0.70 0.40 1.00 1.00 0.77 1.00 K3 1.00 Qt = 126.93 m³/s 326.31 Qd = C * L'' * hi 3/2 L = L 1 - 2 ( N * Kp + Ka) x h 97.92 194.39 0.77 Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Ho = 0.52 m (aliviadero) Para Ho = 0.52 m (canal de limpia) 8.4. Cálculo de la Cresta del Cimacio: Ø R La sección de la cresta de cimacio, cuya forma se aproxima a la superficie inferior de la lámina vertiente que sale por el vertedor en pared delgada, constituye la forma ideal para obtener óptimas descargas, dependien- do de la carga y de la inclinación del paramento aguas arriba de la sección. Considerando a los ejes que pasan por encima de la cresta, la porción que queda aguas arriba del origen se define como una curva simple y una tangente o una curva circular compuesta; mientras la porción aguas abajo está definida por la siguiente relación: Ho = 0.52 m Qc = 27.06 m³/s Q cl (2 compuertas)= Qc = 100 m³/s 140.00 m.s.n.m. 141.62 m.s.n.m. P = 1.62 m 326.31 194.39 97.92 0.0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 1.2 90 110 130 150 170 190 210 230 250 270 290 310 330 350 H o ( m ) Q (m3/s) Q M vs Ho Ho = 0.52 m Qt = 126.93 m³/s 269.91 157.81 67.88 0 50 100 150 200 250 300 0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 Q c ( m 3 / s ) Ho (m) Ho vs Qc Yc Xc R n o o H X Kx H Y | | . | \ | = Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil En las que "K" y "n" son constantes que se obtienen de la Figura 1 de la Separata dada en Clase. Determinación del caudal unitario: (q) q= Qc / Lc = 1.45 m 3 /s/m Velocidad de llegada (V): V= q /(Ho+P)= 0.68 m/s Carga de Velocidad hv = V 2 /2g = 0.02 m Altura de agua antes del remanso de depreción (he): he = Ho - hv = 0.50 m Determinación de "K" y "n" haciendo uso de la Fig. 1 y la relación hv/Ho: hv/Ho= 0.045 K= 1.51 Talud: Vertical n= 1.843 Valores para dibujar el perfil aguas abajo: Perfil Creager Según la f igura 2 de la Separata la Curva del Perfil Creager es hasta una distancia igual a 2.758Ho, des- pués de este límite se mantiene recto hasta la siguiente curva al pie del talud (aguas abajo): X (m) Y (m) 2.758 Ho= 1.43416 0.000 0.00 0.100 -0.04 0.300 -0.28 0.500 -0.73 0.700 -1.36 0.900 -2.16 1.100 -3.12 1.300 -4.25 1.500 -5.53 1.700 -6.97 1.900 -8.55 2.100 -10.29 2.300 -12.16 2.500 -14.18 La porción del perfil que queda aguas arriba de la cresta se ha considerado como una curva circular compuesta. Los valores de R 1 , R 2 , X c , Y c se dan en la fig. 1.a de la separata: Con hv/Ho: 0.045 ingresamos a los nomogramas, de donde se obtiene: X c /H o = 0.252 X c = 0.13 m Y c /H o = 0.100 Y c = 0.05 m R 1 /H o = 0.500 R 1 = 0.26 m -14.00 -12.00 -10.00 -8.00 -6.00 -4.00 -2.00 0.00 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 PERFIL CREAGER Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil R 2 /H o = 0.205 R 2 = 0.11 m 0.1534 Ubicación de los elementos para el dibujo de la curvatura aguas arriba: 8.5. Cálculo de los Tirantes Conjugados: Dc = 0.60 m h1 P = 1.62 m d2 d1 Aplicando la Ecuacion de Bernoulli entre los puntos 1 y 2: Tenemos: z + dc + hvc = d1 + hv1 + Σhp