diseño de obra de toma convencional y tuberia de conducc

UNIDAD ACADEMICA DE INGENIERIA CIVIL
CARRERA DE INGENIERIA CIVIL
TEMA:
DISEÑO DE OBRA DE TOMA CONVENCIONAL Y TUBERIA DE CONDUCCIÓN
PARA RIEGO DE UNA PLANTACIÓN BANANERA
TRABAJO PRÁCTICO DEL EXAMEN COMPLEXIVO PREVIO A LA OBTENCIÓN
DEL TITULO DE INGENIERO CIVIL
AUTOR:
DANIEL ADOLFO ZUÑIGA ORELLANA
MACHALA – EL ORO
CESION DE DERECHOS DEL AUTOR
Yo, ZUÑIGA ORELLANA DANIEL ADOLFO, con C.I. 0704239474, estudiante de la
carrera de INGENIERIA CIVIL de la UNIDAD ACADEMICA DE INGENIERIA CIVIL de
la UNIVERSIDAD TECNICA DE MACHALA, en calidad de Autor del siguiente trabajo
de titulación DISEÑO DE OBRA DE TOMA CONVENCIONAL Y TUBERIA DE
CONDUCCIÓN PARA RIEGO DE UNA PLANTACIÓN BANANERA.

Declaro bajo juramento que el trabajo aquí descrito es de mi autoría, que no
ha sido previamente presentado para ningún grado o calificación profesional.
En consecuencia, asumo la responsabilidad de la originalidad del mismo y el
cuidado al remitirme a las fuentes bibliográficas respectivas para fundamentar
el contenida expuesto, asumiendo la responsabilidad ante cualquier reclamo o
demanda de parte de terceros de manera EXCLUSIVA.

Cedo a la UNIVERSIDAD TECNICA DE MACHALA de forma NO EXCLUSIVA
con referencia a la obra de formato digital los derechos de:
a. Incorporar la mencionada obra al repositorio digital institucional para su
democratización a nivel mundial, respetando lo establecido por la Licencia
Creative
Commons
Atribucion-NoComercial-Compartirigual
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Estado Ecuatoriano y el Reglamento Institucional.
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correspondiéndome como Autor(a) la responsabilidad de velar por dichas
adaptaciones con la finalidad de que no se desnaturalice el contenido o
sentido de la misma.
Machala, 19 de noviembre del 2015
ZUÑIGA ORELLANA DANIEL ADOLFO
C.I. 070423947-4
INTRODUCCION
Este caso propuesto de Diseño Hidráulico nos permite fortalecer los criterios brindados
en cátedras dadas de la Facultad de Ingeniería Civil, nos presenta un caso que puede
ser implementado en el ejercicio de la profesión.
Se trata de un caso de investigación que involucra aspectos técnicos en su desarrollo,
empezamos por determinar el caudal necesario para dicha plantación propuesta; luego
este resultado lo analizamos con los diferentes caudales disponibles en nuestro punto
de toma. Al obtener un análisis positivo de los resultados podemos proceder a realizar
el diseño de la Obra de Toma Convencional y sus elementos para su optimo
funcionamiento, poder garantizar su estabilidad bajo cualquier condición.
Se determinara el caudal filtratorio que se presenta bajo la estructura y considerar un
método para reducir dicho efecto.
Luego, se procederá al análisis de la línea de conducción, determinando la tubería a
utilizar que cumpla con los lineamientos dados en el caso. Por medio de un análisis
comparativo optimizaremos dicha tubería para así garantizar el aspecto económico del
trabajo.
El Objetivo Principal del problema, una vez obtenida la información final; es justificar la
factibilidad de implementación d un sistema especifico de riego y su posible aplicación
en casos reales de similitud técnica.
Para el desarrollo del problema, tenemos como puntos de referencias los siguientes
libros:
SVIATOSLAV KRONCHIN. Diseño Hidráulico. Moscú. Rusia 2da Edición 1982.
TESIS DE GRADO. Rehabilitacion y Diseño del canal de Riego Bellavista-La
Tembladera y sus obras Complementarias. UTM 2005
http://es.scribd.com/doc/52287241/CALCULO-DEL--FLUJO-FILTRATORIO#scribd
EL RIEGO. FUNDAMENTOS HIDRAULICOS. Autor. A. Losada Villasante. Año 2009
CURSO DE INGENIERIA SANITARIA, FIC-UTM. Autor Ing. Remigio Mora B. 2001
RESUMEN
DISEÑO DE OBRA DE TOMA CONVENCIONAL Y TUBERIA DE CONDUCCIÓN
PARA RIEGO DE UNA PLANTACIÓN BANANERA
AUTOR: DANIEL ADOLFO ZUÑIGA ORELLANA
C.I. 0704239474
[email protected]
TUTOR: ING. FRANCISCO JAVIER VERA DOMINGUEZ
C.I. 1302324809
[email protected]
Este proyecto de investigación está concebido para demostrar la factibilidad e
importancia de la implementación de un sistema de riego que en el cual se incluye el
diseño de la captación y la línea de conducción principal para una plantación bananera
determinada; tomando en cuenta la información proporcionada por el caso nos valemos
de los criterios necesarios para el diseño de las obras que componen este sistema.
Para esto es necesario la aplicación de diversas teorías, tales como: Diseño de Obra
de Toma Convencional y estabilidad de sus elementos; diseño hidráulico de una línea
de conducción; requerimiento de riego para plantaciones; optimización de tuberías de
conducción de agua. De esto obtenemos como resultado la factibilidad de construcción
de una obra de toma convencional con una capacidad de 5000 lt/s., con todos sus
elementos de acuerdo al diseño propuesto en este proyecto; la determinación del
caudal filtratorio de 27 lt/s. y su abatimiento hasta 14 lt/s.; la implementación de una
tubería de hormigón vibrado de 2250mm de diámetro para ser utilizada en la línea de
conducción principal. De los resultados se puede concluir que es factible la
implementación de un proyecto de las características propuestas; se puede garantizar
su estabilidad en cualquier condición, es posible el abatimiento del flujo filtratorio
debajo de la obra; y se ha realizado el trazado de una conducción con los criterios de
optimización económica del caso. Además se ha identificado en esta investigación
cinco palabras clave que destacan el objetivo del proyecto: NECESIDAD,
CAPACIDAD, AUTOSUFICIENCIA, ESTABILIDAD Y OPTIMIZACION.
This research project is designed to demonstrate the feasibility and importance of the
implementation of an irrigation system that includes design capture and main pipe line
for a particular banana plantation in which; taking into account the information provided
by the case we make use of the criteria for the design of the works that make up this
system. This requires the application of various theories, such as: Conventional design
work takes and stability of its elements; hydraulic design of a pipeline; irrigation
requirement for plantations; optimization water pipelines. From this we get as a result
the feasibility of building a conventional book making with a capacity of 5000 l / s, with
all its elements according to the design proposed in this project.; filtratorio determining
the flow rate of 27 l / s. and its folding up to 14 l / s; implementing a vibrated concrete
pipe 2250mm in diameter for use in the main pipe line. From the results it can be
concluded that the implementation of a draft of the proposed features is feasible; can
ensure stability in all conditions, it is possible abatement of filtratorio below the work
flow; and it has made tracing a line with the criteria of economic optimization of the
case. Furthermore, this research has identified five key words that highlight the project
objective: NEED, CAPACITY, SELF RELIANCE, STABILITY AND OPTIMIZATION.
DESARROLLO
CASO: Se requiere regar una plantación bananera de 5.000 Ha, ubicada a una cota de
10 m.s.n.m. El agua se tomará de un río que está a 10 Km. de distancia, cuyo espejo
de agua está en la cota 20 m.s.n.m. y tiene un ancho de cauce de 15 m. Se tiene los
siguientes datos de calados y caudales que trae el río: do= 0.80 m., Q = 12 m3/s.; do =
1.50 m., Q = 28 m3/s.; do = 2.0 m., Q 65 m3/s; do = 3.0 m., Q = 120 m3/s.. El estrato
donde se cimentará las obras es permeable y tiene una potencia de 12m. de
profundidad. Se pide: 1.- Diseñar una obra de toma convencional con todos sus
elementos, garantizando su estabilidad. 2.- Determinar el caudal filtratorio bajo la obra y
diseñar elementos que minimicen este flujo. 3.- Diseñar la tubería de conducción hasta
la plantación, trazando su línea piezométrica, considerando una topografía regular y
con pendiente constante. 4.- Optimizar la tubería a utilizar, analizando costos.
PRIMER REQUERIMIENTO
REQUERIMIENTO DE AGUA DEL PROYECTO
Para la determinación de los requerimientos de agua dentro del proyecto, se deben
conocer previamente: a) área a regar; b) el programa de cultivos; c) el ciclo vegetativo
de cada cultivo; d) el uso consuntivo o evapotranspiración real de cada cultivo; e) la
precipitación y más aportes hídricos; y f) la eficiencia del sistema que engloba la
eficiencia de aplicación del agua, la eficiencia de conducción y la eficiencia de
operación.
CAPACIDAD DE LA FUENTE
Caudal promedio en el sitio de toma en cualquier condición.
METODO DIRECTO
La aplicación no debe omitirse nunca pues, aunque no tienen una metodología
estadística y matemática completa, dan en muchas ocasiones, una información muy
útil.
Uno de los métodos frecuentemente utilizado es el denominado de "sección y
pendiente" y que está en función de la ecuación de Manning: Ec. 2-1
Q 
1
A R 2 / 3 S 1 / 2 Ec2-1
n
DISEÑO DE OBRA DE TOMA CONVENCIONAL
Un muro o dique que embalsa al río generando un embalse y que obliga al agua a
elevar su nivel del fondo.Cuando por efecto de una crecida el agua pasa por sobre el
dique y este funciona como un vertedero, este dique vertedero toma el nombre de
azud.Una reja de entrada por donde se capta el agua que se encuentra a determinada
altura del fondo del río evitando de esta manera el ingreso de material sólido de
arrastre.A pesar de que la reja evita el ingreso del material de arrastre de todas
maneras ingresa material sólido a través de ella el mismo que es recogido en una
cámara posterior llamado desripiador desde donde se evacua este material
nuevamente al cauce.Una transición de entrada al canal que está conectada al
desripiador a través del vertedero de paso. Este vertedero es ancho para evitar pérdida
de energía lo que condiciona el ancho mayor de la transición.Una compuerta de purga,
ubicada a un lado del azud con el propósito de evacuar el material que se retiene frente
al azud que podría en determinado momento tapar la reja de entrada.Para evitar que se
produzca erosión al pie del azud por efecto de gran energía cinética que adquiere el
agua al pasar por el azud se construye un zampeado o disipador de energía llamado
también colchón amortiguador, el cual puede tener o no unos bloques de choque con el
objeto de aumentar la disipación y entregar el agua de excesos al cause en
condiciones normales con energía ya disipada.
Forma.- Tal como se ve en la figura adjunta las tomas convencionales se componen de
las siguientes partes; Figura 3:
Figura 3
SVIATOSLAV KROCHIN. Diseño Hidráulico. Moscú. Rusia 2da Edición 1982.
Ubicación.- Uno de los factores importantes para la ubicación de la obra de toma es el
uso que va a dársele al agua captada determinando entonces la cota hasta donde
llegara la línea de conducción. Debe también considerarse el arrastre del material
sumergido así como características hidrológicas y topográficas de la zona. En fin debe
tenerse en cuenta las siguientes recomendaciones:
Cuando la zona se ubica en un tramo curvo del río la derivación debe hacerse con un
ángulo  que este entre 30º - 45º. Figura 3-1
Q captar = f (Q / Qo; B / r; y / B)
B
Qo
2B
r

