Diseño de Bocatoma Tesis

UNIVERSIDAD CATOLICA LOS ANGELES DE CHIMBOTE

FACULTAD DE INGENIERIA CIVIL

ESCUELA PROFESIONAL DE INGENIERIA CIVIL

I PROGRAMA DE ACTUALIZACION PARA TITULACION PROFESIONAL EN INGENIERIA CIVIL

“ESTUDIO GEOTECNICO PARA EL DISEÑO HIDRAULICO Y ESTRUCTURAL DE LA BOCATOMA

DEL RIO CHACCO - AYACUCHO”

PRESENTADO POR:BACHILLER EN ING. CIVIL

WALTER PRADO MARTINEZ

PARA OPTAR EL TITULO DE INGENIERO CIVIL

CHIMBOTE – PERU 2009

UNIVERSIDAD CATOLICA LOS ANGELES DE CHIMBOTE

FACULTAD DE INGENIERIA CIVIL

ESCUELA PROFESIONAL DE INGENIERIA CIVIL

I PROGRAMA DE ACTUALIZACION PARA TITULACION PROFESIONAL EN INGENIERIA CIVIL

“ESTUDIO GEOTECNICO PARA EL DISEÑO HIDRAULICO Y ESTRUCTURAL DE LA BOCATOMA

DEL RIO CHACCO - AYACUCHO”

APROBADO POR:

________________________PRESIDENTE DEL JURADO

_____________________ _____________________ MIEMBRO DEL JURADO MIEMBRO DEL JURADO

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DEDICATORIA

A MIS PADRES;Francisco y Encarnación, por su aliento y abnegación en cada instante de mi vida e inculcarme al camino de la superación; madre que estas en lo alto de los cielos gracias a tu santa bondad y bendición, me permetistes culminar mis ideales.

A MIS HERMANAS;Clotilde, Herlinda, Norma por su apoyoy comprensión para alcanzar mis ideales,y desde lo alto de los cielos que derrama suvoluntad infinita mi hermana Julia Prado.

A MI ESPOSA SONIA;Cuya esencia es el AMOR

A CUATRO JOVENES PROMESASYuzbel (mi ángel dormida), Kelly (Rey), Milagros (mi flor de Ccantu), Sonia Stefany (la niña de mis ojos), ellos son símbolos de mi mayor felicidad, que entregan sus vidas a un sueño.

A mis amigos; Alfredo Gutiérrez; Ciro Janampa, Julio Ircañaupa; Leoncio Alarcón, Mario Herrera y Luciano Quispe; testimonio de lealtad y cariño.

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AGRADECIMIENTO

Mi gratitud, agradecimiento y reconocimiento a los Ings: - Manuel Morales Carrasco (Q.E.P.D)- Eulogio Huambachano Sánchez - Javier Chávez Peralta- Jaime José Sánchez Isla- Carlos Huamancayo Quiquín

Que hicieron posible la realización de la presente tesina.

A la Universidad Católica Los Ángeles de Chimbote, como alma máter, y a los profesores de la facultad de Ingeniería Civil, por las enseñanzas impartidas durante mi formación profesional.

Mis sinceros reconocimientos al grupo de amigos de ULADECH, en especial al Ing. Alfredo Gutiérrez Del Villar y a mi amigo, colega y compañero de aula Ciro Janampa , con quienes pasamos horas y horas resolviendo las tareas de la clase sin escatimar esfuerzos y atención a nuestras labores cotidianas y a nuestras sagradas familias en cumplimiento a nuestros sueños; ya que los sueños son semillas que luego germinan en grandes realizaciones.

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I N D I C E ITEM Nº PAG

TITULO 1 DEDICATORIA 3AGRADECIMIENTO 4RESUMEN 9

CAPITULO I1.1.0 INTRODUCCION 121.2.0 IMPORTANCIA DEL ESTUDIO 131.3.0 OBJETIVOS Y ALCANCES DEL ESTUDIO 13

CAPITULO IIGENERALIDADES

2.1.0 ANTECEDENTES 142.2.0 AREA DE INFLUENCIA 14

2.2.1 UBICACIÓN DEL PROYECTO 14 2.2.2 ACCESO A LA ZONA DEL PROYECTO 14 2.2.3 CONDICIONES CLIMATICAS 15

2.3.0 INFORMACION BASICA 15 2.3.1 INFORMACON TOPOGRAFICA 15

2.3.1.1 GENERALIDADES 15 2.3.1.2 LEVANTAMIENTO TOPOGRAFICO 15

2.3.2 INFORMACION CARTOGRAFICA 15 2.3.3 INFORMACION HIDROMETEOROLOGICA 16

2.4.0 HIDROLOGIA 16

2.4.1 GENERALIDADES 2.4.2 CARACTERISTICAS GENERALES DE LA CUENCA 16

2.4.2.1 UBICACIÓN . LIMITES , EXTENSION 162.4.2.2 SISTEMA HIDROGRAFICO 16

2.4.3 DISPONIBILIDAD DEL RECURSO HIDRICO 17 2.4.4 CAUDALES MENSUALES 17 2.4.4.1 INFORMACION BASICA 18

2.4.4.2 CALCULO DEL CAUDAL MENSUAL PROMEDIO 212.4.4.3 CAUDAL MAXIMO DE DISEÑO 22

2.4.4.3.1 GENERALIDADES 222.4.4.3.2 DETERMINACION DEL CAUDAL MAXIMO 222.4.4.3.3 FRECUENCIA DE DISEÑO 23

2.5.0 CALCULO DE LA DEMANDA DE AGUA PARA LOS CULTIVOS Y 23OBTENCION DEL CAUDAL DE CAPTACION 2.5.1 GENERALIDADES 23

2.5.1.1 FUNDAMENTACION DE REQUERIMIENTO DE AGUA PARA LOS CULTIVOS 23

2.5.1.2 DETERMINACION DEL USO CONSUNTIVO

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MENSUAL 24 2.5.1.3 EFICIENCIA DE APLICACIÓN, SEGÚN CEDULA

DE CULTIVO PROPUESTA 252.5.1.4 DEMANDA DE AGUA POR CULTIVO 26

2.5.1.4.1 CEDULA DE CULTIVO PROPUESTA PARA EL AREA DE EXPANSION PROYECTADA 26

2.5.1.4.2 DEMANDA ACTUAL Y DETERMINACION DE LOS MODULOS MAXIMOS DE RIEGO DE ACUERDO A LA CEDULA DE CULTIVOS PROPUESTA PARA EL PROYECTO DE IRRIGACION WAYLLA – PAMPA - PACAYCASA 26

2.5.1.4.3 OBTENCION DEL CAUDAL DE DERIVACION 27

CAPITULO III ESTUDIO GEOTECNICO

3.1.0 ESTUDIO DE MECANICA DE SUELOS 303.1.1 OBJETIVOS Y ALCANCES 30

3.1.2 ASPECTOS GENERALES 30 3.1.3 ESTUDIO HIDROLOGICO E HIDRAULICO 31

3.1.4 INVESTIGACIONES DE CAMPO 313.1.4.1 EXCAVACION DE CALICATAS 31

3.1.4.2 MUESTREO Y REGISTRO DE EXCAVACIONES 323.1.5 ENSAYOS DE LABORATORIO 32

3.1.5.1 ENSAYOS STANDARD 333.1.5.2 ENSAYOS ESPECIALES 33

3.1.6 RESULTADOS DE LOS ENSAYOS INSITU Y DE LABORATORIO 33 3.1.6.1 DENSIDAD NATURAL DEL SUELO DE

CIMENTACION 33 3.1.6.2 RESULTADOS DE LOS ENSAYOS DE

LABORATORIO 33 3.1.7 PERFILES ESTRATIGRAFICOS 34 3.1.8 DESCRIPCION DE LA CONFORMACION DEL SUBSUELO

DEL AREA DE ESTUDIO 34 3.1.9 CONDICIONES GEOTECNICAS 35 3.1.10 ANALISIS DE LA CIMENTACION 35

3.1.10.1 TIPO Y PROFUNDIDAD DE CIMENTACION 353.1.10.2 CALCULO DE LA CAPACIDAD PORTANTE 353.1.10.3 CALCULO DE ASENTAMIENTOS 37

3.2.0 GEOLOGIA Y SISMICIDAD EN EL AREA DE ESTUDIO 373.2.1 ANTECEDENTES GEOLOGICOS 373.2.2 GEODINAMICA EXTERNA 383.2.3 SISMICIDAD 38

3.3.0 CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES 39- ENSAYOS DE CORTE DIRECTO ASTM D-3080 C – 1, MARGEN DERECHA 43

- DEFORMACION TANGENCIAL VS ESFUERZO DE CORTE / ESFUERZO NORMAL VS EFUERZO DE CORTE 44

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- ENSAYOS DE CORTE DIRECTO ASTM D-3080 C – 2, MARGEN IZQUIERDA 45

- DEFORMACION TANGENCIAL VS ESFUERZO DE CORTE / ESFUERZO NORMAL VS EFUERZO DE CORTE 46

- DETERMINACION DE LA DENSIDAD NATURAL DEL SUELO C-1 MARGEN DERECHA 48

- DETERMINACION DE LA DENSIDAD NATURAL DEL SUELO C-2 MARGEN IZQUIERDA 49

- ANALISIS GRANULOMETRICO POR TAMIZADO ASTM D-422 C-1 MARGEN DERECHA 51

- ANALISIS GRANULOMETRICO POR TAMIZADO ASTM D-422 C-2 MARGEN IZQUIERDA 52

- REGISTRO DE EXCAVACIONES C-1 MARGEN DERECHA 54- REGISTRO DE EXCAVACIONES C-2 MARGEN IZQUIERDA55

CAPITULO IVESTUDIO DE FACTIBILIDAD TECNICO –ECONOMICO

4.1.0 DE UBICACIÓN DE ESTRUCTURAS 56 4.2.0 DEL TIPO DE ESTRUCTURAS A DISEÑAR 56

CAPITULO VDISEÑO HIDRAULICO DE LA BOCATOMA

5.1.0 CRITERIOS Y PARAMETROS DE DISEÑO 59 5.1.1 TRANSPORTE Y DECANTACION DE MATERIALES 59 5.1.2 CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS EN SECTOR

BOCATOMA CHACCO (VER GEOLOGIA Y GEOTECNIA) 605.1.3 VALOR MEDIO DE RUGOSIDAD 605.1.4 CARACTERISTICAS HIDRAULICAS DEL RIO CHACCO 61

5.2.0 ALTERNATIVAS DE DISEÑO 615.3.0 SELECCIÓN DE LAS ALTERNATIVAS Y DISEÑO DE 61

5.3.1 ALIVIADERO DE DEMASIAS, AZUD O BARRAJE 615.3.2 FRENTE DE CAPTACION 815.3.3 FRENTE DE REGULACION Y LIMPIA 895.3.4 DESARENADOR 925.3.5 MUROS DE ENCAUSAMIENTO 94

5.4.0 ALTERNATIVAS DE USAR REJILLAS METALICAS EN FRENTE DE CAPTACION 95

CAPITULO VI ANALISIS Y DISEÑO ESTRUCTURAL

6.1.0 DE LAS ESTRUCTURAS DE TOMA 1016.1.1 VENTANA DE CAPTACION 1016.1.2 DISEÑO DE LA LOSA DE OPERACIÓN DE COMPUERTA 1156.1.3 DISEÑO DEL CANAL DE CAPTACION 115 6.1.4 DISEÑO DE LA COMPUERTA DE CAPTACION 1226.1.5 DISEÑO DEL ALIVIADERO DE DEMASIAS 127

7

6.2.0 DE LAS ESTRUCTURAS DE LIMPIA 1276.2.1 DISEÑO DE PILARES 1276.2.2 DISEÑO DE LAS COMPUERTAS DE LIMPIA 1556.2.3 DISEÑO DE LA LOSA DE OPERACIÓN DE LAS

COMPUERTAS DE LIMPIA 1566.2.4 ANALISIS ESTRUCTURAL DEL ALIVIADERO 1666.2.5 DISEÑO DE LOS MUROS DE ENCAUSAMIENTO 1846.2.6 ALTERNATIVAS DE USAR REJILLAS METALICAS EN

FRENTE DE CAPTACION 191

6.3.0 OTRAS OBRAS 1956.3.1 DISEÑO DE LA ESCALERA DE ACCESO TIPO LOSA AL

PUENTE DE MANIOBRAS DE COMPUERTA DE LIMPIA 195

CAPITULO VIICONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES

7.1. CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES 2077.1.1 CONCLUSIONES 2077.1.2 RECOMENDACIONES 209

7.2 REFERENCIAS BIBLIOGRAFICAS 210

- LISTA DE SIMBOLOS 212- LISTA DE ANEXOS 216 - LISTA DE PLANOS

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R E S U M E N La toma se ubica en la margen derecha del río Chacco y a unos 800 m del Puente Chacco, aguas abajo de la carretera a Huanta , en la cota 2,440.0 m.s.n.m . Ha sido diseñada para derivar un caudal máximo de 0.20 m3/seg y soportar una avenida máxima de 230 m3/seg.

Se estableció la orientación de los ejes, el encausamiento del río Chacco en ambas márgenes mediante muros de concreto ciclópeo y material del río. Para elevar el nivel de aguas se proyectó un barraje vertedero de concreto ciclópeo de 36 m. de longitud con una cota en la cresta de 2,441.80 m.s.n.m que regulará en época de avenida un caudal de 211.33 m3/seg y para mantener el régimen hidráulico del río frente a la captación se tiene dos compuertas de limpia del tipo deslizante de 1.50 m x 1.80 m y plancha de espesor ½”; las cuales irán apoyadas un extremo en el muro de contención y el otro sobre dos pilas o columnas de concreto armado y losa de concreto simple de 0.50 m de espesor, 6.0 m de altura y 4.0 m . de longitud que regulan un caudal de 18.67 m3/seg . El fondo de la compuerta de limpia está ubicada a 1.39 m. bajo el nivel de captación .