Σhp: pérdidas de energía (por lo general se desprecian, debido a su magnitud) Determinación del tirante Crítico: dc = (Q 2 /gB 2 ) 1/3 dc= 0.599 m Cálculo de la Carga de Velocidad Crítica: vc =√(g*dc) Vc= 2.425 m/s hv c = 0.300 m Reemplazando obtenemos el d 1 : z + dc + h vc = d 1 + q 2 /(2*g*d 1 2 ) q = Q/B Por uqe considera carga de velocidad en el primer miembro? q = 1.45 2.52 0.11 / d 1 2 d 1 3 - 2.52 0.11 d 1 = 0.2300 -0.01 = 0 Determinación del Tirante Conjugado 2: d 2 V 1 = 6.32 m/s d 2 = 1.26 m Determinación del Número de Froude: F= 4.21 Este valor vuela Este es un resalto inestable. Cuyo oleaje producido se propaga hacia aguas abajo. Cuando se posible evitar este tipo de poza. Entonces podemos profundizar la poza en una profundidad = 1.80 m z + dc + h vc + e = d 1 + q 2 /(2*g*d 1 2 ) Lp hd 1 2 = d 1 + d 1 2 + d 2 + = 0 a b c d R1-R2 R1 a a R2 R2 Talud Vertical ) 2 4 ( 2 1 2 1 2 1 1 2 g d v d d d + + ÷ = 1 1 *d g v F = Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil d 1 3 - 4.32 0.11 d 1 = 0.1650 -0.005 V 1 = 8.81 m/s hv 1 = 3.96 m d 2 = 1.54 m F= 6.92 8.6. Cálculo del Radio de Curvatura al pie del Talud: Esta dado por la ecuación: R = 5d 1 R= 0.83 m 8.7. Longitud del estanque amortiguador o poza de disipación: a) Número de Froude: * Con el valor de F, se puede determinar el tipo de Estanque que tendrá la Bocatoma, el cual según la se- parata será: F= 6.92 V 1 = 8.81 * Ver la Figura 12 de la Separata para el cálculo de Lp L/d 2 = 2.56 Lp= 3.931 m b) Según Lindquist: Lp = 5(d2-d1) Lp= 6.852 m c) Según Safranez: Lp = 6xd 1 xV 1 Lp= 6.855 m √(g*d1) d) Finalmente tomamos el valor promedio de todas las alternativas: Lp= 5.879 m Longitud promedio de la poza Lp= 6.00 m 8.8. Profundidad de la Cuenca: S =1.25 d 1 = 0.206 m 8.9. Cálculo del Espesor del Enrocado: H = ( P + Ho ) = 2.22 m. e= 0.499 m q = 1.45 e= 0.50 m 8.10. Cálculo de la Longitud del Enrocado: Según W. G. Bligh, la longitud del empedrado está dado por la sgte fórmula: donde: H: carga de agua para máximas avenidas 2.22 m. q: caudal unitario 1.45 c: coeficiente de acuerdo al tipo de suelo 9 L e= 2.173 m L e= 2.00 m 8.11. Longitud del Solado Delantero: Ls = 5Ho Ls= 3.00 m 3.00 m 8.12. Espesor de la Poza Amortiguadora: TIPO II = d 1 2 + 4 / 1 2 / 1 ) / ( * 6 . 0 ' g H q e = ) 2 4 ( 2 1 2 1 2 1 1 2 g d v d d d + + ÷ = 1 1 *d g v F = ) 612 . 0 642 . 0 ( * ÷ = q H c L Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil La subpresión se hallará mediante la siguiente formula: donde: Peso especifico del agua 1000 kg/m3 b = Ancho de la sección 1.00 m. c = Coeficiente de subpresión, varia ( 0 - 1 ) 0.55 Para concreto sobre roca de mediana calidad h = Carga efectiva que produce la filtración h' = Profundidad de un punto cualquiera con respecto a A, donde se inicia la filtración. (h/L)Lx = Carga perdida en un recorrido Lx Mediante la subpresión en el punto "x", se hallará el espesor de la poza, asumimos espesor de: 1.50 m 141.62msnm hv= 0.02 m. he= 0.50 m. 0.25 (P+H) Ho = 0.52 m h =2.59 m. 3.96 m. 1.25*(P+H) 2.14 m. P = 1.62 m. d 2 = 1.54 m. 138.70msnm e=0.30 