Figura 3-1
Q1
Cuando la toma se ubica en un tramo recto del río se recomienda reformar
artificialmente el flujo del río originando un flujo de curvatura de tal forma que se
reduzca el transporte de sedimentos en la zona de captación.
DISEÑO DEL AZUD SIN CONTROL
Lo primero que tenemos que considerar es la variabilidad del régimen hídrico. Una vez
determinado los caudales de máxima crecida para el río y considerando la importancia
de la obra, el azud se diseñara con la seguridad de un caudal de máxima crecida de
120.00 m³/s correspondiente al valor más alto de la información existente, y un
paramento vertical de 1.00 m. En el sitio donde se ubicará el azud el río tiene una
ancho de 15.00 m.
LA ESTABILIDAD DEL AZUD
Depende del tipo de suelo que exista en el sitio donde va a construirse y así
consideramos tres factores importantes como son: Infiltración, Supresión, Erosión, y la
implementación del Dentellón y análisis de la Tendencia al Deslizamiento y
Volcamiento.
REJA DE ENTRADA
Sirve para captar el caudal requerido y al mismo tiempo impide que entre el material
flotante, se la ubica dentro de un orificio en un muro que se encuentra en una de las
orillas río dando paso a un desripiador. Este orificio debe estar a una altura no menor
de 0.60 a 0.80 m del fondo. El dintel es de hormigón armado y debe llegar hasta una
altura superior a la de mayor crecientes. Por esto los barrotes se hacen de acero o de
hormigón armado y se los coloca al ras o sobresalir un poco de la cara del muro con el
fin de facilitar su limpieza.
El dintel que sostiene a los barrotes en su parte superior es una viga de hormigón
armado que debe soportar, a más de su peso propio, el empuje horizontal del agua en
creciente. Este dintel se apoya solamente en sus extremos, o, si es muy largo, se
construye contrafuertes intermedios que dividen a la reja en varios tramos. Es decir
que mientras más baja y más ancha es la reja, más costoso resulta este dintel.
DESRIPIADOR
Posterior a la reja de entrada se construye una cámara que se la denomina desripiador,
cumpliendo con el trabajo de retener el material de arrastre que alcanzaron a pasar por
los barrotes.
COMPUERTA DE LAVADO Y CANAL DE DESFOGUE
Sirve para evacuar el material que se deposita en el fondo del desripiador la misma que
se diseña con la ecuación 3.50. Y a su vez esta se conecta con el canal de desfogue
con una pendiente capaz de evacuar todo el material de fondo con una velocidad del
caudal mayor a 2.00m/s; y se diseña con la ecuación 3.51.Al diseñar se procura
eliminar todo los ángulos rectos y unir las paredes con curvas que converjan hacia la
compuerta del desripiador y canal de desfogue para que el material no se quede en las
esquinas.
TRANSICIÓN DE ENTRADA A LA CONDUCCION
Para reducir las pérdidas de carga originadas por el paso del agua por el Vertedero de
Salida de poco calado y base ancha a una obra de mayor calado y más estrecha;
Tubería de Conducción, se recomienda ubicar entre ellos una transición. Bureau
propone la aplicación de la ecuación 3.53 para obtener la Longitud de la Transición Lt.
Lt 
b 2  b3
2 Tan 12.50
ec. 3.53
Dónde; b2 es el ancho del vertedero, y b3 es la sección del tubo.
VERTEDERO DE SALIDA
Es la estructura por la cual finalmente ingresa el caudal a la tubería principal a través
de una transición, el ancho del vertedero se lo determina con la ecuación 3.54.
Q  S M b2 H3/ 2
ec. 3.54
H
 1.50 veredero de cresta de lg ada h  Y2
e
vertedero sumergido
Dónde:
Q
es el caudal de diseño del vertedero
S
es un coeficiente de corrección por sumersión dada por Bazin; ecuación 3.46
M
es el coeficiente del vertedero
b2
es el ancho del vertedero
H
es la carga sobre la cresta del vertedero
e
es el espesor de la pared del vertedero
h
es la carga aguas abajo del vertedero
Y2
es la elevación de la cresta sobre el fondo aguas abajo.
Se quiere que sobre el vertedero pase un caudal de 5.00 m³/s, con una carga sobre la
cresta de 0.30 m y pase con una carga aguas debajo de 0.80 m, de esta manera
podemos determinar que el vertedero tiene un ancho de;
h  Y2  1.60m  0.30m el vertedero es sumergido
0.60 m
H
 1.50 vertedero de cresta de lg ada 
 2.4  1.5 vertedero de cresta de lg ada
e
0.25 m

0.045H 

M   0.407 
H  Y1 


1  0.285


 H 


 H  Y1 
2




2g
MURO DE ALA
Para el cálculo trabajamos con una altura de 3.00 m, una longitud de 25.0 m estas
dimensiones son propuestas tomando en consideración las características de la Toma
Convencional. Aplicando la ecuación 3.55. para la presión ejercida por el agua en la
cara del muro.
F
2
 w L h 2 ec. 3.55
3
Mu  1.7 F
h
 2.0m 
 1.7  46667 kg 
  255.000,00 Kg m. ec. 3.56
3
 3 
Determinamos el Factor de Resistencia a Flexión por medio de la ecuación 3.57
Consideramos un hormigón f`c = 210 kg/cm2, acero fy = 4200 kg/cm2, una cuantía
máxima permisible de  = 0.0016. Así tenemos:
 = 0.50 max = 0.008
 fy 

 ec 3.57
R   f y 1  0.59

f
`
c


Cálculo de la altura efectiva d, para una longitud de muro b de 1.00 m. y  Factor
mayoración ecuación 3.58
d
Mu
ec. 3.58
 b R
Así tenemos una Altura Efectiva de 100cm y un espesor de muro de 50cm.
Verificamos que el cortante Vu; ec 3.58 resiste al Cortante Mayorado ф Vc; ecuación
3.59
Siempre que ф Vc > Vu, a una altura efectiva por encima de la base del muro (100cm.).
Verificamos la Estabilidad y el Factor al Volcamiento con las dimensiones propuestas
en la Figura 3-7.
0,50
0,35
W4 = 3180 Kg
W1 = 3600 Kg
3,00
2,65
Pw = 4682 Kg
0,50
W2 = 4200 Kg
1,10
A
B
W3 = 720 Kg
Ws = 291.26 Kg
1,80
0,50
0,60
1,20
3,50
Figura 3-7
Determinamos los pesos y fuerzas actuantes sobre el muro; tenemos además las
siguientes condiciones:
Me
Mo
Vu
 1.5
Rv
f
Rh
 1.20
; Condición de volcamiento
; Condición al deslizamiento
Cálculo de la Supresión existente en la loseta del muro (W5), con el mismo método que
para el azud.
Luego verificamos las condiciones al volcamiento y deslizamiento para determinar si el
muro es estable al diseño.
SEGUNDO REQUERIMIENTO
DETERMINACION DEL CAUDAL FILTRATORIO
El método gráfico es el más empleado diseñado por FORCHHEIMER en el año 1911.
Es el método de todos y estando en la red de circulación bien trazada, el error respecto
a la solución no pasa del 5%.
TERCER REQUERIMIENTO
DISEÑO DE TUBERIA DE CONDUCCION
Se entiende por línea de conducción al tramo de tubería que transporta agua desde la
captación hasta la plantación. Una línea de conducción debe seguir, en lo posible, el
perfil del terreno y debe ubicarse de manera que pueda inspeccionarse fácilmente.
CONSIDERACIONES DE DISEÑO
Normalmente se diseña para conducir el volumen de agua requerido por la plantación
en su época de estiaje máximo de consumo, este gasto fue calculado anteriormente en
el capítulo 1.
TUBERÍAS
Las tuberías que comúnmente se utilizan para la construcción de líneas de conducción
son: hormigón vibrado, acero, fierro galvanizado, fierro fundido, asbesto-cemento, PVC,
polietileno de alta densidad y cobre. Tabla 5.1
Tabla 5.1
DISEÑO HIDRÁULICO DE LA CONDUCCION.
El diseño hidráulico es el más importante, pues en base a este se calculan los
diámetros y presiones que tendrá la línea de conducción y en base a estos se
selecciona la tubería que llevara la línea de conducción.
Los pasos a seguir en un diseño hidráulico son: Proponer tipo de tubería y diámetro
para transportar el flujo de diseño. Comparar la velocidad de flujo con los límites
permisibles (Vmin, Vmax). Proponer nuevo diámetro hasta que Q y V sean apropiados.
Tabla 5.2
Tipo de tubería
Velocidad
máxima(m/s)
Concreto simple hasta 45 cm
de diámetro
3.0
Concreto reforzado de 60 cm
de diámetro
3.5
Hierro galvanizado
Acero
PVC
Polietileno de alta densidad
5.0
5.0
5.0
5.0
Dibujar las líneas piezométrica y de gradiente hidráulico sobre el perfil del terreno.
Verificar que la línea piezométrica se localice al menos 4.0 m por arriba del nivel de
terreno. Las presiones máximas de operación deben ser menores a las que puede
soportar la tubería. En caso de requerirse, se debe proponer otra tubería más
resistente.
CUARTO REQUERIMIENTO
OPTIMIZACION DE LA TUBERIA A UTILIZAR, ANALISIS DE COSTOS
Del procedimiento de cálculo detallado anteriormente, procederemos a realizar las
mismas operaciones variando esta vez el diámetro a utilizar; teniendo en cuenta que:
Las pérdidas de carga acumuladas no pueden ser mayores a 10 m/m, ya que con las
condiciones del proyecto esto afectaría el sistema de conducción. Luego de esto se
cotiza los diferentes diámetros de este tipo de tubería, esto se presenta en la siguiente
Tabla 6.1:
Diámetro de tubería Costo
(mm)
(m)
2000
2250
2500
3000
USD
$ 850.00
$ 1000.00
$ 1120.00
$ 1250.00
Tabla 6.1
CALCULOS PRIMER REQUERIMIENTO
Para nuestro ejemplo vamos a considera la información recopilada la Tesis de Grado
para la “REHABILITACION Y DISEÑO DEL CANAL DE RIEGO BELLAVISTA-LA
TEMBLADERA Y SUS OBRAS COMPLEMENTARIAS”, de una hacienda bananera
propiedad del Sr. Arturo Carrión ubicada en el Cantón Santa Rosa, Provincia de El Oro.
De donde podemos obtener los siguientes datos.
A continuación presentamos la Tabla 1-4, con el cálculo del Caudal de Riego para la
plantación de 5000 Ha. de banano propuesta para este caso de investigación.
CAPACIDAD DE CAMPO ( HCc ).
El estado de Capacidad de Campo corresponde al contenido de humedad que existe
en un suelo después de una lluvia o de un riego que lo han saturado, y luego que el
exceso de agua se haya percolado en el subsuelo.
La determinación de la capacidad de campo se realiza en el laboratorio, el muestreo se
lo realiza en el campo. Los resultados obtenidos de nuestras muestras; Tabla 1.1
PUNTO DE MARCHITEZ (HPm).
Corresponde al límite inferior de humedad aprovechable por las plantas, se lo realiza
en el laboratorio, los resultados obtenidos de nuestras muestras; Tabla 1.1
Muestra
Bananera
Peso del
Recipiente
(gr)
0,20
Peso. Rec. +
Suelo Hum. (gr)
A
19,30
Peso Rec. +
Suelo Seco (gr)
B
14,10
Capacidad de
Campo CC (%)
36,88
Agua Aprovechable
AA(%) = CC - CM
31,22 MUY ALTO
Punto de
Marchites
PM(%)=CC/1.84
20,04
Interpretación de Agua
Aprovechable
Muy Bajo
< 5%
Bajo
5 - 10%
Medio
10 - 15%
Alto
15 - 20%
Muy Alto
> 20%
Tabla 1.1
PORCENTAJE DE AGUA APROVECHABLE (Pa).
Este porcentaje depende en gran medida del tipo de cultivo, de la etapa de desarrollo
de éste y de la Etp; Tabla 1.2
MAXIMOS PORCENTAJES DE AGUA APROVECHABLE (Pa)
Etp
TIPO DE
Baja
Media a Alta
CULTIVO
de 2 a 5
de 6 a 10
mm/dia
mm/dia
Hortalizas
30 - 40
15 - 25
Frutales
40 - 50
20 - 35
Pastos
50 - 70
30 - 45
Cereales
60 - 70
40 - 55
Algodón
60 - 70
40 - 55
Oleaginosas
60 - 70
40 - 55
Caña de Azúcar
60 - 70
40 - 55
Tabaco
60 - 70
40 - 55
Tabla 1-2
EFICIENCIA TOTAL DE RIEGO (Efr)
Es el resultado de tomar en cuenta dos eficiencias, la eficiencia de conducción y la
eficiencia de aplicación del agua. Experiencias llevadas a cabo en diferentes latitudes
pero bajo las mismas consideraciones, estiman las eficiencias totales así, Tabla 1-3:
SISTEMA DE RIEGO
Aspersión y tuberías de baja presión
Con canales elevados
Con canales excavados y revestidos
Con canales excavados y sin revestir
EFICIENCIA
0.70 a 0.80
0.60 a 0.70
0.50 a 0.55
0.40 a 0.50
Tabla 1-3
PROFUNDIDAD REDICULAR EFECTIVA
La absorción de agua por la planta no es uniforme en todo el volumen ocupado por las
raíces del cultivo, sino que se efectúa principalmente en las capas próximas a la
superficie porque es ahí donde se encuentra la mayor parte del sistema radicular.
Por lo tanto, la lámina de riego se determina tomando en consideración a la
profundidad efectiva del sistema radicular que corresponde al perfil del cual un cultivo
en pleno desarrollo extrae 80 – 85% del agua entre riegos sucesivos.
AGUA DISPONIBLE (AD)
Corresponde al máximo porcentaje de la humedad del suelo que pude ser utilizada por
las plantas y expresa la cantidad de agua que un suelo puede almacenar entre límites
de capacidad de campo y el punto de marchitez permanente, Ec. 1-1.
AD %   HCc  HPm
Pea
Ec. 1-1
Pew
Dónde:
AD = Agua Disponible
HCc = Capacidad de Campo
HPm = Punto de Marchitez
Pea = Peso específico aparente
Pew = Peso específico del agua
LAMINA DE AGUA DISPONIBLE (LDm)
La lámina de agua disponible en una capa de un metro de profundidad, Ec. 1-2.