La captación se lleva a cabo por medio de una ventana de 0.80 m de ancho por 0.35 m de alto, protegidas por rejillas metálicas (platinas) de espesor 1/2” y base igual a 1” agrupadas en 1.0 m de ancho por medio de tornillos pasantes. Están apoyadas un extremo sobre el umbral de entrada y el otro sobre una pantalla de concreto armado y una compuerta de regulación metálica de ¼” de espesor.

Aguas abajo de la zona de compuerta derivadota , exactamente en la progresiva 0+030 kmts, se ubica el aliviadero lateral en la margen izquierda del canal de irrigación Wayllapampa- Pacaycasa de 2.30 m de longitud , donde el caudal evacuado es de 0.541 m3/seg; luego con la finalidad de evitar averías en el sistema de bombeo se ha proyectado un desarenador de tipo lavado intermitente para decantar partículas de diámetro igual a 0.25 mm, partículas normalmente admitido para plantas hidroeléctricas, la velocidad del agua en el tanque sedimentador será de 0.20 m/seg ; la profundidad media de 1.0 m., ancho de 1.70 m, largo del arenero 9.0 m, y la longitud de transición entre el canal y el desarenador de 1.0 m .

La información que se necesitó para llevar a cabo dicho trabajo consistió en la recopilación cartográfica y estudio geotécnico de la zona del estudio, topografía del río Chacco y levantamiento respetivo.

Con respecto a los estudios hidrológicos se estudio las condiciones de oferta y demanda. Se analizó los datos existentes de precipitación de la Estación Meteorológica de “Pampa del Arco” para la determinación de los caudales disponibles , así también los caudales máximos para diferentes periodos de retorno que servirán para el diseño de la estructura.

En la demanda de agua se determinó los requerimientos de riego a nivel del fundo Wayllapampa – Pacaycasa. Para lo cual se estableció el déficit mensual y el caudal de

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derivación a partir de la máxima demanda. Cabe señalar que en el mes de julio habrá un déficit de 83,226.0 m3. El máximo requerimiento teórico alcanza (demanda bruta Er=0.5 ) 14,438.40 m3/Há, alcanzando la máxima demanda unitaria de 0.85 lts/seg/Há en el mes de Mayo y el máximo módulo de riego promedio de 0.67 lts/seg/Há en el mes de agosto el cual servirá para el diseño del caudal de captación del presente estudio .El requerimiento de riego total anual, para 210 Hás es de 3.127364 MMC equivalente a 3’127,364.00 m3 lo cual es cubierto ampliamente por la disponibilidad del recurso hídrico con que cuenta el río Chacco con un volumen total anual de 172’942,128 M3.

En conclusión; del Estudio Geotécnico se determinó la capacidad portante del suelo de fundación de la estructura proyectada (σ adm. = 2.06 Kg/cm2, C-1, margen derecha y σ adm.= 2.08 Kg/cm2, C-2, margen izquierda); del estudio Hidrológico se obtuvo el caudal máximo de diseño (230 m3 /seg) y el caudal de captación (0.20 m3/seg); estos parámetros, se usaron para determinar el diseño adecuado de las cimentaciones e hidráulico estructurales de la bocatoma:

1. El aliviadero de demasías, azud o barraje :- Cota cresta del aliviadero de demasías azud o barraje- Caudal sobre el aliviadero de demasías y el caudal frente de limpia

- Perfil Creager del barraje- Cálculo de la longitud de la poza o el colchón amortiguador- Espesor del solado del barraje- Cálculo del espesor del enrocado - Cálculo del solado delantero

2. Frente de Captación :- Diseño del canal de captación para condiciones de Máxima Eficiencia

Hidráulica (MEH)- Diseño de la ventana de captación - Diseño del vertedero lateral

3. Frente de regulación y el frente de limpia 4. Desarenador de tipo lavado intermitente

5. Diseño de los muros de encausamiento

Por tanto, con los parámetros obtenidos en el diseño hidráulico, se determinó el análisis y diseño estructural (Capítulo VI); las etapas de diseño en el cálculo del refuerzo estructural por el Método de Resistencia última fueron:1. Predimensionamiento; en esta etapa se halló las dimensiones del elemento que

en lo posible sean de un peralte que resistan los efectos de la deformación, estos valores fueron tomados del Reglamento ACI , para el tipo de losa respectivo .

2. Metrado de cargas actuantes sobre la estructura; para cuyo diseño se tomó una franja cuya base es 1.0 m. y la altura es el peralte de la losa, debido a las cargas permanentes o peso propio de la estructura (D) y debidas a la sobrecarga (L); luego las cargas actuantes fueron afectadas por sus factores de carga de acuerdo al Reglamento ACI 318-77, resultando una carga ultima de diseño Wu=1.4D+1.7 L.

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3. Se calculó los momentos máximos actuantes de acuerdo a la carga última de diseño, usando metodologías apropiadas de acuerdo a las exigencias del elemento estructural ya sea usando fórmulas conocidas si son losas estáticamente determinadas (o isostáticas) como las losas simplemente apoyadas o métodos como la de Hardy Cross; la teoría de los tres momentos o Slope Deflection (ángulos de deflexión) si son losas estáticamente indeterminadas (Hiperestáticas) como las losas continuas.

4. Hallando los momentos máximos actuantes, se tuvo la necesidad de verificar el tipo de falla; para el cual se empleó fórmulas del Momento último resistente (Mu) del elemento estructural afectado por su factor de reducción , ya que como a todo diseñador el tipo de falla que nos interesa es aquella que nos permita tomar prevenciones en caso de colapso; por tanto el Momento actuante (Ma) debe ser menor que el Momento resistente (Mr) entonces la falla se producirá por fluencia del acero y por cortante del concreto, siendo necesario localizar, para esto el tramo donde se produce el cortante máximo, el cual se realizó mediante el diagrama de fuerza cortante (DFC) ; por tanto el cortante actuante (Va) debe ser menor que el cortante permisible del concreto (Vc) , entonces no se necesitara estribar, es decir el elemento estructural no requiere aumentar el peralte de la losa y diseñar refuerzos perpendiculares al acero principal.

5. Finalmente, realizamos el diseño del acero para el momento máximo actuante, y si área del acero calculado (As) es menor que el acero recomendado por el Reglamento ACI , se usó el Acero mínimo (As mínimo)

De acuerdo a la metodología descrita, para el cálculo del refuerzo estructural se siguió la siguiente orden de diseño y análisis estructural:

A. De las estructuras de toma:1. En la ventana de captación; consideramos el diseño de la losa de operación

de la compuerta de toma; su diseño estructural se determina como losa simplemente apoyada y armada en una sola dirección y diseño de la pantalla B.

2. Diseño del canal de captación (con agua y sin agua) 3. Diseño de la compuerta de captación

B. De las estructuras de limpia:Se ha considerado el diseño de las siguientes estructuras: 1. Diseño de pilares; dentro de las consideraciones técnicas, que se ha tenido

para el análisis estructural del pilar fueron: Análisis estructural del pilar; análisis de la estabilidad de cimentación de pilares, considerando zapatas combinadas y el diseño del pilar central.

2. Diseño de las compuertas de limpia3. Diseño de la losa de operación de las compuertas de limpia4. Análisis estructural del aliviadero; se realizó para dos condiciones: a)

Considerando el nivel de agua a la misma altura del aliviadero de demasías llamado también azud o barraje y b) cuando el barraje esta totalmente sumergido por el agua en una avenida máxima .

5. Diseño de los muros de encausamiento y escalera de acceso tipo “losa” al puente de maniobras de la compuerta de limpia.

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CAPITULO 1

1.1.0 INTRODUCCION El agua constituye en los valles de la sierra el factor limitante de la producción agrícola, afectando esta actividad a cerca del 50 % de la población nacional; evidenciando de esta manera que la forma en que se planifique su uso, esta tendrá profundas repercusiones tanto sociales y económicas en la producción.

Dentro de los programas de desarrollo de la agricultura del fundo Wayllapampa, propiedad de la Universidad Nacional de San Cristóbal de Huamanga (UNSCH) y la comunidad de Pacaycasa, a través de estudios realizados con anterioridad en el proyecto de Irrigación Wayllapampa - 1,971; la Corporación de Desarrollo del Departamento de Ayacucho (CORFA) a través de la Gerencia de Estudios , ha considerado la reactualización de dicho estudio, considerando esta vez la comunidad de Pacaycasa , donde dentro de sus planes se tiene la construcción de una bocatoma, recurriendo a la extensa cuenca del río Chacco como a la fuente proveedora, que tendrá una capacidad de derivación útil de 0.200 m3/seg, el cual abastecerá la demanda de agua para el riego de 210 Hás.

La presente tesina va a consistir en el diseño de dicha bocatoma, en la que se delineará una metodología y secuencia de trabajo que permita obtener una estructura con las condiciones hidráulicas – estructurales mas favorables, y que servirán de base para plasmar junto con una infraestructura de riego mejorada uno de los objetivos principales del fundo Wayllapampa y la comunidad de Pacaycasa, cual es, el de contar con una infraestructura de captación permanente proveyendo de agua a través de sus obras de conducción a sus sedientas tierras obteniéndose con el verdor de sus pastizales y sementeras la integración socio económica de sus pobladores.

Por otro lado; la naturaleza del proyecto obliga al conocimiento de las condiciones que contribuyen a la formación de las aguas por escorrentía superficial, en razón de que permitirá estimas las condiciones de oferta y demanda de agua en la situación actual, las cuales permitirán realizar el balance hidrológico del estudio.

Además; el aprovechamiento potencial de los recursos; agua, tierra, capital, mano de obra y, maquinaria agrícola en el desarrollo del Fundo Wayllapampa – Pacaycasa, es ineficiente, que implica una serie de aspectos, tales como las condiciones agroeconómicas prevalecientes en el valle (específicamente comprenderá la evaluación de los recursos agua y tierra); es necesario formular planes de desarrollo agrícola, buscando la posibilidad de optimizar al uso de estos recursos al corto, mediano y largo plazo en base a las actividades agrícolas factibles de llevarse a cabo con estos recursos, haciendo una programación con miras a obtener los óptimos ingresos netos a nivel del fundo y comunidad proyectada, en base a una cédula de cultivos propuesta de altos rendimientos

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económicos y que a su vez racionalicen el uso de los recursos escasos, como la productividad económica del agua esté bien utilizada .En el presente trabajo se determinó: el estudio Geotécnico así como los requerimientos de agua por los cultivos, a nivel del fundo; de los resultados obtenidos se determinaron :

- La capacidad portante del suelo de fundación de la estructura a diseñar - El balance hidrológico- El caudal de derivación.

De cuyos resultados se definió el diseño mas conveniente del proyecto que se plantea, en la que se delineará una metodología y secuencia de trabajo que permita obtener una estructura con las condiciones hidráulicas – estructurales mas favorables, y que servirán de base para plasmar en la realidad uno de los objetivos principales del fundo Wayllapampa y comunidades como Pacaycasa, cual es; el de contar con una infraestructura de captación permanente.

1.1.1 DESCRIPCION DEL PROYECTO Comprende fundamentalmente el diseño de las siguientes obras:

- Aliviadero de demasías azud o barraje- Frente de captación - Frente de regulación y limpia- Desarenador - Muros de encausamiento

1.2.0 IMPORTANCIA DEL PROYECTO Este proyecto; consistirá en la derivación de aguas del Río Chacco, regulado por una bocatoma, a un canal de alimentación que descarga en la poza de bombeo, permitirá irrigar 210 Has de terrenos, de los cuales 133 Hás son pertenecientes al fundo Wayllapampa, propiedad de la UNSCH y 77 Hás pertenecientes a la comunidad de Pacaycasa.Así mismo permitirá una mejor utilización de la disponibilidad de recursos hídricos en el río Chacco, beneficiando directamente tanto al fundo Wayllapampa como a los agricultores del distrito de Pacaycasa e indirectamente a todo el Departamento de Ayacucho, ya que la producción agrícola y pecuaria se lleva principalmente a los mercados de Huamanga.

1.3.0 OBJETIVOS Y ALCANCES DEL PROYECTO Establecer y desarrollar una metodología especifica para el diseño hidráulico y estructural de una de una bocatoma, en la que se determinará:

1. La capacidad portante del suelo con fines de cimentación y en base a ello la fundación de las estructuras a diseñar.

2. Estudio y análisis de los datos existentes para la determinación de los caudales mensuales disponibles por el Modelo Hidrológico del Balance y las descargas máximas de diseño para dicha estructura.

3. Requerimiento de riego y obtención del caudal de captación para cubrir la demanda de agua de 210 Hás.

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4. Cálculo hidráulico y diseño estructural a nivel de factibilidad de las partes que componen la bocatoma para un eficiente funcionamiento.

CAPITULO II

GENERALIDADES

2.1.0 ANTECEDENTESEl fundo Wayllapampa, propiedad de la UNSCH y la comunidad de Pacaycasa son cercanas y que se encuentran próximas a la ciudad de Huamanga, capital de la provincia del mismo nombre; poseen buena extensión de terrenos cultivables aptos para la agricultura y ganadería; con una topografía irregular de pequeñas pampas, laderas empinadas y cárcavas profundas donde la acción del viento y las aguas de lluvia han causado estragos y la erosión ha contribuido al empobrecimiento de esta zona. Este estudio precisamente nace de la necesidad de incrementar mas áreas de cultivo, para lo cual se analizó la información agrológica existente del Fundo Wayllapampa y estudio agrológico de las zonas sin cultivar de la comunidad de Pacaycasa; donde la demanda de agua aumentaba.

En 1971, previo estudios comparativos de alternativa realizadas en la Tesis “Proyecto de irrigación del Fundo Wayllapampa” de Elipio Gastelú Nina – Gotardo M. Chávez Anaya, se llega a una alternativa final, el bombeo de las aguas excedentes del río Chacco, para mejorar e incorporar nuevas tierras a la agricultura bajo regadío, debiéndose derivar el agua por medio de una bocatoma de tipo barraje mixto en un ancho de cauce del río de 40.00 m.