0.17 m. 0.7m. 4.00 0.50 m 3.54 m. 6.00 m 3.00 m. 9.54 m. 2.00 m. e=0.30 14.54 m. * Predimensionado de los dentellados posteriores y delanteros: 0.80 m. 0.70 m. 1.70 m. 1.00 m. 8.15 m. 1.00 m. 1.00 m. Para condiciones decaudal máximo O sea cuando hay agua en el colchón. h= 2.59 m. h/L = 0.126 e=(4/3) x (Spx / 2400) L = 20.44 m. Lx = 12.24 m. h' = 3.30 m. Spx = 2385.46 kg e= No satisfacela exigencia por Subpresión. Aumentar espesor Para condiciones deagua a nivel decimacio O sea cuando no hay agua en el colchón h = 3.62 m. Spx = 2614.70 kg h /L = 0.18 e= 1.45 m. No satisfacela exigencia por Subpresión. Aumentar espesor Se observa que los valores calculados son menores que el asumido entonces se opta por el espesor asumido: Volumen defiltración Se calcula empleando la fórmula que expresa la ley de Darcy donde: Q : gasto defiltración. K : coeficientedepermeabilidad para la cimentación. I : pendientehidráulica A : área bruta dela cimentación a través del cual seproducela filtración Cálculo ychequeo del espesor del colchón amortiguador Cálculo de la longitud necesaria de filtración (Ln) H = 2.92 (cota del barraje - cota a la salida de la poza) 0.39 m. h = d 1 +hv 1 -d 2 m.s.n.m. = ¸ ( ¸ ( ¸ ÷ + = ) ( ' ' Lx L h h h bc Sp ¸ Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Cbarraje: 141.62 Csalida: 138.70 C = 9 (criterio de BLIGHT: grava y arena) Ln = C*H 26.32 m. Cálculo de la longitud compensada (Lc) longitud vertical Lv Lv = 8.70 m. de gráfico longitud horizontal Lh Lh = 12.54 m. de gráfico Lc = Lv + Lh Lc = 21.24 m. Como Ln > Lc, entoces se está posibilitando la tubificación, por lo tanto no haremos uso de lloradores. Verificación del espesor del colchón amortiguador cálculo de la subpresión L = (L h /3)+L v L = 12.88 m. h = 2.59 m. h/L = 0.201 Cuadro devalores para la construcción del diagrama depresiones Punto Lx (m) h' (m) Sp (kg/m2) (-Sp) 1 0.00 13.08 7264.66 -7264.66 2 0.30 1.00 620.66 -620.66 3 1.50 0.30 235.66 -235.66 4 3.00 4.30 2435.66 -2435.66 5 3.39 4.30 2435.66 -2435.66 6 3.79 3.30 1885.66 -1885.66 7 4.19 3.30 1885.66 -1885.66 Po 4.59 3.30 1885.66 -1885.66 8 4.99 3.30 1885.66 -1885.66 9 5.39 3.30 1885.66 -1885.66 10 5.79 3.30 1885.66 -1885.66 11 6.19 3.30 1885.66 -1885.66 12 6.59 3.30 1885.66 -1885.66 13 6.99 3.30 1885.66 -1885.66 14 7.39 3.30 1885.66 -1885.66 15 7.79 3.30 1885.66 -1885.66 16 8.19 3.30 1885.66 -1885.66 17 8.59 3.30 1885.66 -1885.66 18 8.99 3.30 1885.66 -1885.66 19 9.39 3.30 1885.66 -1885.66 20 9.79 3.30 1885.66 -1885.66 21 13.33 3.30 1885.66 -1885.66 22 14.33 3.30 1885.66 -1885.66 Dimensionamiento de los Pilares: a) Punta o Tajamar: Redondeada b) Altura Ht=1.25 (P+Ho): 2.14 2.40 m. m.s.n.m. m.s.n.m. -5000 -4500 -4000 -3500 -3000 -2500 -2000 -1500 -1000 -500 0 1 3 5 7 9 11 13 15 S p X DIAGRAMA DE PRESIONES ( ¸ ( ¸ ÷ + = ) ( ' ' * Lx L h h h c Sp ¸ Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil c) Longitud: Hasta la terminación dela poza mínimo = 10.24 d) Espesor e: 0.00 Dimensionamiento de los Muros de encauzamiento: a) Longitud: 24.54 26.00 m. b) Altura Ht=1.25 (P+Ho): 2.14 2.40 m. 