LDm mm
m
  AD%*10 Ec
1-2
Dónde:
LDm
= Lámina de agua disponible
AD(%) = Agua disponible
LAMINA NETA DE AGUA (Ln)
Es el máximo déficit hídrico permisible entre dos riegos, Ec. 1-3.
Ln mm  LDm * Pr of . Raiz * Pa% Ec 1-3
Dónde:
Ln(mm) = Lámina neta de agua
LDm
= Lámina de agua disponible
Prof raíz = Profundidad radicular efectiva
Pa (%)
= Porcentaje de agua aprovechable
LAMINA BRUTA (Lb)
Esta dada por la relación, Ec. 1-4; Ec. 1-5:
Lb mm  
Ln
Ec 1-4
Efr
Dónde:
Lb (mm) = Lamina bruta de agua
Ln
= Lamina neta de agua
Efr
= Eficiencia total de riego
 
Lb m3  Lb mm * 10 Ec 1-5
FRECUENCIA DE RIEGO (Tr)
A la frecuencia de riego que se la conoce comúnmente como el turnado, está
determinada por las crecientes necesidades del proceso evapotranspiratorio durante el
periodo de crecimiento del cultivo y de las condiciones de humedad del suelo, Ec. 1-6.
Tr 
Tr
Ln
Ec 1-6
Nr
= Frecuencia o tumo de riego, en días
Ln = Lámina neta de agua, en mm (estado de agotamiento de la humedad)
Nr
= Requerimiento de riego, en mm/día
CAUDAL UNITARIO (qu)
Esta dado por la relación entre la lámina bruta (m 3) sobre la menor frecuencia de riego
de todo el año, Ec. 1-7; Ec. 1-8.
qu 
 
Lb m3
Ec 1-7Dónde:
Tr
qu (m3/día) = Caudal unitario
Lb (m3)
= Lamina bruta en m3
Tr (días)
= Frecuencia de riego la menor del año
qu  l / s / Ha  


qu m3 ´dìas *1000
Ec 1-8
24 *3600
CAUDAL TOTAL (Qt)
Es la multiplicación del caudal unitario por el área a regar, Ec. 1-9.
Qt l s   qu l / s / Ha * A Ha  Ec 1-9
Dónde:
Qt (l/s)
= Caudal total
Qu (l/s/Ha) = Caudal unitario
A
(Ha)
=
Área
a
regar
CAUDAL DE RIEGO PARA BANANO
DATOS
HCc =
36,88
HPm =
20,04
Pea =
1,09
Pew =
1,00
Pa (45%) =
0,45
Prof. Raiz (banano) = 1,05
Efr
0,40
MESES
AD (%)
LDm (mm/m)
Ln (mm)
Efr
Lb (mm)
Lb (m3)
Etp (mm/dia)
Etr (mm)
Pe (mm/dia)
Nr (mm/dia)
Tr (dias)
ENE
18,31
183,09
86,51
0,40
216,28
2.162,80
3,83
3,06
0,07
3,00
28,88
Coef. Cultivo
Kc =
Area de banano
5.000,00 Ha
FER
18,31
183,09
86,51
0,40
216,28
2.162,80
3,94
3,15
0,10
3,05
28,38
CAUDAL UNITARIO (qu)
qu =
qu =
Q banano =
0,80
84,55 m3/dia
0,98 l/s/Ha
4.892,66 l/s
MAR
ABR
MAY
JUN
JUL
AGO
SEP
OCT
NOV
DIC
18,31
18,31
18,31
18,31
18,31
18,31
18,31
18,31
18,31
18,31
183,09
183,09
183,09
183,09
183,09
183,09
183,09
183,09
183,09
183,09
86,51
86,51
86,51
86,51
86,51
86,51
86,51
86,51
86,51
86,51
0,40
0,40
0,40
0,40
0,40
0,40
0,40
0,40
0,40
0,40
216,28
216,28
216,28
216,28
216,28
216,28
216,28
216,28
216,28
216,28
2.162,80
2.162,80
2.162,80
2.162,80 2.162,80 2.162,80 2.162,80 2.162,80
2.162,80 2.162,80
4,35
4,21
3,61
3,00
2,94
3,01
2,94
2,87
3,08
3,58
3,48
3,36
2,89
2,40
2,36
2,41
2,35
2,29
2,47
2,86
0,10
0,10
0,03
0,03
0,03
0,03
0,03
0,03
0,03
0,03
3,38
3,26
2,85
2,36
2,32
2,38
2,32
2,26
2,43
2,83 Minima
25,58
26,50
30,32
36,59
37,25
36,39
37,28
38,30
35,55
30,60
25,58
Tabla
1-4
CALCULO DE CAUDALES EN DIFERENTES PERIODOS DE RETORNO
METODO DIRECTO:
Los aforos fueron realizados en el mismo punto del cauce del río en diferentes épocas
del año, donde se consideran también los de estiaje anual; mediante el método del
flotador. Donde se estableció una sección de control con los perfiles transversales del
río y se midió la velocidad promedio del flotador. Obteniéndose los datos que a
continuación se detalla en la tabla 2-2.
AFOROS DEL CAUDAL RIO EN EL SITIO DE CAPTACION
METODO DEL FLOTADOR
No.
Ancho
Calado
Caudal
Velocidad
(m )
(m )
(m 3/s)
(m /s)
0,80
12,00
1,00
1,50
28,00
1,24
2,00
65,00
2,17
3,00
120,00
2,67
1
2
3
15,00
4
Tabla 2-2
Del análisis efectuado a los caudales medios mensuales considerados, obtenemos el
siguiente gráfico, donde se compara los calados (m). vs. caudal (m3/seg). Figura 2-1
Figura 2-1
CAUDALES
A CONSIDERAR
APROVECHAMIENTO.
PARA
EL
DISEÑO
EN
EL
SITIO
DE
CAUDAL MAXIMO.- Todas las obras para excedentes se diseñarán con los caudales
mayores al normal, dependiendo la importancia de la obra.
Qmax.= 120 m3/s.
CAUDAL MEDIO.- Es el caudal que normalmente transporta el cauce, promedio entre
Qmax y Qmín.
Qmed = 66 m3/s
CAUDAL MINIMO.- Es el caudal que nos brinda la seguridad de la capacidad de la
fuente para el aprovechamiento para cubrir la demanda del proyecto.
Qmín = 12 m3/s
CAUDAL PROMEDIO.- Es el que se usará para efectos del diseño del proyecto como
caudal normal del río, es el promedio entre el caudal medio y el caudal mínimo.
Qprom = 39 m3/s.
DISEÑO DEL AZUD SIN CONTROL
Para empezar calculamos los valores de la Carga Total Hoque se produce sobre la
cresta, aguas arriba del azud, y su respectiva Carga Neta ho y Carga de Velocidad ha,
partiendo de obtener el caudal unitario “q” mediante la ecuación 3.1, relacionándola con
el caudal que pasaría sobre la cresta del azud aplicando la ecuación 3.2.
q
QMC
L
ec. 3.1
Donde; QMC es el caudal de máxima crecida y L es el ancho del río.
A este valor lo relacionamos con la ecuación 3.2 que es generalmente para un
vertedero, e igualando en este caso a la carga total Ho con la carga neta ho,
obtenemos la ecuación 3.3.
Q MC  C L Ho 3 / 2 ec. 3.2
q
ho   
C
2/3
ec. 3.3
Dónde; C es un coeficiente de descarga que varía de tres a cuatro cuando se trata de
un azud en este caso de paramento vertical.
Desarrollando una velocidad (ecuación 3.4) sobre la cresta que provoca una carga de
velocidad (ecuación 3.5), dándonos como resultado una carga total (ecuación 3.6) .
Pero este valor debe ser comprobado mediante la gráfica 3.1.
Gráfico 3.1
SVIATOSLAV KROCHIN. Diseño Hidráulico. Moscú. Rusia 2da Edición 1982.
Según la relación: P / Ho, encontramos el valor que le corresponda al coeficiente de
descarga, si el valor obtenido de dicho coeficiente no es el mismo se repite el cálculo
de la carga neta con el nuevo coeficiente hasta encontrar el valor que le corresponda.
Va 
ha 
q
P  ho
Va 2
2g
Ho  ha  ho
ec.3.4
ec.3.5
ec.3.6
Así, haciendo diversas iteraciones se ha determinado un coeficiente de descarga C
De donde obtenemos los valores definitivos: ho (carga neta); Va (vel. Sobre la cresta);
ha (carga de vel.); Ho (carga total).
Determinado las cargas hidráulicas actuantes aguas arriba podemos desarrollar el
Perfil del Azud en sus tres componentes, la primera cresta formada por dos curvas
circulares, la segunda el Perfil de Creager y al final la transición de arco circular.
Para el cálculo de las secciones de la Cresta, se hace uso del gráfico 3.2 que nos
permite determinar sus dos radios, así como la longitud y altura desde el paramento de
dicha cresta, partiendo de la diferencia entre la carga de velocidad y la carga total,
proyectando este valor hasta la curva que corresponda al de un paramento vertical
para encontrar el factor que se multiplicara a la carga neta para calcular dichas
incógnitas; así, la diferencia de ha/Ho, que nos permitió determinar los resultados: de
R2, R1, Xc y Yc
Gráfico 3.2
SVIATOSLAV KROCHIN. Diseño Hidráulico. Moscú. Rusia 2da Edición 1982.
Para el desarrollo del Perfil de Creager, se utiliza la ecuación 3.7, propuesta por
Bradley, que desarrolla una ecuación exponencial simple en donde damos valores de
abscisas para obtener los valores de las ordenadas negativas, desplegando el perfil
desde su cresta. Teniendo en cuenta los siguientes aspectos; provocar un resalto
sumergido (Y2 > do) aguas abajo del azud y evitar que se forme un resalto rechazado
(Y2 < do), pudiéndose considerar un rango apropiado de  40 cm. Entre el calado
producido aguas abajo por el azud “Y2” y el calado de máxima crecida del río “do”.
y
 x 
 k 

Ho
 Ho 
n
ec. 3.7
Donde; k y n, está en función de la velocidad de aproximación y de la inclinación del
paramento. Empleando el Gráfico 3.3 se pudo determinar los valores de n y de k,
obteniendo la ecuación 3.8, y podemos definir los valores que corresponden al perfil de
Creager de nuestro diseño.
Gráfico 3.3
SVIATOSLAV KROCHIN. Diseño Hidráulico. Moscú. Rusia 2da Edición 1982.
Posteriormente se determinan los valores de los calados aguas abajo del azud,
empleando la ecuación 3.9 para el Calado Contraídodcont y el Calado Producido Aguas
Abajo Y2 con la ecuación 3.10.
d cont 
q
k 2g (To  d cont )
ec. 3.9 Y2 
d cont
2
2

1 1 8q

g(d cont ) 3





Dónde:
K (coeficiente de pérdida) = (0.95 a 0.85); azud con compuerta.
ec. 3.10
K (coeficiente de pérdida) = (1.0 a 0.90); azud sin compuerta.
To (altura entre la carga total y el zampeado) Expresado por la ecuación 3.11.
To  P  Ho ec. 3.11
Empleando las ecuaciones 3.12 y 3.13; se obtuvo un Calado de Máxima Crecida do
del río aguas abajo del azud, produciéndose un resalto rechazado, lo que nos
supondría un rediseño del azud, pero la diferencia existente entre do y Y 2 se
encuentra dentro del rango de  40 cm, por lo que tomamos el diseño por aceptable;
además, un rediseño nos permite cambiar el resalto ahogado a sumergido pero la obra
se sobredimensiona aumentando su costo. Más adelante se comprueba que este
diseño es estable y no presentará problemas de volcamiento en el futuro.
Yc  3
q²
g
3
do  Yc
2
ec.3. 12
ec. 3.13
Calculamos la longitud del resalto hidráulico “LR” y cuenco amortiguador “Lc” mediante
las ecuaciones 3.14 y 3.15 y cuyos resultados son: 13.63m.; 16.36m. Respectivamente.
LR  6.9 (Y 2  Y1) ec. 3.14
Y1= d cont.
Lc  1.2 * LR ec. 3.15
Se debe construir una protección de enrocado (ds) calculándola con la ecuación 3.16
ds  (1.75a2.00) * h ec. 3.16Dónde:
h = 1.34 ( q 2 / Fb )
1/3
Fb  1.76 D 50
D50; es el diámetro representativo de la roca a colocar en el cual el 50% del material es
de iguales características o tamaño. Está representado en cm. D50 = 40 cm.
Con la ayuda de la ecuación 3.17 encontramos la longitud del enrocado. Le = 7.20m.
Le = ( 1.5 a 2.0 ) dsec. 3.17
Y por último se calcula una Transición o arco de radio R obtenida mediante la ecuación
3.18.
R  0.50 H
ec. 3.18
Para concluir con la primera parte determinamos la longitud total del azud con la
ecuación 3.19.
Lt  Xc  Lperfil  Lempat. ec. 3.19
Cálculos.-Para empezar calculamos los valores de la Carga Total Ho que se produce
sobre la cresta, aguas arriba del azud, y su respectiva Carga Neta ho y Carga de
Velocidad ha, partiendo de obtener el caudal unitario “q” mediante la ecuación 3.1,
relacionándola con el caudal que pasaría sobre la cresta del azud aplicando la
ecuación 3.2.
q
QMC
L
ec. 3.1
Donde; QMC es el caudal de máxima crecida y L es el ancho del río.
q
120.00
15.00
= 8.00 m3/s/m.
A este valor lo relacionamos con la ecuación 3.2 que es generalmente para un
vertedero, e igualando en este caso a la carga total Ho con la carga neta ho,
obtenemos la ecuación 3.3.
Q MC
q
ho   
 C L Ho 3 / 2
C
ec. 3.2
2/3
ec. 3.3
Donde; C es un coeficiente de descarga que varía de tres a cuatro cuando se trata de
un azud en este caso de paramento vertical.
 8.00 
ho  