Como demostrando mayor interés por el proyecto, vuelve a considerarse la reactualización del estudio “Proyecto de Irrigación Wayllapampa” incluyendo el riego para la comunidad de Pacaycasa; y, como parte integrante de dicho proyecto se ha considerado el trabajo de la Tesina titulado “Estudio Geotécnico, Diseño Hidráulico y Estructural de la Bocatoma del Río Chacco”

2.2.0 AREA DE INFLUENCIA

2.2.1 UBICACIÓN DEL PROYECTO Las obras a ejecutarse y su área de influencia se encuentran ubicadas en el Departamento de Ayacucho, provincia de Huamanga, Distrito de Quinua, pertenecientes al distrito de Riegos Ayacucho, del Ministerio de Agricultura.

Su ubicación geográfica es entre las coordenadas 13º05’15’’ a 13º05’45’’ de latitud sur y 74º13’38’’ y 74º12’30’’ de longitud oeste; se encuentra en la margen derecha del río Chacco, en el lugar denominado Checclla y a 200 m. en línea recta aguas abajo de la carretera a Huanta (ver plano Nº 01).

Su altitud es de 2,440.00 m.s.n.m (rasante del río). De los estudios realizados, opinión de los pobladores de la zona y ubicación para este tipo de proyectos se concluye como la mejor zona para el proyecto desde el punto de vista técnico y económico.

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2.2.2 ACCESO A LA ZONA DEL PROYECTO Se realiza de la siguiente forma (ver plano Nº 01):

Por carretera asfaltada vía Ayacucho – Huanta en total 13.1 Kmts.El acceso a la toma se realiza por varios caminos existentes en el lugar que parten de la carretera, uno justamente por el borde de un huayco seco existente, que conecta con la margen derecha de la bocatoma proyectada de aproximadamente 290 mts, y otro un camino de herradura amplio existente en el kmt 13.1, de fácil transitabilidad que permitirá el ingreso de maquinarias y equipo sin mayor dificultad como podrá verse en el plano de ubicación.

2.2.3 CONDICIONES CLIMATICAS El área del proyecto entra en la definición de zona semi-árida de acuerdo a la pluviometría, con clima templado a cálido por las variaciones de la Tº baja. La temperatura media anual fluctúa alrededor de 15.61 ºC y las oscilaciones no son amplias: los valores extremos medios son de 14.9 ºC y 17.5 ºC.La humedad relativa media en la zona del proyecto oscila entre 48 y 68 %. En la zona de influencia del estudio es fácil distinguir las estaciones bien marcadas, aunque no bien definidas en cuanto a sus límites: Una seca , en la que la participación pluvial y la humedad ambiental son muy bajas y la otra de lluvias, que se distingue por una mayor precipitación que hace que los campos y los cerros áridos y desolados en la época seca, se tornan llenos de verdor por la presencia de vegetación silvestre y de los cultivos de secano.

La estación de lluvias se inicia a mediados de la primavera (noviembre) y se prolonga a lo largo de todo el verano (diciembre a marzo), y parte del otoño (abril). La estación seca continua a la de lluvias y se prolonga hasta el inicio de la próxima estación lluviosa (mayo, junio, julio, agosto, septiembre y octubre). Los meses mas fríos son los de Junio y Julio; y los mas calurosos los de octubre y noviembre, las precipitaciones en época de lluvias llega hasta 113.5 mm (febrero), y en época seca baja hasta 4.4 mm ( Julio).

2.3.0 INFORMACION BASICA 2.3.1 INFORMACON TOPOGRAFICA

2.3.1.1 GENERALIDADES Por existir una información topográfica del área de influencia del

proyecto, definida la posición del eje de la bocatoma a construirse, se requirió verificarse el levantamiento topográfico estableciendo sus redes de apoyo requeridos, previa inspección del terreno.

2.3.1.2 LEVANTAMIENTO TOPOGRAFICOSe realizó el levantamiento planimétrico y altimétrico para la

confección del plano respectivo a curvas de nivel con una equidistancia de 1.0 m del sector donde se construirá la bocatoma a Escala 1:1,000 y detalle del río para la ubicación de la estructura a escala 1:500.

2.3.2 INFORMACION CARTOGRAFICA

Se ha dispuesto de la siguiente información :- Carta Nacional a escala 1/100,000 elaborada por el Instituto Geográfico Militar

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- Planos catastrales a escala 1/25,000, levantadas por la Dirección de Catastro Rural e Ingeniería (Ministerio de Agricultura) , año 1962.

- Mapa Geológico de la zona a escala 1/70,000 que abarca el 90 % de la cuenca en estudio (Chacco), cuyo estudio fue realizado por los consultores y asesores A.S.S.R.L , Junio de 1984.

2.3.3 INFORMACION HIDROMETEOROLOGICA Se recopiló toda la información meteorológica disponible del

departamento de meteorología de la UNSCH – Ayacucho, en lo que respecta a precipitación, temperatura, humedad relativa, con registros bastante aceptables que oscilan de 10 a 15 años.

Los datos de nubosidad, horas de sol, velocidad de los vientos, son poco representativos en su contenido.

El total de las estaciones muestradas son 5, de los cuales se tomaron 3 por razones técnicas.

No existe en la cuenca una estación hidrométrica, habiéndose obtenido solo aforos de unos cuatro meses proporcionados por la ATDR – Ayacucho.

2.4.0 HIDROLOGIA

2.4.1 GENERALIDADES La naturaleza del proyecto obliga al conocimiento de las condiciones que contribuyen a la formación de las aguas por escorrentía superficial, en razón de que permitirá estimar las condiciones de oferta y demanda de agua en la situación actual, permitiendo determinar los caudales mensuales disponibles garantizando de esta manera el caudal de diseño para cubrir la demanda de agua 210 Hás.

2.4.2 CARACTERISTICAS GENERALES DE LA CUENCA 2.4.2.1 UBICACIÓN, LIMITES, EXTENSION

Ubicación.-La cuenca del río Chacco políticamente está ubicado en la

provincia de Huamanga del Departamento de Ayacucho: Geográficamente esta comprendida entre las coordenadas 74º00’ y 74º15’ de latitud Sur y 13º00’ y 13º15’ de Longitud Oeste; forma parte de la cadena de subcuencas de la Gran Cuenca del Río Mantaro; pertenece a la Administración Técnica del distrito de Riego (ATDRA) – Ayacucho.

Límites.-Por el :

Norte : Cuenca del Río Huanta Sur : Cuencas del Río Chanchayllo y Sachabamba Oeste : Cuenca del Río CachiEste : Cuenca del Río Tarabamba y Pampas

Extensión.-La forma de la cuenca del río Chacco, es irregular tendiendo a ser

ovalada y orientada de Sur a Norte, cubriendo una longitud de 53.3 Kmts hasta

16

la confluencia con el Río Cachi, y un ancho máximo de 35.7 Kmts. Tiene una extensión de 1,269.44 Km2. equivalente a 126, 944 Hás ( Plano Nº 03).

2.4.2.2 SISTEMA HIDROGRAFICO El río Chacco, perteneciente al sistema hidrográfico del Río

Cachi tiene sus orígenes en la parte alta de la cuenca, ubicándose esta en las lagunas de Parionaccocha, Huatayccocha, Ccelloccocha, Tinco, Urpay, Yanaccocha , Muyco; cuyas aguas drenan a un colector denominado Río Ocopa , que genéricamente hablando constituye el Río Chacco, el cual está formado por la confluencia de los ríos Yucaes, Huatatas y Alameda ; desde este punto hasta su desembocadura al Río Cachi, recibe el aporte de los numerosos tributarios que nacen de las quebradas de caudal perenne y otros temporales cuyo escurrimiento se produce solo en meses lluviosos. Su recorrido abarca una longitud de 34.4 Kmts en su curso principal y una pendiente de 0.022 (2.2 %).

Se estima en base a las asunciones, un caudal promedio anual de 6.51 m3/seg. (Informe final del proyecto de Irrigación Wayllapampa – Pacaycasa), con fluctuaciones notorias en los meses lluviosos y estiaje estimándose caudales que oscilan entre 27.4 m3/seg y 0.14 m3/seg respectivamente (Ver cuadro Nº 3-1)

2.4.3 DISPONIBILIDAD DEL RECURSO HIDRICO La mayoría de las cuencas de la Sierra Peruana no cuentan con

estaciones hidrométricas (caso de la cuenca del río Chacco), razón por la cual se han estudiado diversas metodologías para la generación de caudales mensuales. Existen métodos indirectos para el cálculo respectivo, pero la complejidad en su aplicación, a una cuneca especifica, crea gran incertidumbre para su confiabilidad dada que la mayoría de las fórmulas ha sido desarrolladas en zonas diferentes a la nuestra.

Para la Generación de los Caudales Mensuales se usará un modelo hidrológico desarrollado por la Misión Alemana Proyecto de Pequeñas y Medianas Irrigaciones, aplicables a las cuencas de la Sierra Peruana mediante el uso de varios parámetros: Precipitación, Temperatura, Evapotranspiración, Ecología, Vegetación, Topografía, Geomorfología. Se tomó la estación de “Pampa del Arco” como referencial, debido a que en la cuenca del río Chacco sólo se han realizado aforos por medio de flotadores y correntómetro durante 04 años en forma alternativa (1,966 -1,999) y (1,986 – 1,987), registros no tan confiables, por el Método y por su corto periodo de registro.

2.4.4 CAUDALES MENSUALES El cálculo del Caudal Mensual Promedio determina la cantidad

disponible del recurso hídrico existente en la cuenca.Para el cálculo de las descargas mensuales promedio se eligió un modelo hidrológico, que se basa en el balance hídrico, consistente en combinar los factores que producen e influyen en formación de dichos caudales; precipitación total mensual sobre la cuenca (P), déficit de escurrimiento (D), gasto de la retención de la cuenca (G) y abastecimiento de la retención (A), que se resume en la siguiente expresión:

CM = P – D + G – A ………….. ( 1 )

17

Donde:CM = Caudal mensual (mm/mes)P = Precipitación total mensual sobre la cuenca (mm/mes)D = Déficit de escurrimiento (mm/mes)G = Gasto de la retención de la cuenca (mm/mes)A = Abastecimiento de la retención (mm/mes)

2.4.4.1 INFORMACION BASICALos criterios e información básica tomada en cuenta para la

generación de caudales mensuales promedio, se resume en el anexo 3-1 y los anexos 3-2 al 3-5.

- Evapotranspiración; La evapotranspiración se determina mediante la fórmula de

Hargreaves (segunda ecuación) :

ETP = 0.0075 x RSM x TF x FA …………….. (2)

RSM = 0.075 x RA x (n/N)½ ........................(3)

FA = 1.00 + 0.06 AL ........................(4)Donde :ETP =Evapotranspiración potencial anual (mm/año)RSM = Componente de la radiación solar mediaTF = Componente de la Tº media anual (ºF)FA = Coeficiente de corrección por elevaciónRA = Radiación extraterrestre (mm/agua /año), según tablas para cada mes de acuerdo a su latitud y Hemisferio(n/N) = S = Relación entre insolación actual y posible % = 50 % (estimación sobre

base de registros)AL = Elevación media de la cuenca (3,461.74 m.s.n.m)

Cálculos:- Determinación de la componente de la radiación (RSM) :RSM = 0.075 x 440.79 mm/mes x 70.12½ x 12 meses/1 añoRSM = 3,321.97 mm/año

- Determinación del coeficiente de corrección por elevación (FA) :FA = 1.0 + 0.06 ALFA = 1.0 +0.06 (3,461.74)= 1.21

- Determinación de la ETP, para la cuenca se tiene:

ETP = 0.0075 x 3,321.97 mm/año x 52.52 ºF x 1.21ETP = 1,583.31 mm/año

En el anexo Nº 3-6, se resume el cálculo el cálculo de la evapotranspiración potencial por el método de Hargreaves.

- Registros hidrométricos y precipitación.-

18

La cuenca solo posee registros hidrométricos (Estación puente Chacco) de los caudales diarios de dos años en forma alternada mensualmente (1,966-1,967 y 1,986 – 1,987), obteniéndose de ellos los caudales promedio mensuales. El anexo Nº 3-7 registra los valores de la precipitación pluvial para los mismos años de la estación referencial de “Pampa del Arco”.El anexo Nº 3-8 presenta los caudales mensuales convertidos en láminas de agua (mm/mes), comparativamente con la precipitación y precipitación efectiva a lámina de agua (mm/mes). Los datos obtenidos presentan valores distorsionados con precipitaciones mas bajas que los caudales aforados en mm/mes; podría explicarse esta inconsistencia por alguna situación especial de “Pampa del Arco” (microclima).

- Coeficiente de escorrentía ( C ) .-Fue calculado por el método de L.Turc, en función del déficit de

escorrentía, precipitación promedio y temperatura media, para la cuenca se encontró un coeficiente de escorrentía de 0.26 (Estudio definitivo del Proyecto de irrigación Wayllapampa – Pacaycasa).

- Precipitación efectiva (PE) .-Se calcula en base a una ecuación polinómica de quinto grado :

PE = bo + b1 p¹ + b2 p² + b3 p³ + b4 p4 + b5p5 ………(5) Donde :PE = Precipitación efectiva (mm/mes)P = Precipitación total mensual de la estación referencial “Pampa del Arco” (mm/mes)bi = Coeficiente de polinomio

En el cálculo de los coeficientes bi, se aplica el juego de valores del anexo Nº 3-9, tomándose los datos de la curva III, multiplicando la precipitación total mensual por los coeficientes bo hasta b5, se determinó la precipitación efectiva en el sentido hidrológico que causa la escorrentía, cuyos resultados se muestran en el cuadro 3-1.