8.13. Diseño de las Ventanas de Captación: a) Cálculo de la Captación Margen Derecha: Por tanteos usando la fórmula de Manning se calcula el tirante y se busca el valor mas aproximado 5.620 m³/s 3.00 m 0.0150 0.0025 y = 0.8300 m A = 2.4900 m 0.8300 m P = 4.6600 m R = 0.5343 m 2.4900 m² v = 2.1949 m 4.6600 m Q = 5.47 m 0.5343 m 3.0000 m 2.2570 m/s 0.2596 m 1.090 m-Kg/Kg 0.7910 Calculo debordeLibre. BL =Yn /3 = 0.28 m. Usaremos : BL = 0.30 Resultados: Yn 0.83 m. 3.00 m. b) Díseño del Canal de Conducción: Por tanteos usando la fórmula de Manning se calcula el tirante y se busca el valor mas aproximado 5.620 m³/s 1.50 m 1.00 0.0150 0.0025 y = 0.8500 m A = 2.5500 m 0.8500 m P = 4.7000 m R = 0.5426 m 1.9975 m² v = 2.2174 m 3.9042 m Q = 5.65 m 0.5116 m 3.2000 m 2.8135 m/s 0.4035 m Energia Especifica: E = B.L. 0.30 m. Tirante que mas se aproxima Numero de Froude: F = Perimetro Mojado: P = Radio Hidraulico: R = Tirante Normal : Y = Espejo de Agua: T = Velocidad: v = Talud : Z = Rugosidad : n = Pendiente : S = Caudal : Q = Ancho de Solera : b = Perimetro Mojado: P = Carga de Velocidad: hv = −−−−− DATOS −−−−− Area Hidraulica: A = Rugosidad : n = Radio Hidraulico: R = Espejo de Agua: T = Velocidad: v = Carga de Velocidad: hv = Tirante que mas se aproxima Pendiente : S = −−−−− DATOS −−−−− Caudal : Q = Ancho de Solera : b = Talud : Z = Tirante Normal : Y = Area Hidraulica: A = Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil 1.253 m-Kg/Kg BL = 0.30m 1.1370 1.50 m Calculo debordeLibre. BL =Yn /3 = 0.28 m. Usaremos : BL = 0.30 m. c) Transicion queunira el canal decaptacion yel canal deconduccion: & Qcaptación= 5.620 m³/s t T Lt Longitud detransicion. Para α = 12.50 °. Lt = (T - t) * Ctg 12.5° / 2 Donde : T = 3.80 m. t = 3.00 m. Remplazando : Lt = 1.804 Asumimos : Lt = 2.00 m. d) Diseño de las Ventanas de Captación: Consideraciones: * Las Dimensiones de las ventanas de capatación se calcularán para el caudal máximo a captar (derivar) y para la época de estiaje (carga hidráulica a la altura del barraje). * La elevación del fondo del canal respecto a la razante en el río no debe ser menor que 0.30m, dependien do de la clase de material en arrastre. * Para evitar que rocas de gran tamaño y cantidad de árboles que acarrea en épocas de crecidas ingresen a la captación, se propone la protección mediante un sistema de perfiles que irán fijos en un muro de concreto. * El eje de captación será perpendicular con el eje del río. 141.6msnm 140.0msnm El cálculo hidráulico comprende en el dimensionamiento del orificio y conducto de salida y determina ción del gasto máximo de avenida. Ademas se diseñará la transición que une el canal de captación a la salida de la toma con el canal de conducción * Diseñaremos las compuertas para un nivel de operación (cota barraje fijo) * Se comprobará si el canal soportará conducir el caudal para máximas avenidas. Determinación de las dimensiones y el número de compuertas. Datos: Velocidad de predimensionado: 0.7 - 1.0 m/s asumiendo V = v= 1.00m/s escogiendo dimensiones de compuertas según manual de ARMCO 