 C 
Asumiendo, C = 3.5.
2/3
ho = 1.74m
Desarrollando una velocidad (ecuación 3.4) sobre la cresta de 2.92 m/s. que provoca
una carga de velocidad (ecuación 3.5) de 0.43m, dándonos como resultado una carga
total (ecuación 3.6) de 2.17 m.
Pero este valor debe ser comprobado mediante la gráfica 3.1.
Según la relación: P / Ho, encontramos el valor que le corresponda al coeficiente de
descarga, si el valor obtenido de dicho coeficiente no es el mismo se repite el cálculo
de la carga neta con el nuevo coeficiente hasta encontrar el valor que le corresponda.
q
Va 
P  ho
ha 
ec.3.4
Va 2
2g
ec.3.5 Ho  ha  ho
ec.3.6
De la relación P / Ho = 1.0 / 2.11 = 0.47
Así, haciendo diversas interacciones se ha determinado un coeficiente de descarga de:
C = 3.79; por lo tanto los valores definitivos tenemos:
ho (carga neta) = 1.65m
Va (vel. Sobre la cresta) = 3.02m/s
ha (carga de vel.) =0.46m
Ho (carga total) =2.11m
Para el cálculo de las secciones de la Cresta, se hace uso del gráfico 3.2 que nos
permite determinar sus dos radios, así como la longitud y altura desde el paramento de
dicha cresta, partiendo de la diferencia entre la carga de velocidad y la carga total,
proyectando este valor hasta la curva que corresponda al de un paramento vertical
para encontrar el factor que se multiplicara a la carga neta para calcular dichas
incógnitas; así, la diferencia de ha/Ho es de 0.218, que nos permitió determinar los
siguientes resultados:
R2
Ho = 0.198
R2 = 0.42 m
R1
Ho = 0.373
R1 = 0.79 m
xc
Ho = 0.165
xc = 0.35 m
yc
Ho = 0.048
yc = 0.10 m
Para el desarrollo del Perfil de Creager:
y
 x 
 k 

Ho
 Ho 
n
ec. 3.7
Donde; k y n, está en función de la velocidad de aproximación y de la inclinación del
paramento. Empleando el Gráfico 3.3 se pudo determinar que n tiene un valor de 1.83 y
de 0.495 para k, obteniendo la ecuación 3.8, podemos definir los valores que
corresponden al perfil de Creager de nuestro diseño como se muestra en la tabla 3.5.
y
 x 
 0.466

2.11
 2.11 
1.838
Lo que nos resulta:
y  0.24 x 1.838
Generando la siguiente tabla de Coordenadas: Tabla 3.5
X
0,500
1,000
1,500
2,000
2,500
3,000
3,500
4,000
4,500
5,000
Y
-0,070
-0,249
-0,525
-0,890
-1,342
-1,876
-2,490
-3,183
-3,952
-4,796
Tabla 3.5
ec. 3.8
Posteriormente se determinan los valores de los calados aguas abajo del azud,
empleando la ecuación 3.9 para el Calado Contraído dcont y el Calado Producido
Aguas Abajo Y2 con la ecuación 3.10.
d cont
q

k 2g (To  d cont )
Y2 
ec. 3.9
d cont
2
2

1 1 8q

g(d cont ) 3





ec. 3.10
Dónde:
K (coeficiente de pérdida) = (0.95 a 0.85); azud con compuerta.
K (coeficiente de pérdida) = (1.0 a 0.90); azud sin compuerta.
To (altura entre la carga total y el zampeado) Expresado por la ecuación 3.11.
To  P  Ho ec. 3.11
Reemplazando valores:
To  1.88 m  2.11 m  3.99m
Reemplazamos el valor de To en:
d cont 19.62 m / s²(3.99m  d cont )  8 m 
 d cont  1.055m
Y el valor de dcont en la ecuación:
Y2 
1.369 m 
8 (8.00 m³ / s / m)² 
1 1
  3.03 m
2 
9.81 m / s ² (1.369 m)³ 
Empleando las ecuaciones 3.12 y 3.13; se obtuvo un Calado de Máxima Crecida do =
2.81m del río aguas abajo del azud, produciéndose un resalto rechazado, lo que nos
supondría un rediseño del azud, pero la diferencia existente entre do y Y2 es de; 22
cm, encontrándose dentro del rango de  40 cm, por lo que tomamos el diseño por
aceptable; además, un rediseño nos permite cambiar el resalto ahogado a sumergido
pero la obra se sobredimensiona aumentando su costo. Más adelante se comprueba
que este diseño es estable y no presentará problemas de volcamiento en el futuro.
Yc  3
q²
g
3
do  Yc
2 ec. 3.13
ec.3. 12
Calculamos la longitud del resalto hidráulico “LR” y cuenco amortiguador “Lc” mediante
las ecuaciones 3.14 y 3.15 y cuyos resultados son: 13.63m.; 16.36m. Respectivamente.
LR  6.9 (Y 2  Y1) ec. 3.14
Y1=
d cont.
Lc  1.2 * LR ec. 3.15
Se debe construir una protección de enrocado (ds) calculándola con la ecuación 3.16
ds  (1.75a2.00) * h ec. 3.16
Dónde:
h = 1.34 (q2 / Fb) 1/3
Fb  1.76 D 50
Fb  11.13
D50; es el diámetro representativo de la roca a colocar en el cual el 50% del material es
de iguales características o tamaño. Está representado en cm. D50 = 40 cm.
Por lo tanto h = 2.40m y finalmente ds = 4.80m.
Con la ayuda de la ecuación 3.17 encontramos la longitud del enrocado. Le = 7.20m.
Le = (1.5 a 2.0) ds
ec. 3.17
Y por último se calcula una Transición o arco de radio R obtenida mediante la ecuación
3.18.
R  0.50 H
ec. 3.18
R  0.50  1.0 m  0.50 m
Para concluir con la primera parte determinamos la longitud total del azud con la
ecuación 3.19.
Lt  Xc  Lperfil  Lempat. ec. 3.19
Lt  0.35  2.90  0.35.
Así de esta manera el azud alcanza una Longitud Total Lt de 3.60 m.
LA ESTABILIDAD DEL AZUD
La Infiltración
Para contrarrestar la infiltración podemos tomar ciertas métodos como; aumentar la
longitud del flujo filtra torio, colocando estacados o drenes de flujo.
La Supresión
Al ser consecuente con la infiltración se contrarresta de igual forma; así, como
aumentar el recorrido del flujo bajo la estructura construyendo un delantal aguas arriba
del azud.
La Erosión
La infiltración y la supresión generan el arrastre y levantamiento de material
provocando la erosión de la estructura que pone en peligro la estabilidad del azud. Para
asegurar una mayor estabilidad al deslizamiento se diseña y construye los azudes con
un Dentellón D que lo ancla al terreno.
Cálculo del Dentellón
El alto del dentellón se lo puede determinar haciendo uso de la ecuación 6.20, y la
forma de su sección transversal depende del criterio del diseñador.
D  (1.00 a 1.50) H
ec. 6.20
H = desnivel existente entre aguas arriba y aguas abajo provocado por el azud.
Tendencia al deslizamiento y al volcamiento
Se deben determinar las Fuerzas Cortantes; presión hidrostática aguas arriba, presión
de sedimentación, presión por efecto de agua embalsada, supresión, presión por efecto
sísmico del peso propio de la obra, y las Fuerzas Estabilizantes; presión hidrostática
aguas abajo y el peso propio de la obra, figura 3.4.
Pwsis
Psed
F2
F1
G sis
G
S
Figura 3.4
La Presión Hidrostática Aguas Arriba F1, fuerza producida por la cantidad de agua
que pasa sobre la cresta del azud a gran velocidad, provocando un empuje, se
determina aplicando la ec. 3.21
F1   y1 A
ec. 3.21
=
es el peso específico del agua igual a 1.0 T/m³,
A=
es el área de la pared del azud,
y1 = es la carga desde el espejo de agua al punto de aplicación de la presión
hidrostática F1; ecuación 3.22.
y1 
I cg
Ycg A
 Ycg
ec. 3.22
Ycg = es la carga medida desde el espejo de agua al centro del paramento del azud;
ecuación 3.23
Icg = es la inercia en la pared del azud; ecuación 3.24.
Ycg 
b h³
P
 ho ec.3.23 I cg 
2
12
ec. 3.24
La Presión por SedimentaciónPsed, se produce por la acumulación de material de
arrastre en el delantal del azud, provocando desestabilizar la obra y se la puede
determinar aplicando la ecuación 3.25
Psed   s
h²


L Tan ² 45º   ec. 3.25
2
2

s,es el peso específico del sedimento acumulado saturado = 1.00 T/m³
h, es la altura del paramento
L, es el ancho del azud
es el ángulo de fricción interna del material de sedimento, por lo general este ángulo
de fricción es de 30º.
La Presión por Efecto del Agua EmbalsadaPwsis, como su nombre lo explica es
provocada por el agua que acumula el azud aguas arriba, se la determina aplicando la
ecuación 3.26.
Pwsis  0.726 Pe y 2 L ec. 3.26
Pe = la presión ejercida por el agua debida a un temblor oscilatorio; ecuación 3.27
y2= la carga de agua medida desde el espejo de agua al punto de aplicación de la
presión por el agua embalsada; ecuación 3.28
L = al ancho del azud.
Pe  C   H1 ec. 3.27
y 2  H1  d sis ec. 3.28
C = coeficiente de distribución y magnitud de las presiones definida en el Gráfico 3.3
aplicando la relación y2/H1 con la curva correspondiente a la inclinación del paramento
=
intensidad del terremoto en el sitio de construcción de la obra, ecuación 3.29
=
es el peso específico del agua = 1.00 T/m³
H1=
a la carga de agua aguas arriba del azud, ecuación 3.30
dsis= al punto de aplicación de la presión por efecto de agua embalsada medida desde
el fondo del cauce, ecuación 3.31.

aceleració n del terremoto
aceleració n de la gravedad
ec. 3.29
H1  P  ho ec. 3.30
d sis  0.425 H1
ec. 3.31
Gráfico 3.3
SVIATOSLAV KROCHIN. Diseño Hidráulico. Moscú. Rusia 2da Edición 1982.
Para el cálculo de la Supresión S, utilizamos el criterio experimental de Lane, la
supresión se reparte proporcionalmente en la longitud de recorrido del agua siguiendo
la línea de contacto entre la estructura y el material de fundación, recorriendo los
detalles del delantal y macizo del azud, aplicando la ecuación 3.32
 S  SB 
S A
 La  L'
2 

ec. 3.32
Tenemos:
SAy SB= supresiones de los puntos designados, determinada por la ecuación 3.33.
La = longitud del azud
L’ = longitud propuesta por Lane haciendo hincapié en el recorrido vertical, empleando
la ecuación 3.34.
L