- Coeficiente de agotamiento (A) .-En la literatura hidrológica se encuentra cuatro ecuaciones que

definen el coeficiente de agotamiento, para diferentes tipos de cuencas, clasificadas de la manera siguiente: Agotamiento muy rápido, rápido, mediano y reducido. Las características del clima, vegetación y ecología ubican a la cuenca en el tipo mediano, cuya ecuación está dada por la siguiente expresión:

a = -0.00252 x ln (AR) + 0.026 ………(6)

Donde :a = Coeficiente de agotamiento por día AR = Área de recepción de la cuenca (1,269.44 Km2)Para la cuenca se obtuvo:

a = 0.010 (agotamiento mediano)

Según los registros de precipitación, la estación seca empieza en el mes de abril y termina en el mes de octubre (Cuadro Nº 3-1)

- Almacenamiento Hídrico ( R ) .-

19

En la cuenca se encuentra almacenes naturales que producen la oferta de la retención, entre los mas importantes tenemos a: Pantanos y lagunas, la extensión de los almacenamientos naturales, se han cuantificado de la carta nacional E: 1/100,000. Los volúmenes de almacenamiento son transformados a una lámina de agua distribuida uniformemente sobre toda la cuenca, el resultado indica la retención total para el año promedio en mm/año, que debe ser igual al gasto total durante la estación seca y al abastecimiento durante la estación lluviosa. El área aproximada de lagunas y pantanos es de 5.93 Km2, con una lámina de agua promedio de aproximadamente de 500 mm, equivalente a 2.965 x E-6 m3, encontrando por otro lado acuíferos potenciales ; que en mm /año para la cuenca total será :

6 2.965 x 10 m³

R = ---------------------------------------- = 0.00229 m 6

1,269.44 km² x 1x10 m² / 1.0 km²

Es decir: Almacenamiento hídrico (R) = 2.29 mm/año

- Retención de la cuenca ( Ri ) .-Formada por la lámina de agua contenida en los almacenes

naturales: lagunas y pantanos. Por definición la retención de la cuenca (Ri) debe ser igual al almacenamiento hídrico (2.29 mm/año).

Los parámetros que relacionan este concepto están dados por las siguientes expresiones :

Ri = CMi – Pei ……………… ( 7 )

CMi = PEi + Gi – Ai ……………… ( 8 )

Donde : Ri = Retención de la cuenca ( mm/mes)CMi = Caudal mensual (mm/mes)PEi = Precipitación efectiva mensual (mm/mes)Gi = Gasto de la Retención (mm/mes)Ai = Abastecimiento de la retención (mm/mes)

La precipitación promedio tomada en cuenta para la Generación de Caudales Mensuales (Cuadro Nº 3-1) es la correspondiente a la estación referencial de “Pampa de Arco”, cuyos datos figuran en el anexo 3-7 que cubre un periodo de Registro de 15 años.

- Gasto de la Retención ( Gi ) .-Calculado a partir del coeficiente de agotamiento (a), para un

periodo de 30 años, se obtiene la relación siguiente : - a x 30

gi = e ……………… ( 9 )Donde : gi = Relación entre el caudal del mes actual y anterior a = Coeficiente de agotamiento (0.010, agotamiento mediano)

20

Luego para la Cuenca se tiene : - 0.010 x 30

gi = e = 0.741 (abril) = go

Se ha tomado abril (go) como el mes de inicio de agotamiento, periodo que se prolongo hasta septiembre.

En el cálculo de gi, para los meses consecutivos ( Cuadro Nº 3-1), se aplica la siguiente expresión :

ngi = ( go )

Donde : go = Es el gasto de la retención del mes de inicio (abril) y “n” es una potencia cuyo

valor corresponde al número de orden del mes de la estación seca a partir de su inicio.

Para el cálculo de Gi , de los meses de la estación seca se aplica la siguiente expresión : n

Gi = Ri x ( go ) / go ………………(10)

Donde : Gi = Gasto mensual de la retención (mm/mes), resultados en Cuadro 3-1 Ri = Retención de la cuenca (mm/mes)

- Abastecimiento de la Retención ( Ai ) .-La lámina de agua en retención que entra en la cuenca se produce

en la estación mas lluviosa (noviembre a marzo), especialmente uniforme para la cuenca de la Sierra del Perú, sin embargo se observan que en cuencas con características climáticas diferentes presentan pequeñas modificaciones en su comienzo y final, así como también los porcentajes en cada mes .

Para la cuenca del Río Chacco, de acuerdo con el estudio climatológico y ecológico, se concluye que el 25 % de la retención ocurre en el mes de noviembre, un 15 % en diciembre y Enero, un 40 y 20 % en febrero y marzo respectivamente (Cuadro Nº 3-1). Estos porcentajes son los coeficientes de abastecimiento ai.

Cabe mencionar que la lámina de agua Ai que entra en la reserva de la cuenca, se muestra en forma de déficit mensual y se calcula mediante la ecuación:

Ai = ai x Ri / 100 ……………..… (11)

Donde : Ai = Abastecimiento de la Retención mensual (mm/mes)ai = Coeficiente de abastecimiento en %Ri = Retención de la cuenca (mm/año)

El cuadro 3-1, muestra los resultados obtenidos para Ai.

2.4.4.2 CALCULO DEL CAUDAL MENSUAL PROMEDIO

21

La lámina de agua que corresponde al Caudal Mensual para el año promedio se calcula según la ecuación básica del balance hídrico a partir de los componentes descritos anteriormente; se aplica la siguiente expresión:

CMi = PEi + Gi – Ai

El Cuadro Nº 3-1; muestra los resultados obtenidos en cuanto a caudales mensuales generados para el año promedio: No se ha generado los caudales mensuales para periodos extendidos, debido a que no existen registros históricos los cuales servirían para calibrar el modelo .Los caudales promedio generados alcanzan un valor máximo en el mes de Febrero con el 27.4 m3/seg, mientras que para el mes de Julio su valor es mínimo con 0.14 m3/seg; Estos valores guardan cierta relación con los valores calculados por la regresión triple localizándose en el mes de Febrero el valor alto con 27.5 m3/seg. y el valor mínimo en el mes de Julio con 0.14 m3/seg. (Fuente: Estudio Definitivo del Proyecto de Irrigación Wayllapampa – Pacaycasa).

2.4.4.3 CAUDAL MAXIMO DE DISEÑO 2.4.4.3.1 GENERALIDADES

Para el diseño de las obras de captación, uno de los datos importantes es el caudal de la máxima avenida para el periodo de diseño. Estas avenidas causan una serie de problemas a las localidades ribereñas cuando no son controladas, también pueden causar daños a las estructuras de control, conducción y almacenamiento, cuando las dimensiones de éstas son inferiores a las que correspondieran a dicha descarga máxima.

2.4.4.3.2 DETERMINACION DEL CAUDAL MAXIMO Al no contar la cuenca del Río Chacco con ninguna

estación de Registro de escorrentía, existiendo solamente registros alternados para años diferentes en forma mensual y por el método de flotadores y correntómetro, la determinación de la descarga máxima se hizo mediante el Método Área – Pendiente en el punto de captación de la toma aguas abajo del Puente Chacco.

2/3Q = A x V ; V=1/n x R x S½ ; R = A/P

Donde : A = Área del cause en el lugar de la toma (45 m2)V = Velocidad media de la sección en m/seg. ?R = Radio Hidráulico en m (1.5 m)Pm = Perímetro mojado en m.(30 m)S = Pendiente m/m ( 2.2 %) n = Coeficiente de rugosidad (0.061) Qm = Caudal máximo en m3/seg. Reemplazando valores se tiene que:

2/3 V =1/0.061 x (1.5) x (0.022)½ = 3.19 m/seg

Qm = 45 m2 x 3.19 m/seg. = 143.55 m3/segEl caudal obtenido por este procedimiento da una estimación aproximada de las posibles máximas avenidas, así mismo podría asegurar de la ocurrencia de esta.

22

Por la ecuación que relaciona periodo de retorno se tiene : -n m x A

Q t = ( C1 + C2 ) x log T x A …………………… (12) Donde :

Q t = Avenida con periodo de retorno (m3/seg.)C1 y C2 = Coeficiente escala adicional (C1=0.18; C2=0.31 para

condiciones de Sierra Central)T (años) = Periodo de retorno como variable (5,10,20,25,50,75, 100 años)A = Área de influencia como variable en Km2 (297 Km2)m y n = Exponente adicional ( m = 1.24 ; n = 0.04 )

Luego tenemos: -0.04

1.24x297Q t5 = (0.18+0.31) x log 5 x 297

Q t5 = 94.70 = 95.0 m3/seg.

Años ( Tr )

Q (m3/seg)

Q t (5) 95.00Q t (10) 135.00Q t (15) 159.00Q t (20) 176.00Q t (25) 189.00Q t (50) 230.00Q t (100) 271.00

2.4.4.3.3 FRECUENCIA DE DISEÑO Para determinar la frecuencia de diseño, se ha basado en

criterios de naturaleza técnica y económica que guardan relación con el riesgo hidráulico.Según Tonini D. (Referencia 20) y para nuestro caso donde se sirve a una extensión mediana y su falla daría lugar a pérdidas económicas considerables se ha adoptado para el diseño de las diversas estructuras hidráulicas una frecuencia Tr = 50 años para un Q máximo de 230 m3/seg.

2.5.0 CALCULO DE LA DEMANDA DE AGUA PARA LOS CULTIVOS Y OBTENCION DELCAUDAL DE CAPTACION 2.5.1 GENERALIDADES

En vista de que la zona del proyecto está basada en la irrigación de las áreas que presentan potencialmente esa aptitud, es importante determinar la demanda de agua de los cultivos considerados dentro del proyecto para cubrir satisfactoriamente su consumo, en forma eficiente y adecuada.

2.5.1.1 FUNDAMENTACION DE REQUERIMIENTO DE AGUA

PARA LOS CULTIVOS

23

El requerimiento de agua (RA) de los cultivos según (Hargreaves, George H , Referencia 10) viene a ser el consumo de agua por transpiración (ET) que realizan las plantas. Por consiguiente: RA = ET = Agua transpirada por las plantas mas agua evaporada de la superficie del suelo.

A la ET que se realiza en condiciones naturales, cualquiera que sea el contenido de humedad del suelo, el tamaño de la planta, color de las plantas, frecuencia de riego, cantidad de agua aplicada, etc. Se le conoce como Evapotranspiración Actual (ETA). A la ET que se produce en un área cubierta totalmente de plantas pequeñas y verdes (generalmente un grass o planta gramínea de porte pequeño o que se le deja corto) en estado activo de crecimiento y con una provisión adecuada y continua de humedad, se le conoce con el nombre de Evapotranspiración Potencial (ETP) y su magnitud depende del poder evaporante de la atmósfera es decir del clima.

Si no se sabe la cantidad correspondiente a la ETA es difícil saber si se riega con mucha o poco agua o con la cantidad correcta para obtener una cosecha satisfactoriamente.Cuando se riega un cultivo, parte del agua es aprovechada por la planta, lo cual corresponde a la ETA y parte del agua se puede perder por escurrimiento superficial fuera del campo y por percolación profunda en que el agua desciende mas debajo de la zona efectiva de raíces. De aquí que cuando se riega hay que calcular la cantidad de agua de riego o dotación de agua (Da) o requerimiento de riego (RR) considerando la eficiencia de aplicación del agua (Ea), para evitar o reducir al mínimo las pérdidas de agua.

La Ea es la relación entre la cantidad de agua que se almacena en la zona efectiva de raíces al realizarse el riego y la cantidad de agua que se entregó al campo de cultivo en su cabecera.

El valor de la Ea depende mucho del cuidado que tiene el regador al regar, del método de riego y de la nivelación del campo. Cuando se riega por surcos se procura que sea por lo menos de 50 % y riego por melgas 60 %.

2.5.1.2 DETERMINACION DEL USO CONSUNTIVO MENSUAL La evapotranspiración de los cultivos, se han determinado

utilizando los datos climatológicos de las estaciones meteorológicas de “Pampa del Arco” y de Wayllapampa y no encontrando diferencia significativa alguna estadísticamente en el cálculo de la ETP en las dos estaciones por el Método de HARGREAVES, método que seleccionamos para el presente caso por ser desarrolladas en las tres regiones del País, se ha optado por tomar los valores mensuales de la ETP de la Estación meteorológica de Wayllapampa.

Método de HARGREAVES :El Método de Hargreaves permite calcular la evapotranspiración potencial mensual en función de la Tº media, la Hº relativa media del lugar, la duración del día dependiente de la latitud, coeficientes para diferentes ajustes y un factor rector de corrección, últimamente el autor ha introducido factores adicionales de corrección a la fórmula y una tabla que incluye el coeficiente del MF para tener en cuenta el efecto del cultivo.

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Este Método de Hargreaves, es aplicable en las tres regiones del país, con énfasis en la Región Sierra del país, porque según se ha comprobado con la aplicación de los diferentes métodos como BLANNEY-CRIDLE modificado, Cristianzen, Penman Modificado; Thornpwhite, con el empleo de la información Meteorológica de la Estación “Pampa del Arco”, el que mas se ajusta a los datos mensuales de evaporización del tanque ha sido el Método de Hargreaves.

Las fórmulas empleadas para calcular la evapotranspiración potencial son las siguientes (primera ecuación desarrollada por Hargreaves, 1975):

ETP = MF x CH x T x CE ………….. (13)

CE = 1.0 + 0.04 E/2000 ………….. (14)

ºF = 9/5ºC +32 ………….. (15)Donde :ETP = Evapotranspiración Potencial en mm/mesMF = Factor que depende de la latitud y del mes (Tabla Nº 5; Boletín

Técnico Nº 32 Ministerio de Agricultura, 1986,)

T = Tº media mensual expresada en ºFCH = Factor de corrección por humedad relativa; cuando la HR es mayor

del 64 % el valor de CH se determina por :

CH = 0.166(100-HRx)½ ………….. (16)

HRx = Humedad relativa media mensual Cuando la HR es menor de 64 % el valor de CH es igual a 1.00

E = Elevación sobre el nivel del mar en metrosCE = Coeficiente de corrección por Elevación

Los resultados obtenidos por este método, se resume en los Anexos Nºs 3-10 y 3-11.