142.14msnm Energia Especifica: E = Numero de Froude: F = Yn = 0.85 m³/s " x " Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Escogemos: 54 54 a= 1.37 b= 1.37 Acomp. = 1.88 Qdiseño = 5.62 Adiseño = 5.62 # comp. = 3.0 3 compuertas v = 1.00 O.K. NMA = 142.14 nivel operación = 141.45 CFC = 140.30 CFR = 140.00 Verificación del funcionamiento Funciona como vertedero: si h 1 /a =< 1.4 Orificio si h 1 /a > 1.4 sumergido (Y2>Yn) libre (Y2<Yn) Formula a emplear: Q = Cd * a * b * ( (2*g*h)^0.5 ) donde: Cd : coeficiente de descarga a : altura de orificio de toma b : ancho del orificio de toma Análisis para el Nivel de Operación Verificación del funcionamiento asumimos: a = 0.20 a h1 = 1.15 Cv = 0.96 + (0.0979*a/h1) Cv = 0.98 Cv Cd = Cv*Cc = Cv * 0.62 Cd = 0.61 Cd Cálculo del tirante Y1 Y1 = Cc * a Y1 = 0.124 Y1 Cálculo de h h = h1 - Y1 h = 1.03m h Cálculo del gasto que pasa por el orificio( 1 comp. ) Reemplazando en la formula: Q = 0.75 m³/s Q asumimos: Q = 0.75 m³/s Cálculo del tirante Y2: Y2 = (-Y1 / 2) + ( ( 2 * Y1 * V1^2 / g )+ ( 0.25 * Y1^2 ) )^0.5 V1^2 = 2 * g * h V1^2 = 20.13 V1^2 V1 = 4.49 V1 Reemplazando: " x " m2. m2 para: m/s. m.s.n.m. m.s.n.m. " x " m. m2. m3/s. m2 para: m/s. m.s.n.m. m.s.n.m. m.s.n.m. m. m. m. m.s.n.m. NMA = nivel de operación = a Y1 = Cc*a Y2 Yn h h1 m.s.n.m. Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Y2 = 0.65 Y2 Cálculo del tirante normal en el canal de la ventana Q = 0.75 Q s = 0.001 Q*n/(s^0.5) n = 0.015 Yn Q*n/(s^0.5) = 0.356 Q*n/(s^0.5) = A*R^2/3 Aplicando maning e iterando calculamos Yn: Yn A P R^2/3 0.400 0.000 0.800 0.000 0.420 0.000 0.840 0.000 0.555 0.000 1.110 0.000 como Y2 > Yn, entonces funciona como orificio sumergido Cálculo de longitud de contracción (Lcc) L1 = a / Cc = 0.323 L1 Lr = 5*(Y2-Y1) = 2.650 Lr Lcc = L1 + Lr = 2.973 Lcc asumimos: Lcc = 3.00 Lcc Cálculo del tirante normal Q = 2.25 Q s = 0.001 Q*n/(s^0.5) n = 0.015 Yn b = 4.115 Q*n/(s^0.5) = 1.067 para el nivel de operación se tiene que dejar pasar por el canal de captación el caudal de diseño. Análisis para máximas avenidas Verificación del funcionamiento. a = 0.30 (asumido) a h1 = 1.84 Cv = 0.96 + (0.0979*a/h1) Cv = 0.98 Cd = Cv*Cc = Cv * 0.62 Cd = 0.62 Cálculo del tirante Y1 Y1 = Cc * a Y1 = 0.186 Cálculo de h h = h1 - Y1 h = 1.65 Cálculo del gasto que pasa por el orificio( 1 comp. ) Q = 1.45 Q asumimos: Q = 1.50 Cálculo del tirante Y2: Y2 = (-Y1 / 2) + ( ( 2 * Y1 * V1^2 / g )+ ( 0.25 * Y1^2 ) )^0.5 V1^2 = 2 * g * h Reemplazando: V1^2 = 32.45 Y2 = 1.02 Cálculo del tirante normal en el canal de la ventana Q = 1.50 Q*n/(s^0.5) = s = 0.001 Q*n/(s^0.5) = n = 0.015 Yn m.s.n.m. m.s.n.m. m.s.n.m. m. m. m3/s. m3/s. m. m. m. m. m3/s. m3/s. m3/s. Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil como Y2 > Yn, entonces funciona como orificio sumergido Cálculo de longitud de contracción (Lcc) L1 = a / Cc = 0.484 Lr = 5*(Y2-Y1) = 4.171 Lcc = L1 + Lr = 4.655 asumimos: Lcc = 4.50 Cálculo del tirante normal Q = 4.50 s = 0.001 n = 0.015 Yn 2.232 b = 1.372 Q*n/(s^0.5) = 2.135 En épocas de máximas avenidas teniendo las compuertas abiertas a pasa un caudal de: 4.50 Cálculo de la abertura de las compuertas para máximas avenidas. a = Q / ( Cd * b * ( ( 2gh )^0.5 ) abriendo todas las compuertas de captación: donde: Q = 0.75 Cd = 0.62 reemplazando en la formula b = 1.37 a = 0.155 h = 1.65 Altura de la ventana de captación tirante en máximas avenidas: Yn = Y2 = tirante en nivel de operaciones: Yn = Y2 = Adoptamos una altura de ventana de: 0.90 m. m. m. m. m3/s. Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil 269.91 67.88 157.81 Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Por uqe considera carga de velocidad en el primer miembro? Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil e=(4/3) x (Spx / 2400) 1.33 m. Q = KIA A : área bruta dela cimentación a través del cual seproducela filtración Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil 15 Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil 12.00 m. Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil El cálculo hidráulico comprende en el dimensionamiento del orificio y conducto de salida y determina ción del gasto máximo de avenida. Ademas se diseñará la transición que une el canal de captación a la salida de Diseñaremos las compuertas para un nivel de operación (cota barraje fijo) Se comprobará si el canal soportará conducir el caudal para máximas avenidas. escogiendo dimensiones de compuertas según manual de ARMCO Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil Q = Cd * a * b * ( (2*g*h)^0.5 ) 0.35 0.99 0.61 0.22 0.93 1.26 18.31 4.28 m. m3/s. m. Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil 0.80 1.26 0.598 0.555 A*R^2/3 0.000 0.000 0.000 0.56 2.90 3.47 3.30 1.07 0.506 0.4842 para el nivel de operación se tiene que dejar pasar por el canal de captación 0.28 1.87 Y2 = (-Y1 / 2) + ( ( 2 * Y1 * V1^2 / g )+ ( 0.25 * Y1^2 ) )^0.5 0.712 A*R^2/3 0.357 Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos Universidad Nacional Pedro Ruiz Gallo Escuela Profesional de Ingeniería Civil En épocas de máximas avenidas teniendo las compuertas abiertas a 0.30 abriendo todas las compuertas de captación: 0.357 1.02 0.484 0.798 m. de alto Diseño de Obras Hidraulicas Msc. Ing. José Arbulu Ramos ANALISIS ESTRUCTURAL DE LA BOCATOMA 1. Datos generales: * Barraje a base de concreto ciclopeo, cuyo peso especifico es de (Pc) : 2.3 Tn/m³ * Coeficiente de friccion entre suelo y el concreto según recomendaciones este valor esta entre 0.5 y 1, tomaremos : 0.80 usaremos canto rodado * Máximos esfuerzo unitario de corte V = 6.00 Kg/cm * Capacidad de la carga de la arena = 2.65 Kg/cm² en nuestro caso predominan las arenas limo-arcillosas * Peso especifico del agua con sedimentos y elementos flotantes 1.90 Tn/m³ * Peso especifico del agua filtrada (Pf) = 1.00 Tn/m³ * Peso especifico del agua igual (Pa) = 1.45 Tn/m³ 1. Análisis cuando el nivel de agua es igual al nivel del cimacio: 2.80 m. 0.30 m. 0.70 m. 1.50 m. Fuerzas que intervienen Fh = Fuerza hidrostática Ea = Empuje activo del suelo en suelo friccionante W = Peso de la estructura W´ = Peso del agua Sp = Sub - Presion Sh = Componente horizontal de la fuerza sismica Sv = Componente vertical de la fuerza sismica Ve = Empuje del agua sobre la estructura ocacionado por aceleracion sismica y Momento Me. Me = Es el momento que produce la fuerza Ve. ANÁLISIS ESTRUCTURAL DEL ALIVIADERO DE DEMASÍAS 0.70 m. 3.54 m. Fh Ea Cg Sh Ycg Sv H Yh Ya W´ Ve Me Sp Xsp Xcg W a. Fuerza hidrostática (Fh). = 5.68 Tn Punto de aplicación= 0.93 m b.