S AB  H   A B  H
 L' 
L'  V 
H'
3
ec. 3.33
ec. 3.34
Dónde:
H
=
diferencia de niveles entre aguas arriba y aguas abajo del azud.
LA-B
=
diferencia desde el origen de escurrimiento hasta el punto considerado
L’
=
distancia de recorrido total de escurrimiento
V
=
distancia vertical recorrida con ángulo > 45°
H’
=
distancia horizontal recorrida con ángulo < 45°.
Así calculamos la supresión que soporta el azud a lo largo de su longitud producido
por el flujo de agua en los puntos A y B como se indica en la figura 3.5.
AZUD
0,30
2,28
2,85
B
1,12
A
0,55
Figura. 3.5
Para determinar la Presión Hidrostática Aguas Abajo F2,
aplicando la ecuación 3.35
F2  0.50  d cont
2
se
la
determina
ec. 3.35
Cálculo de la fuerza estabilizante del Peso Propio de la ObraG; con la ecuación
3.36, y la fuerza cortante provocada por la Presión por Efecto Sísmico del Peso
Propiode la ObraGsis; con la ecuación 3.37, siendo el centro de gravedad el punto de
aplicación de dichas fuerzas sobre el azud.
G  V H
ec. 3.36
G sis   G
ec. 3.37
V = volumen del azud considerando el dentellón
H = peso específico del hormigón simple (3.20 T/m³)
 = aceleración horizontal por efecto sísmico, (0.26).
Con las ecuaciones 3.38 y 3.39, determinamos el centro de gravedad del azud que
consiste en dividir en “n” figuras al azud y sus centros de gravedad de cada una de
estas figuras, con respecto a un eje de coordenadas; ver figura 3.6, y tabla 3.3.
1
2
1,70
3
2,32
2,00
4
1,25
0,55
1,80
0,33
0,37
Figura 3.6
x
 x' A
y
 y' A
A
A
ec. 3.38
ec. 3.39
Para determinar un Factor de Seguridad al Deslizamiento fsd, utilizamos la ecuación
3.40, este valor debe ser igual o mayor de 1.20, si esta condición no se da se debe
aumentar la profundidad del dentellón.
f sd 
F
F
V
f  1.20 ec. 3.40
H
FV = sumatoria total de las fuerzas verticales que actúan sobre el azud
FH= resultante de las fuerzas horizontales actuantes sobre el azud
f = coeficiente de fricción ver Tabla 3.1 según el tipo de superficie.
Material
F
Roca
0.60 – 0.70
Grava
0.50 – 0.60
Arena
0.40 – 0.50
Limo
0.30 – 0.40
Arcilla
0.20 – 0.30
Tabla 3.1
Para determinar el Factor de Seguridad al Volcamientokv utilizamos la ecuación 3.41,
cuyo valor debe ser mayor de 1.50.
kv 
ME
 1.50
MC
ec. 3.41
ME = momento producido por las fuerzas equilibrantes con respecto al punto de giro B.
MC = momento en el mismo punto B producido por las fuerzas cortantes.
En la figura 3.6, se visualizan todas las fuerzas y sus puntos de aplicación que actúan
sobre el azud, seguidamente se analiza los factores de deslizamiento y volcamiento
para establecer si la estructura diseñada permanecerá estable sobre el río.
2,19
F1 = 7.12 T
1,13
F1 = 32.85 T
Psed = 2.50 T
0,33
G = 291.26 T
F2 = 0.56 T
Gsis = 75.73 T
0,35
1,25
B
1,77
1,62
S = 1.10 T
Figura 3.6
F
 291.26T  1.1T  290.16T
F
 7.12T  2.50T  32.85T  75.73T  0.56T  117.64T
V
H
f sed 
290.16 T
 0.40  0.98  1.20
117.64 T
f sed 
290.16 T
 0.50  1.23  1.20
117.64 T
Según las características del sector donde se construirá el azud este presenta mayor
cantidad de arena que de grava por esta razón se ha calculado factores al
deslizamiento con dos coeficientes de fricción.
Con estos resultados podemos concluir que en el sitio sobre la que se va a construir el
azud debe presentar una mayor presencia de gravas en una relación de 2:3 de arenagrava para que el azud permanezca estable en dicho sitio sin problemas.
Cálculo de los Esfuerzos a tensión es otra manera de determinar la estabilidad de la
obra,es por medio de la Relación Vertical de la Cimentación, en condiciones de
estabilidad, la resultante de las cargas verticales y horizontales sobre el azud estará
equilibrada por una fuerza igual y opuesta que constituye la relación de cimentación.
Se determina usando la ecuación 3.42. La supresión producida en el punto A y B
actuante sobre el azud aguas arriba y aguas abajo respectivamente es menor que los
esfuerzos 1-2; el azud es estable y no se volcará.
1 2 
6e 
Rv 
1 
 ec. 3.42
La L  La 
Rv =
resultante de las cargas verticales
La = longitud el azud
L=
es el ancho del azud
e=
distancia entre el centro geométrico del azud y su centro de giro, ecuación 3.43.
La excentricidad debe cumplir la condición de ser menor de La/6, si esto se cumple el
esfuerzo está pasando por el tercio medio de la longitud del azud.
e
Mn
Rv
ec. 3.43
Mn = momento producido por las resultantes de las cargas que ocasionan los
esfuerzos de cimentación con respecto al centro de la base del azud, aplicando la
ecuación 3.44.
Mn  RV X  RH Y
ec. 3.44
Cálculos:
Cálculo del Dentellón.
El alto del dentellón se lo puede determinar haciendo uso de la ecuación 6.20, y la
forma de su sección transversal depende del criterio del diseñador.
D  (1.00 a 1.50) H
ec. 6.20
H = desnivel existente entre aguas arriba y aguas abajo provocado por el azud.
H  (21.65  20.93) m  0.72 m D  1.50  0.72 m  1.08 m  1.10 m
De esta manera el dentellón del azud tendrá una sección trapezoidal de 1.10 m de
altura, y 0.75 m de base mayor y 0.55 m de base menor, como se muestra en la figura
3.8.
1,88
AZUD
0,75
DENTELLON
1,10
0,55
Figura 3.8
3.1.3.5.- Tendencia al deslizamiento y al volcamiento
Se determina aplicando la ec. 3.21
F1   y1 A
ec. 3.21
=
es el peso específico del agua igual a 1.0 T/m³,
A=
es el área de la pared del azud,
y1 = es la carga desde el espejo de agua al punto de aplicación de la presión
hidrostática F1; ecuación 3.22.
y1 
I cg
Ycg A
 Ycg
ec. 3.22
Ycg = es la carga medida desde el espejo de agua al centro del paramento del azud;
ecuación 3.23
Icg = es la inercia en la pared del azud; ecuación 3.24.
Ycg 
b h³
P
 ho
I cg 
2
12
ec.3.23
ec. 3.24
Considerando las dimensiones del azud, con un ancho de 15.00 m y un paramento de
1.00 m, se puede determinar que:
Ycg 
1.00 m
 1.65m  2.15 m
2
I cg 
(15.0  1³) m 4
 1.25 m 4
12
y1 
1.25 m 4
 2.15 m  2.19 m
2.15m  1.00 m  15.00 m
F1  1.00 T / m³  2.19 m  1.00 m  15.00m  32.85 T
La F1 (aguas arriba del azud) = 32.85 T, su punto de aplicación sobre la pared del azud
es 2.19 m desde el espejo de agua.
La Presión por Sedimentación Psed, se la puede determinar aplicando la ecuación
3.25.
Psed   s
h²


L Tan ² 45º  
2
2  ec. 3.25

s, es el peso específico del sedimento acumulado saturado = 1.00 T/m³
h, es la altura del paramento
L, es el ancho del azud
 es el ángulo de fricción interna del material de sedimento, por lo general este ángulo
de fricción es de 30º.
Psed
2

1.00m 
30º 

 1.00 T / m³ 
 15.0 m  Tan² 45º 
 2.5 T
2



2 
Así, la presión por sedimentos es de 2.5 T, aplicada a P/3 m del fondo sobre la pared
del azud (0.33m).
La Presión por Efecto del Agua Embalsada Pwsis, se la determina aplicando la
ecuación 3.26.
Pwsis  0.726 Pe y 2 L
ec. 3.26
Pe = la presión ejercida por el agua debida a un temblor oscilatorio; ecuación 3.27
y2 = la carga de agua medida desde el espejo de agua al punto de aplicación de la
presión por el agua embalsada; ecuación 3.28
L = al ancho del azud.
Pe  C   H1 ec. 3.27 y 2  H1  d sis
ec. 3.28
C = coeficiente de distribución y magnitud de las presiones definida en el anexo 3.4
aplicando la relación y2/H1 con la curva correspondiente a la inclinación del paramento
=
intensidad del terremoto en el sitio de construcción de la obra, ecuación 3.29
=
es el peso específico del agua = 1.00 T/m³
H1 = a la carga de agua aguas arriba del azud, ecuación 3.30
dsis = al punto de aplicación de la presión por efecto de agua embalsada medida desde
el fondo del cauce, ecuación 3.31.

aceleració n del terremoto
aceleració n de la gravedad
ec. 3.29
H1  P  ho ec. 3.30 d sis  0.425 H1
ec. 3.31
Hemos asumido para este proyecto que la intensidad de sismos en el sector es de 0.22
a 0.26, pero para mayor seguridad consideraremos el de mayor valor debido a la
cercanía a las costas del Pacifico.
Aplicando estos datos tenemos:
H1  1.00 m  1.65m  2.65m
d sis  0.425  2.65 m  1.13 m
y 2  2.65 m  1.13 m  1.52 m
Se puede determinar en el Gráfico 3.4 que para un paramento vertical de (curva de 0º),
el coeficiente de distribución de la presión es de 0.62, reemplazando tenemos;
Pe  0.62  0.26 1.00T / m³  2.65 m  0.43T / m²
Pwsis  0.726  0.43T / m²  1.52 m  15.0 m  7.12 T
Así, la presión por efecto de agua embalsada es de 7.12 T y su punto de aplicación
está a 1.13 m del fondo.
Para el cálculo de la Supresión S, aplicando la ecuación 3.32
 S  SB 
S A
 La  L'
2 

ec. 3.32
Tenemos:
SA y SB = supresiones de los puntos designados, determinada por la ecuación 3.33.
La = longitud del azud
L’ = longitud propuesta por Lane haciendo hincapié en el recorrido vertical, empleando
la ecuación 3.34.
L

S AB  H   A B  H
 L' 
L'  V 
ec. 3.33
H'
3 ec. 3.34
Dónde: ver tabla 3-6
H
=
diferencia de niveles entre aguas arriba y aguas abajo del azud.
LA-B =
diferencia desde el origen de escurrimiento hasta el punto considerado
L’
=
distancia de recorrido total de escurrimiento
V
=
distancia vertical recorrida con ángulo > 45°
H’
=
distancia horizontal recorrida con ángulo < 45°.
V = 2.28 + 1.12 + 0.30
L'  V 
V = 2.70 m
H'
3
H’ = 0.55 + 2.85
L'  2.70 
3.40
3
L’ = 3.83 m
H’ = 3.40 m
VA = 2.28
L A  VA 
HA
3
VA = 2.28 m
L A  VA
LA = 2.28 m
 2.28 
S A  0.72  
 0.72
 3.83 
S A  0.29 T
HA = 0
L 
SA  H   A  H
 L' 
H = 21.65 –20.93
H = 0.72 m
VB = 2.28 + 1.12
L B  VB 
HB
3
VB = 3.40 m
HB = 0.55 + 2.85
LB  3.40 
3.40
3
LB  4.53 m
HB = 3.40 m
L 
SB  H   B  H
 L' 
H = 21.65 – 20.93
 S  SB 
S A
 La  L'
2


 0.29  0.13 
S 
 3.6  3.83
2


H = 0.72 m
 4.53 
S B  0.72  
 0.72
 3.83 
S B  0.13T
S  1.10T
Tabla 3-6
Así el azud presenta una supresión de 1.10 Ton. Y su punto de aplicación sobre el
azud está a:
0.45 La, y nos da un valor de 1.62 m.
Para determinar la Presión Hidrostática Aguas Abajo F2, se la determina aplicando
la ecuación 3.35
F2  0.50  d cont
2
ec. 3.35
Así tenemos;
F2  0.50 1.00 T / m³  1.06 m²  0.56 T
Así la presión hidrostática aguas abajo del azud es de 0.56 T y su punto está a dcont/3
del cual tenemos un valor de 0.35m.
Cálculo de la fuerza estabilizante del Peso Propio de la Obra G; siendo el centro de
gravedad el punto de aplicación de dichas fuerzas sobre el azud.
G  V H
ec. 3.36
G sis   G
ec. 3.37
V = volumen del azud considerando el dentellón
H = peso específico del hormigón simple (3.20 T/m³)
 = aceleración horizontal por efecto sísmico, (0.26).
Con las ecuaciones 3.38 y 3.39, determinamos el centro de gravedad del azud que
consiste en dividir en “n” figuras al azud y sus centros de gravedad de cada una de
estas figuras, con respecto a un eje de coordenadas; ver figura 3.9, y tabla 3.6.
1
2
1,70
3
2,32
2,00
4
1,25
0,55
1,80
0,33
0,37
Figura 3.9
x
 x' A
A
y
 y' A
ec. 3.38
A
ec. 3.39
Figura Nº
A (m²)
x’ (m)
y’ (m)
x’ A (m³)
y’ A (m³)
1
1.383
0.37
2.32
0.512
3.209
2
2.89
1.70
2.00
4.913
5.780
3
1.08
1.80
1.25
1.944
1.350
4
0.715
0.33
0.55
0.236
0.393