2.5.1.3 EFICIENCIA DE APLICACIÓN, SEGÚN CEDULA DE CULTIVO PROPUESTA Para mantener un contenido de aire suficiente en el suelo se aplica

usualmente el agua de las parcelas a intervalos regulares; la humedad del suelo se repone cuando ha disminuido a tal extremo que la evapotranspiración comienza a diferir sustancialmente de su valor potencial. Por tal motivo se ha procedido a asumir las eficiencias de riego “con Proyecto” para los diferentes cultivos de acuerdo a la propuesta.

Para los cultivos que se siembran generalmente en surcos, la eficiencia de riego que actualmente ha sido asumida en 45 % es susceptible de aumentar con un mejor manejo de recurso agua, una nivelación apropiada de los terrenos y un diseño técnico de del espaciamiento y longitud de los surcos o melgas hasta 50 %.

25

Como una comprobación de los resultados obtenidos de la eficiencia de aplicación de los cultivos, se cita el Análisis y Evaluación de las eficiencias de riego que se obtienen en proyectos de irrigación, contenidos en la referencia “ON IRRIGATION EFFICIENCIES”, MG y I. Nugteren Internacional Institute For Land Reclamation and improvement /ILRI . Publicación 19 Wageningen,1974. Los valores de eficiencia de aplicación, con respecto al tipo del suelo varia desde 60 % para texturas gruesas hasta 50 % para texturas finas, los resultados así obtenidos están basados en datos de 26 áreas con irrigación y 18 áreas con riego intermitente.

2.5.1.4 DEMANDA DE AGUA POR CULTIVOLa cuantificación de las demandas del agua del proyecto de

irrigación Wayllapampa – Pacaycasa ha sido realizada en base a la cédula de cultivo y a los requerimientos individuales de cada uno de estos. Para tal efecto, se ha utilizado una fórmula que relaciona las características meteorológicas de la zona con el uso consuntivo de los cultivos, y se ha hecho intervenir los factores relativos a la eficiencia de aplicación del agua, obteniendo de esta forma los datos reales o prácticos que deberán ser usados “Con proyecto”El procedimiento seguido para la determinación de las demandas de agua ha sido el siguiente.Se ha establecido la cédula de cultivos que se presentan en los anexos Nº 3-12,

3-12A, 3-12B y 3-12C. 2. Se ha utilizado los valores de evapotranspiración potencial mensual del

anexo Nº 3-11.3. Para cada cultivo, se ha determinado el uso consuntivo multiplicando el

valor de evapotranspiración potencial por el factor Kc de cultivos, según el mes considerado y de acuerdo a la cédula de cultivos propuesta ver anexos Nºs 3-13 y 3-13 A.

4. En función de las eficiencias de riego “Con Proyecto” asumidas se obtuvo la demanda real por cultivo, mediante la división de la diferencia de la evapotranspiración real menos la precipitación efectiva entre la eficiencia de riego respectiva.Los resultados así obtenidos de demandas unitarias para cada cultivo en m3/Há, por mes y por año, se muestran en el Anexo Nº 3-14 y los totales a utilizar por campaña agrícola se señalan en el anexo Nº 3-15.El análisis de estos resultados permite señalar al cultivo de alfalfa, como el de mayor demanda de agua con requerimiento de 17,449 m3/seg.

2.5.1.4.1 CEDULA DE CULTIVO PROPUESTA PARA EL AREA DE EXPANSION PROYECTADA.-

La cédula de cultivo que se proponen para la zona del proyecto son especies que tradicionalmente han demostrado su adaptabilidad al clima imperante y que la misma población se ha familiarizado (preferencia del agricultor) con sus labores culturales tradicionales, entonces se pretende mejorar con una agricultura de riego basada en los cultivos de papa, maíz, trigo, cebda, arveja, alfalfa, hortalizas, frutales, además ha sido seleccionada teniendo en cuenta los siguientes criterios: Uso actual de los suelos, capacidad de uso de los suelos, rentabilidad, área irrigable, nivel tecnológico, mercado y productos deficitarios.

26

Debido a que existen diferencias topográficas y de explotación entre el fundo Wayllapampa y Pacaycasa se propone dos cédulas de cultivo para cada una (Cuadro 3-2).

2.5.1.4.2 DEMANDA ACTUAL Y DETERMINACION DE LOS MODULOS MAXIMOS DE RIEGO DE ACUERDO A LA CEDULA DE CULTIVOS PROPUESTA PARA EL PROYECTO DE IRRIGACION WAYLLAPAMPA – PACAYCASAEn base a la cédula actual de cultivo del Proyecto de

Irrigación Wayllapampa – Pacaycasa, se cuantificaron sus requerimientos de riego mensuales, presentándose la información completas en el Cuadro Nº 3-2 para el cálculo de los parámetros auxiliares respectivos (Evapotranspiración potencial, anexo 3-11; Coeficiente Kc de los cultivos Anexos Nºs 3-13 y 3-13A y precipitación efectiva al 75 %), se utilizó la metodología aplicada por la FAO.

El análisis del cuadro Nº 3-2, permite visualizar que el máximo requerimiento teórico (demanda bruta) alcanza a 14,438.40 m3/Há alcanzando la máxima demanda unitaria de 0.85 lts/seg/Há en el mes de Mayo, y el máximo módulo de riego promedio de 0.67 lts/seg./Há en el mes de agosto; el cual servirá para el diseño de la infraestructura de riego para la zona en estudio.

El requerimiento de riego total anual, para 210 Hás es de 3’127,364 m3; el mismo cuadro presenta el balance hídrico de disponibilidad (Q75) Vs Requerimientos, en los que se incluye el consumo promedio de agua potable para el Centro de Servicios Agropecuarios para el fundo, balance que muestra que las actuales demandas son satisfechas ampliamente por los caudales del Río Chacco.

2.5.1.4.3 OBTENCION DEL CAUDAL DE DERIVACION Del Cuadro Nº 3-2 “Demanda de agua y Módulos de

Riego para el área abastecida por el canal proyectado Wayllapampa – Pacaycasa”, en el mes de agosto se presenta el máximo módulo de riego promedio con 0.67 lts/seg/Há; este factor multiplicado por el área a irrigar que es de 210 Hás se obtiene el caudal de derivación que será de :

Q derivación = 0.67 lt/seg/Há x 210 Hás = 141.00 lts/seg.

El requerimiento de agua potable considerado para la Granja Agropecuaria es de 50 m3 /día (Proyecto CEDOIN Wayllapampa) equivalente a 0.58 lts/seg. que incrementado al Q de derivación hacen un total de :

Q derivación = 141 +0.58 = 141.58 Lts/seg.

Se asume para el diseño considerando pérdidas por conducción y evaporación de:

Q derivación = 200 Lts/seg.

27

CAPITULO III

ESTUDIO GEOTECNICO

3.1 ESTUDIO DE MECÁNICA DE SUELOS

3.1.1 OBJETIVOS Y ALCANCES

El presente Estudio Técnico, tiene por objetivo realizar las

investigaciones en el terreno de fundación del Proyecto “Estudio

Geotécnico para el Diseño Hidráulico y Estructural de la Bocatoma del

Río Chacco”, a fin de determinar sus condiciones físico-mecánicas de

cimentación.

El referido Proyecto, está destinado a la construcción de una Bocatoma

de tipo barraje mixto, de 40 mts. de longitud sobre el río Chacco, ubicada

a 800 mts. hacia aguas abajo del puente que lleva el mismo nombre. Esta

obra permitirá desviar un volumen apreciable de agua por el extremo

derecho de la bocatoma, en beneficio de la agricultura de un sector del

Fundo Wayllapampa y de la comunidad de Pacaycasa .

3.1.2 ASPECTOS GENERALES

El terreno motivo del estudio, presenta la siguiente ubicación:

− Cuenca : Río Chacco

− Lugar : Chacco

− Distrito : Quinua

− Provincia : Huamanga

− Departamento : Ayacucho.

El clima del área investigada es cálido y húmedo. Las temperaturas

extremas oscilan entre 14.9ºC y 17.5ºC, pudiendo llegar hasta 23ºC en

30

los días más calurosos. El sol se hace presente durante casi todo el año.

Entre los meses de Enero y Marzo el periodo de lluvias se presenta con

mayor intensidad; siendo los meses más despejados los comprendidos

entre Mayo y Octubre. En este periodo las noches son más templadas

como consecuencia de los cielos despejados.

El área investigada está ubicada en una altitud aproximada de 2,440

m.s.n.m, en el paraje denominado como Bocatoma Chacco.

3.1.3 ESTUDIO HIDROLÓGICO E HIDRÁULICO

El presente estudio se ha efectuado también con la finalidad de

determinar los parámetros del diseño hidrológico e hidráulico,

constituido por trabajos de campo y gabinete, los cuales se describe a

continuación:

Trabajos de Campo

- Se ha realizado la exploración de la cuenca con la ayuda de la

Carta Nacional (Plano Nº 03) para determinar el área motivo de la

presente investigación.

- Se hizo el recabado de los datos de precipitación mm/mes de un

promedio de 10-15 años, para determinar mediante las metodologías

indicadas, el caudal máximo que servirá para lograr el caudal máximo de

la avenida, finalmente la altura de la subestructura que se requiera para

salvar las depresiones.

- Se ha determinado el eje del río con el siguiente criterio: ubicación del

tramo más corto, cauce definido, evitando ubicar el eje de la bocatoma en

la parte sinuosa del cauce, área de pendiente suave, etc.

- Una vez determinado el eje de la bocatoma, bajo las condiciones

indicadas se procedió a determinar el nivel de aguas máximas, con las

evidencias o huellas dejadas por las avenidas extraordinarias, como

también se tomó en cuenta las evidencias vertidas por los beneficiarios

quienes indicaron los niveles que alcanzó el caudal durante las avenidas

máximas extraordinarios.

- Luego se procedió en seccionar el eje, con la finalidad de determinar la

sección hidráulica de NAMI y NAME a priori.

31

3.1.4 INVESTIGACIONES DE CAMPO

3.1.4.1 EXCAVACIÓN DE CALICATAS.-

Para el reconocimiento real de las propiedades físico-mecánicas

del terreno de fundación, se han excavado 02 calicatas (Norma

Técnica ASTM D–420), adecuadamente ubicadas en el eje de la

bocatoma (margen derecha e izquierda), las que permitieron

también realizar algunos ensayos in-situ, así como la toma de

muestras para su respectivo análisis. Las calicatas excavadas se

indican:

Calicata Profundidad Margen Ubicación

C-1 3.00 mts. Derecho Extremo Derecho Bocatoma

C-2 3.00 mts. Izquierdo Extremo Izquierdo Bocatoma

La estratigrafía del terreno de fundación no varía en profundidad,

es decir que se trata de un suelo fluvio-aluvial de característica

conglomerádica, con grandes bolonerías de roca que llegan a 0.80

mts. de diámetro. Sin embargo, se han excavado hasta alcanzar

3.00 mts. de profundidad con respecto al nivel actual de la

superficie del terreno, encontrándose el mismo tipo de suelo

granular. Se aclara, que con fines de cimentación de la bocatoma

de 40 mts. de longitud, se profundizó la excavación con la ayuda

de herramientas convencionales.

3.1.4.2 MUESTREO Y REGISTRO DE EXCAVACIONES.-

Identificada la estratigrafía del terreno de fundación, en las

calicatas excavadas, se procedió a la toma de muestras alteradas

(Tipo de muestra, Mab; Forma de obtener, en bolsas plásticas) e

inalteradas (Tipo de muestra, Mib; Forma de obtener, en bloques),

para su respectiva identificación en el Laboratorio de Mecánica de

Suelos, a través de la determinación de sus propiedades físico-

mecánicas.

Previo al proceso del muestreo, se elaboró el registro de la

excavación indicando las principales características de la

32

secuencia de los estratos (Descripción visual de suelos, Norma

ASTM D-2487).

3.1.5 ENSAYOS DE LABORATORIO

Los ensayos que han permitido identificar las propiedades físico-

mecánicas del terreno de fundación o suelo de cimentación de la

bocatoma (Estrato M-1), fueron realizados en el Laboratorio de

Mecánica de Suelos de Ingeniería Geotécnica P&A y la Universidad

Nacional de Huamanga, siendo los siguientes:

3.1.5.1 ENSAYOS STANDARD.-

- Análisis Granulométrico por Tamizado ASTM D-422

- Límite Líquido ASTM D-4318

- Límite Plástico ASTM D-4318

- Contenido de humedad natural ASTM D-2216-84

- Clasificación SUCS ASTM D-2487

- Clasificación AASHTO ASTM D-3282

3.1.5.2 ENSAYOS ESPECIALES.-

- Corte Directo ASTM D-3080

- Contenido de sales totales del suelo BS1377-Parte 3

3.1.6 RESULTADOS DE LOS ENSAYOS IN-SITU Y DE LABORATORIO

3.1.6.1 DENSIDAD NATURAL DEL SUELO DE CIMENTACIÓN.-

Para la determinación de la densidad natural del terreno de

fundación de la bocatoma de tipo barraje mixto, se realizaron pruebas por

el método del cono de arena de acuerdo a la Norma ASTM D-1556, en el

estrato M-1 de la calicata C-1 (Margen derecho) y C-2 (Margen

izquierdo), obteniéndose los siguientes resultados:

γH = 1.85 gr/cm3 ⇒ Margen Derecho

γH = 1.88 gr/cm3 ⇒ Margen Izquierdo

Resultados que servirán en el cálculo de las capacidades portantes

admisibles del terreno de fundación de la bocatoma.