- Cálculo de la Subpresión (Sp): 5.94 Tn C: Coeficiente que depende del tipo de suelo Para mayor seguridad su valor es 1. Punto de aplicación= 1.41 m c.- Empuje Activo del Suelo (Ea): Datos Asumidos para fines de Diseño: 11.19 Tn 2.00 Tn/m3 h = hs+H hs= Altura equiv de Suelo Punto de aplicación= 1.14 m hs= 2.72 m h= 3.42 m θ = 37.5 d.- Peso del Agua (W´): 2.84 Tn Punto de aplicación= 0.35 m d.- Peso de la Estructura (W): Se calculará integrando las áreas paralelas a las franjas verticales trapezoidales en que se ha dividido la estructura diferenciandola a los ejes x - y. Lt = 4.24 Nº Áreas h a b X (m) Y (m) A*X A*Y 1 0.5528 0.385 1.350 1.350 4.048 0.675 2.238 0.373 2 0.6757 0.385 1.650 1.650 3.663 0.825 2.475 0.557 3 0.8762 0.250 3.350 3.430 3.345 1.695 2.931 1.485 4 0.7997 0.250 3.396 3.430 3.095 1.707 2.475 1.365 5 0.7872 0.250 3.320 3.396 2.845 1.679 2.240 1.322 6 0.7644 0.250 3.205 3.320 2.596 1.631 1.984 1.247 7 0.7336 0.250 3.055 3.205 2.346 1.565 1.721 1.148 8 0.6938 0.250 2.665 3.055 2.098 1.432 1.456 0.994 9 0.6668 0.250 2.640 2.665 1.845 1.326 1.230 0.884 10 0.5885 0.250 2.385 2.640 1.597 1.257 0.940 0.740 11 0.5253 0.250 2.095 2.385 1.348 1.122 0.708 0.589 12 0.4538 0.250 1.778 2.095 1.098 0.970 0.499 0.440 13 0.3778 0.250 1.465 1.778 0.849 0.813 0.321 0.307 14 0.3158 0.250 1.243 1.465 0.598 0.679 0.189 0.214 15 0.2712 0.250 1.081 1.243 0.348 0.582 0.094 0.158 16 0.2738 0.250 0.959 1.081 0.097 0.511 0.027 0.140 17 0.2134 0.250 0.869 0.959 -0.153 0.457 -0.033 0.098 18 0.1954 0.250 0.806 0.869 -0.403 0.419 -0.079 0.082 19 0.1836 0.250 0.767 0.806 -0.654 0.393 -0.120 0.072 20 0.2184 0.246 0.750 0.767 -0.903 0.379 -0.197 0.083 Total 10.1672 21.0981 12.2988 Pto C.M 2 1 * 2 1 H Fh ¸ = = = C L H Sp * * * * 2 1 2 ¸ = ÷ = ) 2 45 ( * * * 2 1 2 2 | ¸ o a tg h Ea = a ¸ = = 1 * 0 . 1 * ´ ¸ m Área W 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 23.38 Tn Punto de aplicación= Xco= 2.075 m Yco= 1.210 m e.- Componente Horizontal de Sismo (Sh): Sh = 0.10 W = 2.34 Tn f.- Componente Vertical de Sismo (Sv): Sv = 0.03 W = 0.70 Tn g.- Empuje del agua debido al Sismo (Ve): Pe: Aumento de presión del agua en lb/pie 2 a cualquier elevación debido a oscilaciones sísmicas y su valor se calcula por: Donde C es un coeficiente adimensional que da la distribución y magnitud de presiones λ : Intensidad del Sismo: Aceleración del Sismo/Aceleración de la gravedad γ : Peso específico del agua (lb/pie 2 ) h : Profundidad del agua (pies) Cm : Valor máximo de c para un talud constante dado. El Momento de vuelco es: Me = 0.299 Pe * y 2 En la superficie de agua: Me = 0 En el fondo del aliviadero: y = 2.8 m h = 2.8 m y / h = 1 Para el Paramento