6.068
7.605
10.732
Tabla3.6
Con estos datos tenemos:
x
7.605 m³
 1.253 m
6.068 m²
y
10.732 m³
 1.769 m
6.068 m²
G  (6.068 m² 15.0 m) 3.20T / m³  291.26T
Gsis  0.26  291.26 T  75.73T
Así tenemos que el peso propio del azud es de 291.26 T, y la fuerza por efecto sísmico
del peso propio de la obra es de 75.73T, su centro de gravedad es (1.253, 1.769) con
respecto al eje de coordenadas en la figura 3.6.
Para determinar un Factor de Seguridad al Deslizamiento fsd, utilizamos la ecuación
3.40, este valor debe ser igual o mayor de 1.20, si esta condición no se da se debe
aumentar la profundidad del dentellón.
f sd 
F
F
V
H
f  1.20
ec. 3.40
FV = sumatoria total de las fuerzas verticales que actúan sobre el azud
FH = resultante de las fuerzas horizontales actuantes sobre el azud
f = coeficiente de fricción ver tabla según el tipo de superficie.
Ver tabla 3.7:
Material
f
Roca
0.60 – 0.70
Grava
0.50 – 0.60
Arena
0.40 – 0.50
Limo
0.30 – 0.40
Arcilla
0.20 – 0.30
Tabla 3.7
Para determinar el Factor de Seguridad al Volcamiento kv utilizamos la ecuación 3.41,
cuyo valor debe ser mayor de 1.50.
kv 
ME
 1.50
MC
ec. 3.41
ME = momento producido por las fuerzas equilibrantes con respecto al punto de giro B.
MC = momento en el mismo punto B producido por las fuerzas cortantes.
En la figura 3.10, se visualizan todas las fuerzas y sus puntos de aplicación que actúan
sobre el azud, seguidamente se analiza los factores de deslizamiento y volcamiento
para establecer si la estructura diseñada permanecerá estable sobre el río.
2,19
F1 = 7.12 T
1,13
F1 = 32.85 T
Psed = 2.50 T
0,33
G = 291.26 T
F2 = 0.56 T
Gsis = 75.73 T
0,35
1,25
B
1,77
1,62
S = 1.10 T
Figura 3.10
F
V
 291.26T  1.1T  290.16T
F
H
 7.12T  2.50T  32.85T  75.73T  0.56T  117.64T
f sed 
290.16 T
 0.40  0.98  1.20
117.64 T
f sed 
290.16 T
 0.50  1.23  1.20
117.64 T
Según las características del sector donde se construirá el azud este presenta mayor
cantidad de arena que de grava por esta razón se ha calculado factores al
deslizamiento con dos coeficientes de fricción.
Con estos resultados podemos concluir que en el sitio sobre la que se va a construir el
azud debe presentar una mayor presencia de gravas en una relación de 2:3 de arenagrava para que el azud permanezca estable en dicho sitio sin problemas.
Al volcamiento tenemos:
M E  (291.26  2.35  0.56  0.65) Tm  684.83Tm
M V  (7.12  2.31  32.85  1.53  2.50  1.50  1.10  1.97  75.73  0.67) Tm  123.36Tm
kV 
684.83Tm
 5.55  1.50
123.36 Tm
Se puede apreciar que kV > 1.50, por lo tanto las fuerzas de empuje no producirán
volcamiento al azud.
Cálculo de los Esfuerzos a tensión es otra manera de determinar la estabilidad de la
obra, Se determina usando la ecuación 3.42. La supresión producida en el punto A y B
actuante sobre el azud aguas arriba y aguas abajo respectivamente es menor que los
esfuerzos 1-2; el azud es estable y no se volcará.
1 2 
Rv =
6e 
Rv 
1 

La L  La  ec. 3.42
resultante de las cargas verticales
La = longitud el azud
L=
es el ancho del azud
e=
distancia entre el centro geométrico del azud y su centro de giro, ecuación 3.43.
La excentricidad debe cumplir la condición de ser menor de La/6, si esto se cumple el
esfuerzo está pasando por el tercio medio de la longitud del azud.
e
Mn
Rv
ec. 3.43
Mn = momento producido por las resultantes de las cargas que ocasionan los
esfuerzos de cimentación con respecto al centro de la base del azud, aplicando la
ecuación 3.44.
Mn  RV X  RH Y
ec. 3.44
De esta manera podemos determinar qué;
Mv
= Σ (Fv x dv)
Mv
= (291.26 x 0.55 – 1.10 x 0.18) = 160 Tm
dv
= Mv/FRv =160/290.16 = 0.55m
Mh
= Σ (Fh x dh)
Mh
Tm
= (-0.56 x 0.65 + 75.73 x 0.67 + 32.85 x 1.63 + 2.5 x 1.51 + 7.12 x 2.31) = 124.14
dh
= Mh/FRh =124.14/117.64 = 1.05m
Mn  (290.16  0.55) Tm  (117.64 1.05) Tm  36.07 Tm
e
36.07Tm
 0.12 m
290.16 T
 12 
3.60 m
 1 .8  e
6
  6.44 T / m²
 6  0.12 m 
290.16T
1 
  1
 2  4.30 T / m²
(3.60  15.0) m² 
3.60 m 
Como ya se demostró con anterioridad el azud no se vuelca, el esfuerzo 1-2 es mayor
que la supresión en el punto A y B.
REJA DE ENTRADA
Para calcular el orificio en el que se colocara la rejilla utilizamos el criterio de un
Vertedero; ecuación 3.45, pero considerando ciertas características de estructura como
si es vertedero es de cresta delgada o si es que el vertedero está sumergido, y de
obstrucción por barrotes.
Q  k S M b1 H 3 / 2
ec. 3.45
H
 1.50 vertedero de cresta de lg ada
e
h  Y2
vertedero sumergido
Dónde;
Q
es el caudal de diseño del vertedero.
k
es un coeficiente por perdidas debida a la contracción lateral de los barrotes
igual a 0.85.
S
es un coeficiente de corrección por sumersión dada por Bazin; ecuación 3.46.
M
es el coeficiente del vertedero; ec. 3.47.
b1
es el ancho del vertedero.
H
es la carga sobre la cresta del vertedero.
e
es el espesor de la pared del vertedero.
h
es la carga aguas abajo del vertedero.
Y2
es la elevación de la cresta sobre el fondo aguas abajo.

h  Z
S  1.05 1  0.20 n  3
Y2  H


0.045H 

M   0.407 
H  Y1 

ec. 3.46

1  0.285


 H 


 H  Y1 
2




2 g ec. 3.47
Dónde;
hn
es la carga aguas abajo sobre la cresta del vertedero,
Z
es la diferencia de elevación de las superficies de aguas arriba y aguas debajo
de la cresta.Al muro dónde va la rejilla se le da una inclinación con respecto a la
dirección del río, con el fin de mejorar las direcciones hidráulicas a la rejilla; con la
ecuación 3.47 propuesta por Kiselev podemos determinar la inclinación del canal con
respecto al cauce del río.
 Vr 
  arc Cos

 Ve 
ec. 3.47
Dónde;
Vr: es la velocidad media en el río y
Ve: es la velocidad de entrada al canal.
La velocidad en el río es variable y debe escoger la que corresponda al caudal medio
anual.
Cálculos.Para calcular el orificio en el que se colocara la rejilla utilizamos el criterio de un
Vertedero; ecuación 3.45, pero considerando ciertas características de estructura como
si es vertedero es de cresta delgada o si es que el vertedero está sumergido, y de
obstrucción por barrotes.
Q  k S M b1 H 3 / 2
ec. 3.45
H
 1.50 vertedero de cresta de lg ada
h  Y2
e
vertedero sumergido
Dónde:
Q
es el caudal de diseño del vertedero.
k
es un coeficiente por perdidas debida a la contracción lateral de los barrotes
igual a 0.85.
S
es un coeficiente de corrección por sumersión dada por Bazin; ecuación 3.46.
M
es el coeficiente del vertedero; ec. 3.47.
b1
es el ancho del vertedero.
H
es la carga sobre la cresta del vertedero.
e
es el espesor de la pared del vertedero.
h
es la carga aguas abajo del vertedero.
Y2
es la elevación de la cresta sobre el fondo aguas abajo.

h  Z
S  1.05 1  0.20 n  3
Y2  H


0.045H 

M   0.407 
H  Y1 

ec. 3.46

1  0.285


 H 


 H  Y1 
2




2g
ec. 3.47
Dónde:
hn
es la carga aguas abajo sobre la cresta del vertedero,
Z
es la diferencia de elevación de las superficies de aguas arriba y aguas debajo
de la cresta.
Como la rejilla se la coloca a 0.60m. del fondo, de lo cual nos basamos para escoger
una altura del paramento de 1.00m. para el azud. Si diseñamos el orificio para la rejilla,
para el cual utilizamos una carga “H” de 0.40 m y nos queda una pared a 0.60 m del
fondo con un espesor “e” de 0.25 m, en la base de la reja lateral, luego calculamos el
ancho b1 necesario para captar un caudal Q de 5.00 m³/s, despejado de la
aplicación de la ecuación 3.45.
h  Y2  0.90m  0.60m el vertedero es sumergido
0.40 m
H
 1.50 vertedero de cresta de lg ada 
 1.60  1.50
e
0.25m

0.30 m  0.10 m
 3
S  1.05 1  0.20
 0.72
0
.
60
m
0
.
40
m


b1 
5.00 m³ / s
0.85  1.98  0.72  0.40 m 
3/ 2
 16.31 m  16.50 m
El orificio vertedero tendría un ancho de 16.50 m más el ancho de todos los barrotes
que se colocaran en el orificio teniendo que aumentar este ancho a un Ancho Total de
la Reja B. Se Analizamos ciertas características de la zona y del río para determinar las
dimensiones de los barrotes de la rejilla diseñada y tenemos una sección x de 0.05, y
de 0.40 a una separación l’ de 0.10 m entre barrotes, obteniendo que;
 barrotes 
b1
16.50 m
1 
 1  82 barrotes
l
0.20 m
B   barrotes x  b1  82  0.05 m  16.50 m  20.60m
De esta manera el orificio vertedero tiene una sección B/H de 20.60 m de ancho por
0.40 m de alto, con barrotes de 0.05*0.40*0.25 separados a 0.20 m uno del otro.
El caudal medio anual del Río es de 39 m³/s y una sección de 1.70 de calado por 15
m ancho, por consiguiente la velocidad media del río será de 1.53 m/s, y considerando
que el agua entre por la reja a una velocidad de 1.00 m/s, se tiene que;
1.53m / s
 1.53  1º31'48' '
1.00 m / s
El eje del muro de ala debe tener una inclinación de 1º31’48’’ con respecto al cauce del
río.
  arc Cos
DESRIPIADOR
Para el cálculo del ancho del desripiador realizamos la suma de los Anchos de la Reja
B de entrada y del Ancho del Vertedero de Salida b2, ecuación 3.48. La Longitud del
DesripiadorLd es aproximadamente igual a la longitud de una transición, ecuación 3.49.
Ad  B  b 2 ec. 3.48
Ld 
B  b2
2 Tan12.50º
ec. 3.49
La Longitud del Desripiador Ld es aproximadamente igual a la longitud de una
transición, ecuación 3.49.
Ad  B  b 2 ec. 3.48
Ld 
B  b2
2 Tan12.50º
ec. 3.49
Si el ancho de la reja es de 24.7 m y el ancho del vertedero de salida es de 7.60m este
cálculo se muestra más adelante.
Ad  20.60 m  7.60 m  28.20 m
Ld 
20.60 m  7.60 m
 29.31 m
2 Tan12.50
El desripiador tendrá un ancho de 28.20 m y una longitud de 29.31 m.
COMPUERTA DE LAVADO Y CANAL DE DESFOGUE
De acuerdo al cálculo con ayuda de la Tabla 3.2


v²
Q  K e a bc 2 g  H 
 e a 
2g


ec.3.50 Jc 
v² n ²
R 4/3
ec. 3.51
Donde;
Q
es el caudal de diseño
K
es una constante que varía de 0.95 a 0.97
e
es un coeficiente, dado en función de a/H, indicados en Tabla 3.2
a
es la apertura de la compuerta
bc
es el ancho de la compuerta
H
es la altura del nivel de las aguas en el desripiador
v
es la velocidad del caudal
n
es el coeficiente de rugosidad de 0.015
R
es el radio hidráulico igual a y/2 en canales abiertos con secciones eficientes;
donde, y es el calado del canal.
a/H
e
0.00
0.611
0.10
0.615
0.15
0.618
0.20
0.620
0.25
0.622
0.30
0.625
0.35
0.628
0.40
0.630
0.45
0.638
0.50
0.645
0.55
0.650
Tabla 3.2
Diseño del canal de desfogue, determinamos el Resalto y2 producido aguas abajo de
la compuerta; ecuación 3.52, y luego determinamos la pendiente que debe tener este
para evacuar las aguas del desripiador de regreso al cauce del río,
y2 
y1 
8 v²
 1 1
2 
g y1




ec. 3.52
Dónde; y1 es para este caso la abertura de la compuerta, y v es la velocidad del agua al
salir por la compuerta.De igual manera diseñamos la compuerta de purga con una
abertura de 0.5 m y un nivel aguas arriba de la compuerta de 2.00 m, una velocidad de
4.00 m/s, y una constante K de 0.96. De doble cámara con un ancho de 1.50 m de
donde bc es 3.00 m. con la ecuación 6.50
Sirve para evacuar el material que se deposita en el fondo del desripiador la misma que
se diseña con la ecuación 3.50. Y a su vez esta se conecta con el canal de desfogue
con una pendiente capaz de evacuar todo el material de fondo con una velocidad del
caudal mayor a 2.00m/s; y se diseña con la ecuación 3.51.