33

3.1.6.2 RESULTADOS DE LOS ENSAYOS DE LABORATORIO.-

A partir del análisis Granulométrico por Tamizado, ensayos de

Límite Liquido y Límite Plástico, se ha logrado determinar la

clasificación de suelos según SUCS y AASHTO. Además se tiene los

resultados de los ensayos de Corte Directo:

Margen Derech a

Angulo de fricción interna (º)..........................................37º

Cohesión (Kg/cm2).......................................................... C = 0

Margen Izquierdo

Angulo de fricción interna (º) .........................................φ = 37º

Cohesión (Kg/cm2).............................................................. C = 0

3.1.7 PERFILES ESTRATIGRÁFICOS

El perfil estratigráfico está destinado a identificar la secuencia vertical de

los estratos, hasta una profundidad conveniente, que complementado con

los resultados de los ensayos de laboratorio de suelos, nos permite contar

con un reconocimiento real del terreno de fundación, así como también su

secuencia horizontal. Se adjuntan el registro de excavación de cada

calicata.

3.1.8 DESCRIPCIÓN DE LA CONFORMACIÓN DEL SUBSUELO DEL

ÁREA EN ESTUDIO

El terreno de fundación motivo del estudio, presenta la siguiente

secuencia estratigráfica vertical:

Margen Derecho (Calicata C-1)

Estrato M-0 (0.00 – 0.30) mts.

Es la cobertura superficial, constituida por un material de relleno reciente,

de aspecto granular.

Estrato M-1 (0.30 – 3.00) mts.

Es el estrato de cimentación, constituido por un suelo natural gravoso

"GP", que se encuentra en estado semicompacto. Son sedimentos fluvio-

34

aluviales, de característica conglomerádica, con bolonerías de roca que

llegan hasta 0.60 mts. de diámetro. Como terreno de fundación, presenta

buenas condiciones de cimentación. Está ubicado en una terraza baja

ligeramente horizontal.

Margen Izquierdo (Calicata C-2)

Estrato M-0 (0.00 – 0.30)mts.

Cobertura superficial, constituida también por un material de relleno

reciente, de aspecto granular.

Estrato M-1 (0.30 – 3.00)mts.

Estrato de cimentación, constituido por un suelo natural gravoso "GP",

que se encuentra en estado semicompacto. Así mismo, son sedimentos

fluvio-aluviales, de característica conglomerádica, con bolonerías de roca

que llegan hasta 0.80 mts. de diámetro. Como terreno de fundación,

presenta buenas condiciones de cimentación. Está ubicado en una terraza

baja ligeramente horizontal.

3.1.9 CONDICIONES GEOTÉCNICAS.-

Por las investigaciones realizadas en campo y laboratorio, se concluye

que el área destinada para la cimentación de la bocatoma, está constituida por un

suelo natural del tipo gravoso “GP” de característica conglomerádica, que se

encuentra en estado semicompacto. Presentan bolonerías o fragmentos de

grandes magnitudes, que dan una mayor consistencia al área en estudio, los

mismos que se encuentran en una matriz de cantos rodados y arena.

3.1.10 ANÁLISIS DE LA CIMENTACIÓN

3.1.10.1 TIPO Y PROFUNDIDAD DE CIMENTACIÓN.-

Por los resultados de los ensayos de laboratorio de Mecánica de

Suelos, trabajos de campo, descripción de los perfiles estratigráficos y teniendo en

consideración las características estructurales del Proyecto, se concluye que las

cimentaciones serán superficiales del tipo cimiento corrido, desplantados en suelo

natural gravoso “GP”, que se encuentra en estado semicompacto, a la profundidad

mínima de 1.80 mts. medida a partir del nivel actual de la superficie del terreno.

3.1.10.2 CÁLCULO DE LA CAPACIDAD PORTANTE.-

35

Para la determinación de la capacidad de carga portante del

suelo de cimentación de la bocatoma, se han considerado características físicas

propias de cada área, obtenidas a través de sus calicatas.

El cálculo se ha efectuado con la fórmula de Terzaghi. Teniendo en cuenta que

el cause del río podría ser erosionable en periodos lluviosos, fenómeno que

podría afectar a la compacidad del sub-suelo, se ha considerado utilizar la

fórmula para el caso de “Falla Local” que se traduce con la siguiente fórmula:

Donde:

q adm. = Capacidad de carga admisible (Kg/cm2)

c = Cohesión (Kg/cm2)

γ = Densidad natural del suelo ( gr/cm3)

Df = Profundidad de la cimentación (m.)

B = Ancho de la zapata (m.)

N′c, N′q, N′γ = Coeficientes de capacidad de carga en

función de φ

FS = Factor de seguridad

φ = Angulo de Fricción Interna

Al área de la Calicata C-1 (Margen derecho), le corresponde:

Densidad natural del suelo húmedo (grs/cm3): γh = 1.85

Densidad del suelo seco (grs/cm3) : γs = 1.74

Angulo de fricción interna : φ = 37º

Cohesión (Kg/cm2) : c = 0

Profundidad de cimentación (m.) : Df = 1.80

Ancho de la zapata (m.) : B = 3.60

Factor de seguridad : FS = 3

Con los que se obtiene la siguiente capacidad portante admisible:

q′adm = 1 ( 2

c N′c + γ Df N′q + 0.4 γ B N′γ ) FS 3

36

1

q adm. = ------- ( c Nc + γ Df Nq + 0.4 γ B Nγ ) FS

Q′adm. = 2.06 Kg/cm2

Al área de la Calicata C-2 (Margen izquierdo), le

corresponde:

Densidad natural del suelo húmedo (grs/cm3): γh = 1.88

Densidad del suelo seco (grs/cm3) : γs = 1.76

Angulo de fricción interna : φ = 37º

Cohesión (Kg/cm2) : c = 0

Profundidad de cimentación (m.) : Df = 1.80

Ancho de la zapata (m.) : B = 3.60

Factor de seguridad : FS = 3

Con los que se obtiene la siguiente capacidad portante admisible:

q′adm. = 2.08 Kg/cm2

Resumiendo se tiene los siguientes resultados:

Calicata Estrato Margen Df (m.) B (m.) q′adm. (Kg/cm2)

C-1 M-1 Derecho 1.80 3.60 2.06

C-2 M-1 Izquierdo 1.80 3.60 2.08

Recomendándose, diseñar las estructuras de cimentación de la

bocatoma con la menor de las capacidades portantes calculadas,

ya que están afectos a un factor de seguridad igual a 3. Además el

terreno de fundación presenta una característica granular o

conglomerádica.

3.1.10.3 CÁLCULO DE ASENTAMIENTOS.-

Como el nivel de cimentación de la bocatoma, está apoyado en

un suelo gravoso semicompacto, las deformaciones de las

cimentaciones para la presión de contacto anterior serán mínimas.

Sin embargo, debido a las condiciones de densificación por

acciones dinámicas o por acción de cargas impuestas en el

37

proceso constructivo, se llega a concluir de reforzar la estructura

con armadura mínima para absorber los posibles asentamientos.

3.2 GEOLOGÍA Y SISMICIDAD EN EL ÁREA DE ESTUDIO

3.2.1 ANTECEDENTES GEOLÓGICOS

Los rasgos geomorfológicos están determinados por dos montañas entre

las que se encuentra la cuenca hidrográfica del río Chacco, que al

discurrir a través de los tiempos geológicos ha modelado una quebrada

de moderada pendiente.

El área de la investigación, está constituido fundamentalmente por el tufo

volcánico, la misma que se encuentra cubierta por sedimentos

cuaternarios fluvio-aluviales, de característica conglomerádica, con

presencia de grandes bolonerías de roca que llegan hasta 0.80 mts. de

diámetro.

3.2.2 GEODINÁMICA EXTERNA

En el área de la investigación, no se observan signos de los

efectos geodinámicos externos de consideración, tales como

deslizamientos, derrumbes, huaycos y cárcavas, por cuanto se trata de

terrazas en condición estable-seguro. Es decir, que el área no es

vulnerable a procesos de geodinámica externa.

La cuenca del río Chacco, tiene una característica de un valle que se

encuentra en el ciclo de madurez, en cuyo cauce se ha podido observar

una baja y lenta erosión sobre el fondo del lecho, como consecuencia de

las cargas intempestivas, favorecido por la naturaleza conglomerádica del

terreno, con presencia de bolonerías de grandes magnitudes que llegan

hasta 0.80 mts. de diámetro. En consecuencia el socavamiento es

mínimo, casi despreciable.

La bocatoma está ubicada en un tramo donde el curso del río es recto. El

área presenta una pendiente ligeramente inclinada y el ancho de la

máxima avenida ofrece seguridad, no presenta riesgo alguno.

3.2.3 SISMICIDAD

Dentro del territorio peruano se ha establecido diversas zonas, las

cuales presentan diferentes características de acuerdo a la mayor o menor

presencia de sismos. Según el Mapa de Zonificación Sísmica del Perú y

38

de acuerdo a las Normas de Diseño Sismo-Resistentes del Reglamento

Nacional de Edificaciones, el distrito de Quinua, provincia de

Huamanga, departamento de Ayacucho, se encuentra localizado en la

Zona 2, es decir en la zona de Sismicidad media.

La fuerza horizontal o cortante total en la base debido a la acción

sísmica, se determinará por la siguiente fórmula:

H =Z * U * S * C * P

Rd

Donde:

Z = 0.7 (Factor de Zona)

S = 1.0 (Factor de suelo, correspondiente al tipo de suelo de

cimentación S1, con un periodo predominante Ts = 0.3 seg).*

* Teniendo en consideración que el estrato de apoyo es un suelo del tipo

gravoso, en estado semicompacta.

3.3.0 CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES

Como resultado de las investigaciones realizadas en campo, gabinete y

laboratorio se concluye en los siguientes:

- Los rasgos geomorfológicos están determinados por dos montañas entre las

que se encuentra la cuenca hidrográfica del río Chacco, que al discurrir a

través de los tiempos geológicos ha modelado una quebrada de moderada

pendiente.

El área de la investigación, está constituido fundamentalmente por el tufo

volcánico, la misma que se encuentra cubierta por sedimentos cuaternarios

fluvio-aluviales, de característica conglomerádica, con presencia de grandes

bolonerías de roca que llegan hasta 0.80 mts. de diámetro.

- En el área de la investigación, no se observan signos de los efectos

geodinámicos externos de consideración, tales como deslizamientos,

derrumbes, huaycos y cárcavas, por cuanto se trata de terrazas en condición

estable-seguro. Es decir, que el área no es vulnerable a procesos de

geodinámica externa.

39

La cuenca del río Chacco, tiene una característica de un valle que se

encuentra en el ciclo de madurez, en cuyo cause se ha podido observar una

baja y lenta erosión sobre el fondo del lecho, como consecuencia de las

cargas intempestivas, favorecido por la naturaleza conglomerádica del

terreno, con presencia de bolonerías de grandes magnitudes que llegan

hasta 080 mts. de diámetro. En consecuencia el socavamiento es mínimo,

casi despreciable.

La bocatoma está ubicada en un tramo donde el curso del río es recto. El

área presenta una pendiente ligeramente inclinada y el ancho de la máxima

avenida ofrece seguridad, no presenta riesgo alguno.

- La estratigrafía del terreno de fundación no varía en profundidad, es decir

que se trata de un suelo fluvio-aluvial de característica conglomerádica, con

grandes bolonerías de roca que llegan a 0.80 mts. de diámetro. Sin embargo,

se han excavado hasta alcanzar 3.00 mts. de profundidad con respecto al

nivel actual de la superficie del terreno, encontrándose el mismo tipo de

suelo granular. Se aclara, que con fines de cimentación de la bocatoma de

40 mts. de longitud, se profundizó la excavación con la ayuda de

herramientas convencionales.

- Por las investigaciones realizadas en campo y laboratorio, se concluye que

el área destinada para la cimentación de la bocatoma, está constituida por un

suelo natural del tipo gravoso “GP” de característica conglomerádica, que se

encuentra en estado semicompacto. Presentan bolonerías o fragmentos de

grandes magnitudes, que dan una mayor consistencia al área en estudio, los

mismos que se encuentran en una matriz de cantos rodados y arena.

- Por los resultados de los ensayos de laboratorio de Mecánica de Suelos,

trabajos de campo, descripción de los perfiles estratigráficos y teniendo en

consideración las características estructurales del Proyecto, se concluye que las

cimentaciones serán superficiales del tipo cimiento corrido, desplantados en

suelo natural gravoso “GP”, que se encuentra en estado semicompacto, a la

profundidad mínima de 1.80 mts. medida a partir del nivel actual de la

superficie del terreno.

- Se concluye que el terreno motivo del estudio, presenta buenas condiciones

de cimentación, debido a su naturaleza granular y consistencia

40

semicompacta.

- Resumiendo se tiene los siguientes resultados:

Calicata Estrato Margen Df (m.) B (m.) q′adm. (Kg/cm2)

C-1 M-1 Derecho 1.80 3.60 2.06

C-2 M-1 Izquierdo 1.80 3.60 2.08

- Recomendándose, diseñar las estructuras de cimentación de la bocatoma

con la menor de las capacidades portantes calculadas, ya que están afectos a

un factor de seguridad igual a 3. Además el terreno de fundación presenta

una característica granular o conglomerádica.

- Se recomienda, construir muros de encauzamiento aguas arribas de la

ubicación de la bocatoma, para proteger la estructura en la época de

crecidas, donde el río llega a su máximo caudal, para lo cual se tiene las

bolonerías de magnitudes adecuadas.

- De acuerdo al reporte del Análisis Químico, el suelo de cimentación de la

bocatoma, no presenta agresividad al concreto puesto que el contenido de

sulfatos, cloruros y sales totales se encuentran por debajo de los límites de

las Especificaciones Técnicas, según la Norma BS 1377–Parte 3, es decir

que el contenido de sulfatos expresados como ión SO4= debe contener

máximo 0.06% y el contenido de cloruros expresado como ión Cl- debe

contener máximo 0.10%. En consecuencia se recomienda utilizar el cemento

Pórtland Tipo I.