Vertical: C= 0.73 (Ver figura 14 y 15) l = 0.32 (Escala Mercalli Modificado) g = 90.48 lb/pie 3 h = 9.18 m. pies Reemplazando estos valores en la ecuaciones anteriores: Pe = 194.11 lb/pie 2 Ve = 1294.27 lb/pie Me = 4895.45 lbs Transformando unidades en un ancho de 1 m: Ve = 1.93 Tn Me = 2.22 Tn -m Análisis de la Estructura: a) Ubicación de la Resultante: Tomando Momentos respecto a C.M (Ver Figura) Brazo Momento Fh 5.68 Tn 1.93 m -10.99 Ea 11.19 Tn 1.14 m -12.76 Sp 5.94 Tn 2.83 m -16.78 Sh 2.34 Tn 1.21 m -2.83 Sv 0.70 Tn 2.08 m -1.46 Ve 1.93 Tn - -2.22 W 27.05 Tn 3.527 m 95.41 W´ 3.69 Tn 5.89 m 21.73 S Fza H 21.14 Tn S Mts (-) -47.03 S Fza V 24.10 Tn S Mts (+) 117.14 X R = 2.91 m Fuerza = = cto m Área W ¸ * 0 . 1 * ´ = = y Pe Ve * 726 . 0 h C Pe * * * ¸ ì = ( ( ¸ ( ¸ | . | \ | ÷ + | . | \ | ÷ = h y h y h y h y Cm C 2 * 2 * * 2 2 Excentricidad "e": e= -0.79 m < 0.71 m 3.- Esfuerzos de Compresión en la base (s) Estos deben ser los permisibles para que la estructura no falle por aplastamiento. s 1 = -0.066 s 2 = 1.203 (no considerar) Estos resultados son menores que la resistencia ofrecida por el terreno. 4.- Factor de Seguridad al Volteo: FS= S Mts (+) > 1.50 S Mts (-) FS= 2.49 > 1.5 5.- Factor de Seguridad al Deslizamiento: Fr = S Fx Tgf Donde Tg f = 0.4 (Según Tablas en Separatas) Fr = 9.64 Tn < 21.14 Tn Entonces se considera el Dentellón (elemento de concreto), como parte integrante del ali- viadero formando una sola mole, con la finalidad de evitar el deslizamiento de la estructura, así como disminuir en cierto grado la magnitud de las filtraciones a través de la cimentación. 6 2 L X L e R s ÷ = ) * 6 1 ( * L e L b Rv ± = o TABLA B. METODO PARA CALCULAR EL VALOR MEDIO DE n PARA UN CAUCE Datos que ayudan a elegir los diferentes valores de n 1.-Valores basicos de n recomendados 0.010 0.014 0.015 0.028 escogido 2.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar en cuenta el grado de irregularidad 0.00 0.005 escogido 0.010 0.020 3.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar en cuenta el cambio de diemnsiones y de forma de seccion transversal 0.00 0.005 escogido 0.010 a 0.015 4.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar en cuenta obstrucciones formadas por arrastres, raices, etc. 0.00 escogido 0.01 0.03 0.06 5.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para toamr en cuenta la vegetación. De poco efecto 0.005 a 0.01 escogido De efecto medio 0.010 a 0.025 De mucho efecto 0.025 a 0.05 De muchisimo efecto 0.050 a 0.1 6.- Aumento del coeficiente n que se recomienda para tomar según la tortuosidad del cauce Ls= Longitud del tramo recto Lm= Longitud del tramo con meandros Lm/Ls n 1.0-1.2 0.00 1.2-1.5 0.15 veces n6 >1.5 0.30 veces n6 n6 = Suma de conceptos 1+2+3+4+5 Muy irregulares…………… De mucho efecto………….. De efecto apreciable……. De muy poco efecto……… De efecto inapreciable…. Cauces en tierra……………. Poco irregulares………….. Frecuentes………………….. Ocasionales………………… Graduales……………………. Cauces en grava fina…….. Moderados………………….. Cauces parejos…………….. Cauces en grava gruesa… Cauces en roca………………