v²
Q  K e a bc 2 g  H 
 e a 
2g


Jc 
ec.3.50
v² n ²
R 4/3
ec. 3.51
Se diseña la compuerta con una abertura de 0.50 m, para desalojar un caudal de 5.00
m³/s (Q=Qc) a una velocidad de 4.0 m/s, el nivel aguas arriba de la compuerta es de
0.90 m, con lo cual procedemos al cálculo:
a 0.50 m

 0.55  e  0.650
H 0.90 m
bc 
5.0 m³ / s

4.0 m / s ²  0.65  0.5 m 
0.97  0.65  0.5m 2 g  0.9 m 

2g


 2.99 m  3.00 m
Para una compuerta que tenga un ancho de 3.00 m, esta no debe abrirse más de 0.5 m
para que desaloje el material acumulado en el fondo del desripiador a una velocidad de
4.0 m/s un caudal de 5.0 m³/s.
Diseño del canal de desfogue, determinamos el Resalto y2 producido aguas abajo de la
compuerta; ecuación 3.52, y luego determinamos la pendiente que debe tener este
para evacuar las aguas del desripiador de regreso al cauce del río,
y2 
y1 
8 v²
 1 1
2 
g y1




ec. 3.52
Donde; y1 es para este caso la abertura de la compuerta, y v es la velocidad del agua
al salir por la compuerta.Si consideramos una abertura de 0.50 m y una velocidad de
4.0 m/s:
y2 
0.50 m 
8 4.0 m / s ² 
0.44 m
 1 1
  0.44 m
R
 0.22 m
2 
g  0.50 m 
2
Jc 
(4.0 m / s  0.015)²
 0.027  27 / 1000
(0.22 m) 4 / 3
El canal de desfogue tendrá una sección de 3.00 m de solera y 0.44 m de calado total
con una pendiente de 27/1000, para evacuar el agua más el material de arrastre del
desripiador hacia el cauce del río aguas abajo del azud.
De igual manera diseñamos la compuerta de purga con una abertura de 0.5 m y un
nivel aguas arriba de la compuerta de 2.00 m, una velocidad de 4.00 m/s, y una
constante K de 0.96. De doble cámara con un ancho de 1.50 m de donde bc es 3.00 m.
con la ecuación 6.50


4²
Q  0.96 x0.622 x0.5 x3 2 g  2 
 0.622 x 0.50 
2g

 =6.27 m3/s
y2 
0.50 m 
8 4.00 m / s ² 
 1 1
  1.03m
2 
g  0.50 m 
R
(4.00 m / s  0.015)²
1.03 m
 0.0087  9 / 1000
 0.515 m Jc 
(0.515 m) 4 / 3
2
El canal de purga evacua un caudal de 6.27 m3/s. Y sus dimensiones hidráulicas son:
calado 1.03 m, solera 1.50m cada sección, pendiente 9/1000.
TRANSICIÓN DE ENTRADA A LA CONDUCCION
Bureau propone la aplicación de la ecuación 3.53 para obtener la Longitud de la
Transición Lt.
Lt 
b 2  b3
2 Tan 12.50
ec. 3.53
Dónde; b2 es el ancho del vertedero, y b3 es la sección del tubo.
VERTEDERO DE SALIDA
El ancho del vertedero se lo determina con la ecuación 3.54.
Q  S M b2 H3/ 2
ec. 3.54
H
 1.50 veredero de cresta de lg ada
h  Y2
e
vertedero sumergido
Dónde:
Q
es el caudal de diseño del vertedero
S
es un coeficiente de corrección por sumersión dada por Bazin; ecuación 3.46
M
es el coeficiente del vertedero
b2
es el ancho del vertedero
H
es la carga sobre la cresta del vertedero
e
es el espesor de la pared del vertedero
h
es la carga aguas abajo del vertedero
Y2
es la elevación de la cresta sobre el fondo aguas abajo.
Se quiere que sobre el vertedero pase un caudal de 5.00 m³/s, con una carga sobre la
cresta de 0.30 m y pase con una carga aguas debajo de 0.80 m, de esta manera
podemos determinar que el vertedero tiene un ancho de;
h  Y2  1.60m  0.30m el vertedero es sumergido
0.60 m
H
 1.50 vertedero de cresta de lg ada 
 2.4  1.5 vertedero de cresta de lg ada
e
0.25 m

1  0.285



0.045H 

M   0.407 
H  Y1 

0.045 x0.60 

M   0.407 

0.60  0.3 

 H 


 H  Y1 
5.00 m³ / s
2.18  0.65  0.60 m 
3/ 2




2g
2


1  0.285  0.60  

 0.60  0.3  


0.20 m  0.10 m
3
S  1.05 1  0.20
 0.65
0.30 m  0.60 m

b2 
2
 7.59 m
2 g  2.18
Se puede determinar que el vertedero tendrá un ancho de 7.60 m con una carga de
0.60 m.Para determinar la longitud de transición se considera el ancho del vertedero de
7.60 m y un diámetro de tubería de 2250mm, este cálculo se presenta con mayor
detalle en la sección 3.3 Tubería de Conducción, con lo cual se puede establecer que:
Lt 
7.60 m  2.00 m
 12.63 m
2 Tan12.50
La transición que comunica el vertedero con la tubería principal tendrá una longitud de
12.63 m.
MURO DE ALA
Para el cálculo trabajamos con una altura de 3.00 m, una longitud de 25.0 m estas
dimensiones son propuestas tomando en consideración las características de la Toma
Convencional. Aplicando la ecuación 3.55. para la presión ejercida por el agua en la
cara del muro.
F
2
2
 w L h2
F   1000 kg / m 3  25.0m (3.0m) 2  150.000,00kg
3
3
ec. 3.55
Mu  1.7 F
h
 2.0m 
 1.7  46667 kg 
  255.000,00 Kg m.
3
 3 
ec. 3.56
Determinamos el Factor de Resistencia a Flexión por medio de la ecuación 3.57
Consideramos un hormigón f`c = 210 kg/cm2, acero fy = 4200 kg/cm2, una cuantía
máxima permisible de  = 0.0016. Así tenemos:
 = 0.50  max = 0.008
 fy 


R   f y 1  0.59

f
`
c

 ec 3.57

0.008  4200 kg / cm 2
R  0.008  4200kg / cm 2 1  0.59
210 kg / cm 2


  30.43 kg / cm 2

Cálculo de la altura efectiva d, para una longitud de muro b de 1.00 m. y  Factor
mayoración ecuación 3.58
d
Mu
 b R
d
ec. 3.58
255000 kg m
 97  100 cm
0.9 x 1.0 m x 30.43 kg / cm 2
Así tenemos una Altura Efectiva de 100cm y un espesor de muro de 50cm.
Verificamos que el cortante Vu; ec 3.58 resiste al Cortante Mayorado ф Vc; ecuación
3.59. Siempre que ф Vc>Vu, a una altura efectiva por encima de la base del muro
(100cm.). Calculamos de la siguiente manera:
Dónde: h = 3.00m – 1.00m = 2.00m.
F
→
L = 25.00 m – 1.00m = 24.00 m
2
2
 w L h2
F   1000 kg / m 3  24.00m (2.0m) 2  64.000,00 kg
3
3
; Donde
Vu  1.7 F
ec 3.58
Vu  1.7 x 64000 kg  108800kg
de donde
 Vc  2  f ´c b d ec 3.59
 Vc  2  0.85 210 kg / cm 2  100 cm  100 cm  246353,405 kg.
Por lo tanto ф Vc > Vu, si resiste a la fuerza cortante mayorada.
Verificamos la Estabilidad y el Factor al Volcamiento con las dimensiones propuestas
en la Figura 3-8.
0,50
0,35
W4 = 3180 Kg
W1 = 3600 Kg
3,00
2,65
Pw = 4682 Kg
0,50
W2 = 4200 Kg
1,10
A
B
W3 = 720 Kg
Ws = 291.26 Kg
1,80
0,50
0,60
1,20
3,50
Figura 3-8
Determinamos los pesos y fuerzas actuantes sobre el muro; tenemos además las
siguientes condiciones:Condición de volcamiento,Condición al deslizamiento
Me
Mo
 1.5
Vu
Rv
f
Rh
 1.20
Empezamos a calcular los pesos actuantes de la estructura, y los pesos externos de la
misma, todos para una longitud unitaria de muro, y sus respectivos momentos. Tabla
3.8
Pesos de componentes
W1 = 2400 Kg/m³ x 3.0 m x 0.5 m x 1.0 m
W2 = 2400 Kg/m³ x 3.5 m x 0.4 m x 1.0 m
W3 = 2400 Kg/m³ x 0.5 m x 0.6 m x 1.0 m
W4 = 1000 Kg/m³ x 2.65 m x 1.2 m x 1.0 m
W5 = S = 0.5 (1400 Kg + 240 Kg) x 3.5 m x 1.0 m
Pw = 2/3 x 1000 Kg/m³ x (2,65 m)² x 1 m
W (Kg)
3600
4200
720
3180
-2870
4682
X (m)
2,05
1,75
2,05
2,5
1,75
-1,38
M ( Kg m)
7380
7350
1476
7950
-5023
-6461
Tabla 3.8
Cálculo de la Supresión existente en la loseta del muro (W5): Tabla 3.9
L'  V 
V = 0.5 + 0.6 + 0.6 +
0.5
H'
3
V = 2.20 m
L'  2.20 
3.5
 3.36
3
L A  0.5 
0
 0.5
3
H’ = 1.8 + 0.5 + 1.2
H’ = 3.5 m
LA  VA 
L
SA  H   A
 L'
LB  V B 
VA = 0.5 m
HA
3
HA = 0.0 m

H

HB
3
H = ho = 1.65
 0.5 
S A  1.65  
 1.65  1.40 T
 3.36 
VB = 0.5 + 0.6 + 0.6 =
3 .5
L B  1 .7 
 2.87
1.7
3
HB = 1.8 +0.5 + 1.2 =
3.5
L 
SB  H   B  H
 L' 
H = ho = 1.65
 2.87 
S B  1.65  
 1.65  0.24 T
 3.36 
 1.40  0.24 
 S  SB 
 3.5  1.0  2.87 T
S  A
 Lm  L S  
2