41

CAPITULO IV

ESTUDIO DE FACTIBILIDAD TECNICO – ECONOMICO

4.1.0 DE UBICACIÓN DE ESTRUCTURASa). Justificaciones técnicas.-

El eje I de la bocatoma ha sido elegida de acuerdo a condiciones topográficas favorables, eje que según se puede observar en el plano respectivo permite una altura mínima del barraje de tal manera que asegura la captación máxima en época de estiaje, teniendo el siguiente criterio de que la altura del barraje debe ser igual a la altura del nivel de agua en el canal de derivación (ver figura Nº 01).

Las condiciones geológicas y geotécnicas también juegan papel decisivo en la solución final, ya que es mas seguro cimentar sobre material de depósito fluvial (rocoso) que ocupa el cauce del río.

a). Justificaciones económicas.-- Al conseguir un barraje de menor altura estamos economizando materiales- Al cimentar sobre material de depósito fluvial con capacidad portante admisible aceptable, estamos logrando diseñar estructuras más económicas, ya que la capacidad portante del suelo de fundación adoptada es mayor que sobre cualquier otra clase de material de cimentación en el lugar de las ejecuciones de las obras.

4.2.0 DEL TIPO DE ESTRUCTURAS A DISEÑAR

56

a). Justificaciones técnicas.-- Barraje y colchón disipador.- se diseñará un barraje de concreto f’c=140 kg/cm2 con 40 % de piedra mediana de Ø ≤ 4”, perfil Creager colocándolo a la altura mínima tal que asegure la captación máxima en época de estiaje. El tipo de cemento a usar es el Pórtland Standard fabricado en el Perú, según las normas americanas ASTM, tipo I de fragua normal y los agregados y piedra de Ø ≤ 4” serán de gran resistencia .Este factor es determinante considerando que el río Chacco transporta materiales de arrastre; se ha desestimado el revestimiento del barraje y colchón con piedra labrada por criterios económicos del proyecto.

- Muros de encausamiento.- en el diseño tanto hidráulico como estructural , se han elegido formas que se adoptan a la topografía y que cumplan con su función con la mínima sección, primando el criterio económico sin dejar de lado la seguridad y estética que deben tener este tipo de obras, son del mismo material que el barraje y colchón disipador.

- Frente de Regulación y Limpia.- se diseñará pilares con tajamar triangular de tal manera de reducir la superficie de contacto con la lámina vertiente y evitar contracciones y pérdidas de carga.Su funcionamiento hidráulico será como vertedero en máximas avenidas y en épocas de mínimas las compuertas estarán completamente cerradas .Se diseñará pilares de concreto armado, empleando concreto de calidad f’c = 175 kg/cm2, llevando armadura mínima para evitar rajaduras por dilatación o contracción.El diseño estructural considera el caso mas critico es decir una compuerta cerrada y la otra abierta y el volteo alrededor del eje menor.

- Frente de captación y canal de derivación.- Se diseña como toma directa con ventana de captación protegida por rejillas de 1” x ½” empernadas al marco superior e inferior y el suministro y provisión de la compuerta metálica tipo guillotina ARMCO de fabricación nacional o local.

El canal se diseña para condiciones de máxima eficiencia hidráulica (sección rectangular). La captación en época de mínimas avenidas funcionará como vertedero y en máximas avenidas como orificio.

- Aliviadero de demasías.- Para épocas de máximas avenidas en la progresiva 0+030 Kmts del canal de derivación margen derecha del río Chacco se diseña un aliviadero de cresta redondeada para eliminar un Q = 0.541 m3/seg.

Usando la fórmula de FORCHEINER :

Q = V x U x 2/3 √2g x L x h ^3/2

Resultando una longitud de cresta L = 2.30 m.

El material de construcción se elige con criterio económico (concreto 1: 8 con 30 % de piedra grande)

La pendiente del canal 2 º/ºº que asegure una rápida evacuación hacia el río.

57

- Desarenador.- Se ha proyectado un desarenador de tipo lavado intermitente, sección rectangular, para decantar partículas de Ø = 0.25 mm, ya que la obra es con fines agrícolas y velocidad de decantación adoptado es de 20 cm/seg. , resultando un largo del arenero = 9.0 m. y un ancho de 1.70 m. La inclinación de taludes es de 1:4 transversal hacia la compuerta de limpia; son del mismo material que el aliviadero lateral.

- Condiciones hidrológicas.- Según la generación de caudales mensuales para el año promedio – Río Chacco, las condiciones mas favorables para la ejecución de trabajos es entre los meses de abril a octubre; época de menos caudal circulante por el cauce es el mes de Julio con 0.14 m3/seg.La utilización de bombas de 5.0 y/o 10 lts/seg se ha considerado para eliminar el agua producto de filtraciones.

Para eliminar el caudal circulante en época de estiaje la compañía encargada de ejecutar los trabajos deberá hacer un canal de preferencia en la margen izquierda del cauce del río

a). Justificaciones económicas.-- Utilización de materiales y transporte.- existen canteras de piedra y agregados para concreto muy cercanas al lugar de las obras, o se pueden explotar del lecho del río mismo. El acero para concreto armado y estructuras metálicas se puede adquirir en los distribuidores de Huamanga, de igual manera el cemento.No existen problemas de transporte: La comunicación de la ciudad de Huamanga a la zona de la obra se realiza por carretera asfaltada (vía Ayacucho –Huanta ) aproximadamente 13.1 kmts y de ahí a bocatoma 290 mts . - Mano de obra calificada.- Existe gran cantidad de mano de obra calificada en la ciudad de Huamanga , en cuanto al personal no calificado existe en la zona de Wayllapampa y Chacco.

- Para la instalación de compuertas y estructuras metálicas se cuenta en Huamanga con factorías que realizan este tipo de trabajos.

58

CAPITULO V

DISEÑO HIDRAULICO DE LA BOCATOMA.

5.1.0. CRITERIOS Y PARAMETROS DE DISEÑO.

5.1.1. TRANSPORTE Y DECANTACIÓN DE MATERIALES.

El arrastre de materiales en suspensión, no depende del nivel del agua o del caudal correspondiente, sino esta influenciado por el cambio en la corriente de agua (mayor contenido de materiales en suspensión durante la tendencia de subida que durante la tendencia de caída o estado constante).Para el presente estudio, dado a que se construirá una presa derribadora (Bocatoma), en el cause del rio, se convertirá en zona de sedimentación de los materiales de arrastre, en el lugar del barraje.

Por carecer de estudios, como aratos y materiales de laboratorio en la zona para la determinación de sólidos en suspensión y por arrastre de fondo, razón por la cual fallan muchas obras de importancia y magnitud, para el presente estudio adoptaremos valores adoptados de estudios en cuencas y ríos similares de la región andina de la costa como el rio chancay.

a). Peso específico de los materiales de arrastre.Adoptaremos como peso especifico del material de arrastre, el adoptado para el rio chancay en la determinación del arrastre anual; igual a 1.35 Tn/m3, variando este valor en el presente estudio de acuerdo a la importancia del diseño y teniendo presente así los riesgos hidráulicos que se pudieran producir.

b). Velocidad de caída en taza de sedimentación.Dado que se construirá una Bocatoma con fines de irrigación, adoptamos la

velocidad de caída en la taza de sedimentación (desarenador), igual a 20 cm/seg.

c). Diámetros de partículas a eliminar.Por las mismas consideraciones adoptadas en (b), ya que la obra es con fines

agrícolas, eliminamos partículas de diámetro ( Ø ) igual a 0.25 mm.

d). Densidad del agua.Cuando no se toma en cuenta transportes de sales y sedimentos, se adopta un

valor de la densidad igual a 1.00 gr/cm3 (1.0 Tn/m3).

5.1.2. CAPACIDAD PORTANTE DE SUELOS EN SECTOR BOCATOMA CHACCO. Con este proyecto se considera el diseño de un azud o barraje, frente de captación, frente de regulación y limpia, desarenador y muros de encausamiento, para lo cual es necesario conocer sus características físico. Mecánicos del suelo donde se cimentara dichas estructuras. Los reconocimientos de campo efectuados en su debida oportunidad, permite inferir que el mayor porcentaje de suelo que se aprecia es grava (GP).

Para determinar sus propiedades mecánicas, como son esfuerzo-formación y resistencia al esfuerzo cortante, tampoco han sido determinadas en pruebas de laboratorio. Sin embargo existen textos de reconocida calidad que

59

dan valor admisible de resistencia y otras propiedades de estas clases de suelos, cuyos valores los vamos a adoptar para el desarrollo de la presente tesis.

Según el estudio geotécnico se tiene los siguientes datos.Para una grava (GP)Ø = 37° (Angulo de fricción interna)C = 0 (Cohesión) σadm. = 2,08 Kg/cm2

5.1.3. VALOR MEDIO DE RUGOSIDAD (n).

El Bureau Of Reclamation (Tabla B-7, pag.489).

Propone los siguientes pasos:

I. Valor básico de h para causes en grava gruesa = 0.028.

II. Aumento del coeficiente h por cause poco irregular = 0.005

III. Aumento del coeficiente h por cambio de dimensiones y de forma de la sección transversal (cambio frecuente) = 0.010

IV. Aumento del coeficiente h por obstrucciones formadas por arrastres, raíces (de muy poco efecto) = 0.010V. Aumento del coeficiente h debido a vegetación (poco efecto) =

0.008 ------------------ Rugosidad del Río n = 0.061

5.1.4. CARACTERÍSTICAS HIDRÁULICAS DEL RIO CHACCO.

Tenemos: Ø(caudal Tr = 1 en 50 años) 230m3/seg. V(velocidad media de la sección) 3.19m/segA (Sección hidraúlica) 45 m2P (Perímetro mojado) 30 mR (Radio medio) 1.5 mB (Ancho del fondo) 40 m.h ( coeficiente de rugosidad) 0.061J (Pendiente fondo del rio) 2.2%Cota fondo del rio 2440.00 m.s.n.mCause principal Material aluvional

5.2.0. ALTERNATIVAS DE DISEÑO. La Bocatoma, es una estructura hidraúlica, que se utiliza para hacer ingresar el agua, de una fuente de aprovechamiento que puede ser un rio, a un canal de derivación.

60

Existen varios tipos de bocatomas cuyo diseño depende del criterio del proyectista; se clasifica en:

a). Rustico.b). Modernas o permanentes.La bocatoma moderna o permanente se las puede considerar como clásicas y

pueden ser de:6. Barraje fijo: cuando no tienen compuertas7. Barraje móvil: cuando tiene compuertas8. Barraje mixto: cuando goza de ambas propiedades.En nuestro caso elegimos las de barraje mixto dado a que son las que mejores

resultados han dado, de acuerdo con experiencias de muchos autores en obras similares.

5.3.0. SELECCIÓN DE LAS ESTRUCTURAS Y DISEÑO. Planteada ya la estructura hidráulica de diseñar un barraje de captación mixto procedemos al diseño hidráulico de: 5.3.1. Aliviadero de demasías, azud o barraje.

a). cota de cresta del aliviadero de demasías (barraje)

Criterios:2 La cresta de captación se coloca a 0.30 mts. debajo de la cresta del aliviadero de

demasías.3 La altura mínima del barraje es tal que asegure la captación máxima en época de

estiaje.4 Analizando los dos criterios, optamos por el segundo, ya que las condiciones de

captación y el Q de estiaje así lo define según fig. 1.

Que las condiciones de captación y el Q de estiaje así lo definen según fig. Nº 01.

61

P E R F IL C R E A G E R

2 4 4 0 .0 0

1 . 7 4 = 1 . 8 0m

F IG . N º 0 1

2 4 4 1 .7 4

0 . 7 0

0 . 3 5

0 . 2 5

= E JE C A N A L

Consideraciones técnicas.

La máxima avenida, 230 m3/seg. Para un periodo de retorno de 50 años (Sección 3.3.4.3.2, Capitulo III), se dividirá entre el frente de limpia y el aliviadero de demasías, teniendo la siguiente igualdad:

Qmax. = QL + QAL

Donde:Qmax. = caudal máximoQL = caudal de limpiaQAL = caudal del aliviadero

El valor de HO que verifique la igualdad del frente de regulación y limpia según fig. N° 3.Se toma como pauta, que el área de las compuertas de limpia debajo de la cresta del aliviadero es 1/10 del área ocupada por el aliviadero.

1.50 .50 1.50 .50 36.00

2442.76

PILARES

ESTRIBOSL 40-L

h=1.80m

2442.76

40.00m

A1 A2

FIG. Nº 3

Al = A2 10

Se sabe que:A1 = h x L = 1.80 x LA2 = 1.80 x (40 - L)

62

Reemplazando en la ecuación anterior de tiene L:

1.80 x L = 1.80 (40 - L) 10

18L = 72 - 1.80 L L = 72 = 3.64

19.80 Adoptamos: L = 4.00 m.

- El área de las compuertas es también de 1 a 2 veces el área de la sección de la toma de captación:

A1 = (1 a 2) veces x A captación

Donde:A. captación = 0.245 m2 (ver sección 5.3.2)

A1 = 1.80 x L

Igualando las dos expresiones tenemos:

1.80 L = 2 x 0.245 L = 0.27 m.De estos valores escogemos L = 4.00 m. y dividimos entre 2 compuertas de

limpia de 1.80 x 1.50 m.

- Predimensionamiento de pilares.-

El espesor e del pilar para el predimensionamientoEs: e = L …………………………………………………………….. (17) 4Donde:

E = espesor del pilarL= luz libre entre pilares (1.50 m.)e= 1.50 = 0.38 m.

4Adoptamos: e = 0.50 m.

b). Caudal sobre aliviadero de demasías.-Aplicamos la formula de vertederos:

Q = 0.55 C L H0. 3/2 …………………………………………..(18)Donde:

C = Coeficiente de descargaHo= Carga sobre la cresta, incluyendo (hv) m.L = Longitud neta de la cresta m.