2


Tabla 3.9
Luego verificamos las condiciones al volcamiento y deslizamiento para determinar si el
muro es estable al diseño:
Me
Mo
RV
f
RH
 1.5 
7380  7350  1476  7950
 2.10
5023  6461
 1.2 
3600  4200  720  3180  4682
 0.5  1.22
2870
Por lo tanto se afirma que el diseño del muro presenta estabilidad al volcamiento y
deslizamiento.
A continuación se presenta la Figura 3-11, con el esquema de los diferentes elementos
dela captación:
Figura3-1
23 msnm
21.65 msnm
19.80 msnm
20 msnm
19.90 msnm
19.60 msnm
DESRIPIADOR
19.00 msnm
COMPUERTA DE
LAVADO
TUBERIA DE
CONDUCCION
Ø 2250mm
COMPUERTA DE
PURGA
COMPUERTA DE
PURGA
MURO DE ALA
18.5 msnm
TRANSICION
17.30 msnm
17.9 msnm
CESQUEMA GENERAL DE ELEMENTOS
19 msnm
AZUD
CALCULO DE FLUJO FILTRATORIO
METODO DE CÁLCULO
Llamamos
franja
equipotencial
al
espacio
comprendido
entre
dos
equipotenciales continuas y franjas de flujo al espacio entre dos líneas de
flujo.
Sabemos
que
la superficie del terreno del de aguas arriba del azud
representa: Las líneas equipotenciales que corresponden a la altura piezométrica = H1
Las líneas de aguas abajo representan:
Otra línea equipotencial correspondiente a la altura piezométrica = H2
La diferencia entre las dos es Z= H1–H2, dividimos el espacio en “n” franjas por medio
de equipotenciales trazados a mano libre o sea que, la diferencia entre las
equipotenciales seria “H/n”.
Se trazan ahora las líneas de flujo en tal forma que sean normales a las
equipotenciales y formen cuadrados equivalentes o cuadrados curvilíneos en los que
las medianas y diagonales sean iguales y los lados corten haciendo ángulo recto.En
ángulos interiores de menos de 180º los cuadrados se transforman en pentágonos y
en ángulos exteriores de más de 180º los cuadrados se transforman en
triángulosSiendo el contorno de la fundición de la primera línea de flujo y la base
impermeables la última, las equipotenciales deben ser perpendiculares a estas dos
líneas.
COEFICIENTE DE PERMEABILIDAD
CLASES DE SUELO
k en cm/seg.
Grava
10-2
Arena Gruesa
10-1
Arena Fina
10-2
Tierra Arenosa
10-3
Tierra Franco Arcillosa
10-5
Tierra Franca
10-4
Limo
10-4
Arcilla
10-6
Arcilla Compacta
10-7
CALCULO DE FLUJO FILTRATORIO
El caudal de Flujo Filtratorio trata del caudal de la filtración de agua que exista por
debajo de la cimentación del azud; según Figura 3.12:
Q= K x H x B x (m/n)
ec. 3.60
K=
Coeficiente de permeabilidad
H=
Desnivel entre aguas arriba y aguas abajo del azud (m)
B=
Ancho del Azud
m=
número de franjas entre líneas de flujo
n=
número de franjas entre líneas equipotenciales
DATOS:
K=
10-2 cm/seg.
H=
0.72 m.
B=
15.00 m.
m=
4
n=
16
Q= K x H x B x (m/n)
Q= 10-2 x 0.72 x 15 x (4/16)
Q= 0.027 m3/s. = 27 lt/s.
Figura 3.12
52,16
25,00
27,16
21.65
20.93
AGUAS
ARRIBA
MURO DE ALA
AGUAS ABAJO
RESALTO
HIDRAULICO
LINEA DE FLUJO
LINEA DE FLUJO
ENROCADO,
D50 = 40 cm
12,00
LINEA DE FLUJO
EQUIPOTENCIAL
LINEA DE FLUJO
MINIMIZACION DEL FLUJO:
Una vez determinado el flujo de Caudal Filtratorio bajo la obra, procedemos a plantear
una tablaestaca de 6.0m de profundidad desde el punto de inferior del muro de ala que
está en contacto con el azud, considerando para esto colocarla en los 15 m de ancho
de la obra, Figura 3.13. Con esto se estaría reduciendo el caudal filtratorio en un 50%.
Así tenemos que:
DATOS:
K= 10-2 cm/seg.
H= 0.72 m.
B= 15.00 m.
m= 2
n= 16
Q= K x H x B x (m/n)
Q= 10-2 x 0.72 x 15 x (2/16)
Q= 0.014 m3/s. = 14 lt/s.
Figura 3.13
52,16
25,00
27,16
21.65
20.93
AGUAS
ARRIBA
MURO DE ALA
AGUAS ABAJO
RESALTO
HIDRAULICO
TABLAESTACA
ENROCADO,
D50 = 40 cm
6,00
12,00
LINEA DE FLUJO
EQUIPOTENCIAL
TABLAESTACA
LINEA DE FLUJO
DISEÑO DE TUBERIA DE CONDUCCION
El diseño hidráulico es el más importante, pues en base a este se calculan los
diámetros y presiones que tendrá la línea de conducción y en base a estos se
selecciona la tubería que llevara la línea de conducción. No se debe olvidar que antes
de iniciar el diseño hidráulico ya se deben de tener calculados los gastos requeridos
para el suministro óptimo de agua.
Los pasos a seguir en un diseño hidráulico son:
Proponer tipo de tubería y diámetro para transportar el flujo de diseño
Comparar la velocidad de flujo con los límites permisibles (Vmin, Vmax). Proponer
nuevo diámetro hasta que Q y V sean apropiados. Tabla4.1
Tipo de tubería
Velocidad
máxima(m/s)
Concreto simple hasta 45 cm
3.0
de diámetro
Concreto reforzado de 60 cm
3.5
de diámetro
Hierro galvanizado
5.0
Acero
5.0
PVC
5.0
Polietileno de alta densidad
5.0
Tabla: 4.1
Dibujar las líneas piezométrica y de gradiente hidráulico sobre el perfil del terreno.
Verificar que la línea piezométrica se localice al menos 4.0 m por arriba del nivel de
terreno.
Las presiones máximas de operación deben ser menores a las que puede soportar la
tubería. En caso de requerirse, se debe proponer otra tubería más resistente.
A continuación se detalla en Tabla de Cálculo de la línea de conducción: Tabla4.2 y
Tabla 4.3.
Tabla 4.2 y 4.3:
Cálculo Hidráulico de la Línea de Conducción para el Sistema de Riego
Nodo
Tramo
Inicial
Abscisa
Final
Longitud
Nodo
inicial
Nodo
final
(m)
1
2
3
1
Captación
Plantación
4
Diámetro
Material
Pendiente
tubería
(mm)
5
6
10000,00 0+000,00 10+000,00
Coef.
Rugosidad
(m/m)
Caudal
Velocidad
(l/s)
(m/s)
Pérdidas
de carga
Pérdidas carga
acumulada
(m/m)
(m)
Cotas
Nudo
inicial
Cota Piezométrica
Nudo
final
Nudo
inicial
Nudo
final
(m)
(m)
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
2000
Ho.
0,001
130
5000,00
1,71
0,000875087
8,75
20,00
10,00
20,00
11,25
DESCRPCION DEL CONTENIDO DE LA TABLA
Columna No. 1: Identificación del tramo
Columna No. 2: Identificación de ubicación del nodo inicial.
Columna No. 3: Identificación de ubicación del nodo final.
Columna No. 4: Longitud del tramo (L).
Columna No. 5: Abscisa nodo inicial.
Columna No. 6: Abscisa nodo final.
Columna No. 7: Diámetro de la tubería (D).
Columna No. 8: Material de la tubería.
Columna No. 9: Pendiente del tramo de tubería.
Columna No. 10: Coeficiente de rugosidad (C).
Columna No. 11: Caudal de diseño (Q).
Columna No. 12: Velocidad.
Columna No. 13: Perdida de carga (J).
Columna No. 14: Pérdida de carga acumulada (Jf).
Columna No. 15: Cota del nudo inicial.
Columna No. 16: Cota del nudo final.
Columna No. 17: Cota Piezométrica del nudo inicial.
Columna No. 18: Cota Piezométrica del nudo final
ECUACIONES UTILIZADAS
Columna No. 9: Pendiente del tramo de tubería.
Columna No. 12: Velocidad.
Columna No. 13: Perdida de carga.
Columna No. 14: Pérdida de carga acumulada.
Columna No. 17-18: Cota Piezométrica del nudo inicial-final.
5.- OPTIMIZACION DE LA TUBERIA A UTILIZAR, ANALISIS DE COSTOS
Del procedimiento de cálculo detallado anteriormente, procederemos a realizar las mismas operaciones variando esta vez el diámetro
a utilizar; teniendo en cuenta que: Las pérdidas de carga acumuladas no pueden ser mayores a 10, ya que con las condiciones del
proyecto esto afectaría el sistema de conducción. Tabla 5.1
Cálculo Hidráulico de la Línea de Conducción para el Sistema de Riego
Nodo
Tramo
Inicial
Abscisa
Final
Longitud
Nodo
inicial
Nodo
final
(m)
Material
(mm)
5
6
Pendiente
tubería
Coef.
Rugosidad
(m/m)
Caudal
Velocidad
(l/s)
(m/s)
Pérdidas
de carga
Pérdidas carga
acumulada
(m/m)
(m)
Cotas
Nudo
inicial
Cota Piezométrica
Nudo
final
Nudo
inicial
Nudo
final
(m)
(m)
1
2
3
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
1
Captación
Plantación
10000,00 0+000,00 10+000,00
2000
Ho.
0,001
130
5000,00
1,71
0,000875087
8,75
20,00
10,00
20,00
11,25
1
Captación
Plantación
10000,00 0+000,00 10+000,00
2250
Ho.
0,001
130
5000,00
1,85
0,000493685
4,94
20,00
10,00
20,00
15,06
1
Captación
Plantación
10000,00 0+000,00 10+000,00
2500
Ho.
0,001
130
5000,00
1,97
0,000295848
2,96
20,00
10,00
20,00
17,04
1
Captación
Plantación
10000,00 0+000,00 10+000,00
3000
Ho.
0,001
130
5000,00
2,21
0,000121968
1,22
20,00
10,00
20,00
18,78
Tabla 5.1
4
Diámetro
Luego de esto se cotiza los diferentes diámetros de este tipo de tubería, esto se
presenta en la siguiente tabla 5.2:
Diámetro de
tubería (mm)
2000
2250
2500
3000
Costo USD
(m)
$ 850.00
$ 1000.00
$ 1120.00
$ 1250.00
Tabla 5.2
9.00
1200
8.00
1150
7.00
1100
6.00
1050
5.00
1000
4.00
950
3.00
900
800
PERDIDA DE CARGA ACUMULADA (m/m)
1250
DIAMETRO OPTIMO
COSTO DE TUBERIA (USD/m)
5.1.- GRAFICO DE COSTOS Y PERDIDAS DE CARGA PARA LA OPTIMIZACIÓN
TECNICO ECONOMICA DEL DISEÑO DE LA CONDUCCION.
2.00
1.00
750
0.00
1750
2000
2250
2500
2750
3000
DIAMETRO DE TUBERIA (mm)
Grafico 5.1
Con lo anteriormente señalado y luego de generar el gráfico correspondiente, podemos
indicar que el diámetro óptimo para nuestro proyecto es el de una tubería de Ho. 2250
mm, con una pendiente del 1/1000. Con esto estaremos garantizando todas las
características hidráulicas necesarias para su normal funcionamiento y al mejor costo
posible. A continuación se presenta el trazado de la línea piezométrica, para su
demostración grafico 5.2.
TRAZADO DE LINEA PIEZOMETRICA
LINEA PIEZOMETRICA
COTA PIEZOMETRICA
20.00
19.00
18.00
20 m.s.n.m.
CAPTACION
20 m.s.n.m.
16.00
TUBERIA
LINEA
PIEZO
METRI
CA
18.5 m.s.n.m.
15.00
LINEA
GRADIE
NTE
14.00
COTA PIEZOMETRICA
15.06 m.s.n.m.
HIDRA
ULICA
TUBE
RIA H
o. Ø
2250
mm, s=
1/100
0
13.00
12.00
11.00
10.00
PLANTACION
10 m.s.n.m.
9.00
8.00
7.00
TUBERIA
8+000.00
6+000.00
4+000.00
2+000.00
10+000.00
7.5 m.s.n.m.
6.00
0+000.00
COTA (m.s.n.m)
17.00
Gráfico 5.2
CONCLUSIONES
NECESIDADES HÍDRICAS TOTALES
Entre las necesidades hídricas totales a captar para nuestro proyecto tenemos lo
siguiente: El caudal necesario para el uso consuntivo de los predios del canal principal
según los cálculos realizados es de 4.892,66 l/s.
Según los estándares de riego cada Ha. necesita un caudal de 1,00 l/s. Como tenemos
5.000,00 Ha. necesitamos un caudal de 5.000,00 lt/seg. Valor que respalda el ejercicio
realizado en la tabla 1-4, ya que el valor obtenido se encuentra con un margen del ±
1.0%; por lo que será el caudal utilizado para la demanda de este Proyecto.
CAUDALES
A CONSIDERAR
APROVECHAMIENTO.
PARA
EL
DISEÑO
EN
EL
SITIO
DE
CAUDAL PROMEDIO.- Es el que se usará para efectos del diseño del proyecto como
caudal normal del río, es el promedio entre el caudal medio y el caudal mínimo.
Qprom = 39 m3/s
Se puede manifestar que el caudal en el sitio de captación es suficiente para satisfacer
las necesidades hídricas de nuestro proyecto.
DISEÑO DE OBRA DE TOMA CONVENCIONAL.
De los ejercicios realizados, se ha demostrado que la Obra de Toma y todos sus
elementos presentan una estabilidad adecuada en todas las condiciones analizadas,
para una captación de 5000 lt/s. Y el flujo filtratorio se encuentra reducido en un 50%,
para minimizar su efecto.
TUBERIA DE CONDUCCION.
La tubería de conducción se ha diseñado para transportar un caudal de 5000 lt/s.por 10
km de longitud, garantizando para esto un control adecuado de las pérdidas de carga y
el mejoramiento de los diámetros considerando el análisis económico vs. La carga
piezométrica de la línea, consiguiendo resultados óptimos.
Como conclusión final para este problema, recomiendo el uso de una tubería de
Hormigón Vibrado de 2250mm de diámetro para la línea de conducción principal.