L = L1 – 2 (NKP + Ka)Ho …………………………………….(19)Donde:

63

L1 = Longitud bruta o total de la cresta.N = Número de pilares que atraviesa el aliviaderoKp = Coeficiente de contracción de pilares.Ka = Coeficiente de contracción de estribos.

Según esto: L1 = 36.00 mts , N = O , Kp = 0 , Ka = 0

Para el aliviadero de demasías.L = 36.00 – 2 (0 + 0) 1.97 = 36.00 m.

Para las compuestas de limpia.L1 = 4.00 mts , N = 2 , Kp = 0 (triangular) , Ka = 0L = 4 – 2(2 x 0 + 0) 1.97 = 4.00 m.

Nota.- los valores de Kp, Ka, se han tomado del libro diseño de presas pequeñas (BUREAU OF RECLAMATION) pag. N° 303 para pilar con tajamar triangular, estribos con muros de cabeza menor de 45° con la dirección del flujo.

Calculo del coeficiente de descarga: C

Primer tanteo: consideramos Ho = 0.50 m.C = Co, K1, K2, K3, K4………………………………………………………………..(20)

Donde:Co = Coeficiente de descarga aproximado a los diferentes valores de P/HoK = Estos valores son correcciones, las cuales se llevan a cabo de la siguiente manera:

Tomando en cuenta la profundidad de llegada:

P = 1.80 = 3.6 Co = 4.00 (Fig. N° 189, del ábacoHo 0.50 del Bureau Of Reclamation)

2.- Por efectos de cargas diferentes a las del proyecto:

La fig. N° 190 muestra la variación de los coeficientes en relación con los valores de Hecuando He es la carga real que se esta considerando. Ho He = 0.50 = 1 …… ……………………..C = K1 = 1.00Ho 0.50 Co

3. Efectos de interferencia en lavadero aguas arriba:

Talud vertical………………………………………………..K2 = 1.00

4. Efectos de interferencia en el lavadero aguas abajo: La fig. N° 193 muestra el efecto del lavadero aguas abajo sobre el coeficiente de descarga (BUREAU OF RECLAMATION)

hd + d = P + Ho = 1.80 + 0.50 = 4.6………….......K3 = 1.00

64

Ho Ho 0.50

5.- efectos de sumergencia:

hd = 1.70 para hd + d = 4.6 (FIG. N° 192, BUREAU OF Ho Ho RECLAMATION)

Para: hd = 1.70 ……………………………….K4 = 1.00 (FIG. N° Ho 194, BUREAU OF RECLAMATION)Luego : C= 4x1x1x1x1 = 4.00Por tanto: Caudal en aliviadero será:

QAL = 0.55 x 4 x 36 (0.50)3/2 = 28 m3/seg.

Caudal del canal de limpia: considerando compuerta como vertedor.P = 0 , Ho = p + ho = 1.80 + 0.50 = 2.30

4 P = 0 = 0 ………………………………Co = 3.087 Ho 2.305 Ho = 2.30 = 1 ………………………………K1 = 1.00 Ho 2.306 Efectos de interferencia en el lavadero aguas arriba:

Talud vertical………………………..........………..K2 = 1.00

7 hd + d = 2.30 = 1.00 …………………… .…K3 = 0.77 Ho 2.30

8 hd = 0.33…………………...………….....………K4 = 0.95 Ho

Luego: C = 3.087 x 1.00 x 1.00 x 0.77 x 0.95 = 2.26 QL = 0.55 x 2.26 x 4(2.30)3/2 = 17.34 m3/seg

Qmax. = QAL + QL = 28.00 + 17.34 = 45.34.m3/seg.

Segundo tanteo: considerando Ho = 1.50 mts.

φ P = 1.80 = 1.20………………………………Co = 3.90

Ho 1.50φ He = 1.50 = 1.00 ……………………….

…….. C = K1 = 1.00 Ho 1.50 Co

φ Efectos de interferencia en el lavadero aguas arriba:

Talud vertical………………………........……….….K2 = 1.00φ hd + d = P + Ho = 1.80 + 1.50 = 2.2

……………K3 = 1.00

65

Ho Ho 1.50

φ para hd + d = 2.2, hd = 1.4……….........….… K4 = 1.00

Ho Ho

C = 3.90 x 1.00 x 1.00 x 1.00 x 1.00 = 3.90

QAL = 0.55 x 3.90 x 36(1.50)3/2 = 141.86 m3/seg.

Caudal del canal de limpia: considerando compuerta como vertedor.

P = 0 , Ho = 1.80 + 1.50 = 3.30

1).P = 0 = 0……………………...……………Co = 3.087 Ho 3.30

2).Ho = 3.30 = 1…………………….......………K1 = 1.00 Ho 3.30

3).Efectos de interferencia en el lavadero aguas arriba: Talud vertical…………………………………...…K2 = 1.00

4). hd + d = 3.30 = 1.00………………….….K3 = 0.77 Ho 3.30

5). hd = 0.33……………………….……….……K4 = 0.95 Ho

C= 3.087 x 1.00 x 1.00 x 0.77 x 0.95 = 2.26 (este factor ya permanece constante para este caso)

QL = 0.55 x 2.26 x 4(3.30)3/2 = 29.80 m3/seg.Qmax. = 141.86 + 29.80 = 171.66 m3/seg.

Tercer tanteo: considerando Ho = 2.00m.

1). P = 1.80 = 0.90…………………………….Co = 3.86 Ho 2.00

2). He = 2.00 = 1.00 …………………………... C = K1 = 1.00 Ho 2.00 Co

3). Efector de interferencia en el lavadero aguas arriba: Talud vertical ………………………………………..K2 = 1.00

4). hd + d = P + Ho = 1.80 + 2.00 = 1.90 ……..…K3 = 1.00 Ho Ho 2.00

5). hd = 0.53……………………….………………K4 = 0.913 Ho C = 3.86 x 1.00 x 1.00 x 1.00 x 0.913 = 3.52 QAL = 0.50 x 3.52 x 36(2)3/2 = 197.13m3/seg.

Caudal del canal de limpia: considerando compuerta como vertedor.

P = 0 ; Ho = 1.80 + 2.00 = 2.00 = 3.80

66

C = 2.26QL= 0.55 x 2.26 x 4(3.80)3/2 = 36.83m3/seg.

Qmax. = 197.13 + 36.83 = 233.96 m3/seg.

A continuación se muestra los resultados para tres tanteos efectuados de manera similar, con estos datos se grafica la curva Ho Vs Qmax. (Graf. N°1)

Datos para graficar Q Vs HoHo (m) 0.50 1.50 2.00Q(m3/seg) 45.34 171.66 233.96

Entrando en detalles, con el Qmax. de diseño sacamos el tirante Ho verdadero; Ho = 1.97 m. Con Ho = 1.97 m. se calcula:

1). P = 1.80 = 0.91……………………………….Co = 3.86 Ho 1.97 2). He = 1.97 = 1.00……………………………….. K1 = 1.00 Ho 1.97

3). Talud vertical………………………………………...K2 = 1.00

4). hd + d = P + Ho = 1.80 + 1.97 = 1.91………… . K3 = 1.00 Ho Ho 1.97

5). para hd + d = 1.91, hd = 1.5……..……… K4 = 1.00 Ho Ho

C = 3.86 x 1.00 x 1.00 x 1.00 x 1.00 = 3.86

QAL = 0.55x 3.86 x 36(1.97)3/2 = 211.33m3/seg

QL =230 m3/seg – 211.33 m3/seg = 18.67 m3/seg

67

C) Perfil Creager del barraje. 5 Descarga por unidad de longitud de la cresta:

q = 211.33 = 5.87 m3/seg/metro lineal de cresta. 36 6 Velocidad de llegada:

Va = q = 5.87 = 1.55 m/seg. Ho + P 1.97 + 1.80

7 Carga de velocidad de llegada: ha = q2 = (5.87)² = 0.12m 2g (P+Ho)2 2(9.81) (1.80+1.97)2

De la expresión general:

y = -k x n……………………………….. (21) Ho Ho

Donde: k y n, son constantes, cuyos valores dependen de la inclinación de aguas arriba y de la velocidad de llegada.

Del grafico de la fig. N° 187 (BUREAU OF RECLAMATION) Para talud vertical se obtiene:

Ha = 0.12 = 0.12 = 0.06, K = 0.51, n = 1.843 He (1.97 – 0.12) 1.85

Reemplazando valores en la expresión general, haciendo Ho = 1.97 m.:

y = 0.51 x 1.843 , de donde: 1.97 1.97

y = 0.288 x 1.843 , x= 1.965 y 0.543

Tabulando estos valores se obtienen el cuadro N° 5-3 que determina el perfil del barraje:

Cuadro N° 5-3

69

De la fig. N° 187, Pag. 305 (BUREAU OF RECLAMATION), factores para la determinación de las secciones con la forma de la lámina vertedora se tiene:

R2 = 0.206 , R2 = 1.97 x 0.206 = 0.40 m. Ho

R1 = 0.495 , R1 = 1.97 x 0.495 = 0.97 m. Ho

yc = 0.102 , yc = 1.97 x 0.102 = 0.20 m. Ho xc = 0.253 , xc = 1.97 x 0.253 = 0.498 = 0.50 m. Ho

d). Calculo de la longitud de la poza o colchón amortiguador: El tirante d1 aproximado, suponiendo la cota igual, la del piso del colchón a la del fondo del río y despreciando perdidas por fricción. Aplicando Bernoulli entre 1 y 2 (ver fig. N° 2)

hv1 + d1 = P + Ho…………………………………………..(22)hv1 + d1 = 1.80 + 1.97 = 3.77 m.

Pero: hv1 = q 2 = 5.87 = 1.756 2gd1

2 2 x 9.81 x d12 d1

2

Reemplazando y efectuando:

1.756 + d1 = 3.77 = 1.756 + d13 = 3.77d1

2

d12

Ordenando la ecuación:

d1 3 – 3.77 d12 + 1.756 = 0

Realizando la ecuación cubica:

70

N° y (m) x (m)1 0.13 0.6492 0.26 0.9463 0.39 1.1784 0.52 1.3785 0.78 1.7176 1.04 2.0077 1.30 2.2668 1.56 2.5029 1.80 2.70410 1.93 2.808

d1 = 0.756 m = d1 = 0.76 m.

V1 = 5.87 m 3 /seg. = 7.72m/seg/m. 0.76m x 1m lineal longitud.

Calculo del tirante conjugado d2:

N° F = V1 = 7.72 = 2.83 √gd1 √9.81 x 0.76

d 2 = 1 ( √1+ 8F2 -1) = 1 ( √1 + 8 (1+8 (2.83)2 - 1)d1 2 2

d2 = 3.53 , d2 = d1 x 3.53d1

d2 = 0.76 x 3.53 = 2.68 m.

Longitud de la poza para el resalto:

Bureau of Reclamation (1981); los fenómenos del resalto cuando los factores de la corriente de llegada tienen números de Froude que varían de 2.5 a 4.5 se designan regímenes de transición, por que no se forma un verdadero resalto hidráulico.

Debido a la tendencia del resalto a cambiar de lugar, y como un medio para suprimir el oleaje, los tirantes del agua en el estanque deben ser aproximadamente 10 % mayores que el tirante conjugado calculado.

71

1.80

FIG. Nº 02

V12

2g= hv1

d1 = 0.76

d2 = 2.68

hd

Ho =1.97hvo = ha=0.06

ho = he = 1.91

Para F = 2.83, entrando al grafico de la Fig. N° 205, pag. 325 (Bureau of Reclamation), se selecciona el estanque para el régimen de transición; que se designa con el nombre de estanque Tipo I.

L I = 5.10 d2.El tirante conjugado incrementado en 10% será:

d2= 1.1(2.68)=2.948m.

Entonces la longitud de la poza será:

L I = 5.10 (2.948) = 15.00 m. adoptamos.

e). Espesor del solado del barraje (e)Para el perfil del barraje asumimos dimensiones tal como se muestra en la figura

N° 4, para proseguir con cálculos respectivos.Para determinar el espesor del barraje determinamos la subpresión por la teoría de Bligh o Lane.

− Calculo de la subpresión por la teoría de Bligh o Lane.Villaseñor C. (1978), la subpresión es la fuerza originada por el agua de filtración sobre la base de las estructuras, de abajo hacia arriba que satura la masa del suelo en la cimentación.

La longitud del recorrido de filtración, según Bligh, debe calcularse por medio de la ecuación:

L = C H………..……………………………………….…………….(23)

Donde:

H= Desnivel entre la superficie del agua, aguas arriba, y la superficie aguas abajo.

L= Longitud de recorrido horizontal y vertical.

C= Coefic. que varía según el tipo del terreno, y cuyos valores se dan en la tabla N°1

72

FIG. N° 4

Se ha considerado el dentellón a una profundidad de 1.80 m por que según el tipo del terreno de ubicación de la bocatoma, las estructuras se cimentarán en el estrato de grava (mat. Aluvional).El valor de la sub presión en un punto cualquiera se obtiene de la ecuación:

Sp = W bc’ (h + h’ – h x) ………………………………………………………(24) L Donde:

Sp =Sub presión.W = Peso específico del agua filtrada (1000 kg/m3)h = Carga por perder.b = Ancho de la sección (normal al eje del canal).

C’ = Un factor de la sub presión, que depende de la porosidad del terreno; en la práctica varía de 0 a 1.

En este caso se asume valores de C’ = 0.50

Para fines de diseño (Tabla N° 2)h' = Profundidad de un punto cualquiera con respecto al punto inicial de recorrido de la filtración.

hx = Carga perdida en un recorrido X. L

Efectuaremos el cálculo del diagrama de subpresión según se ve en el grafico N° 2, para dos condiciones:

73

3.20 15.00

TALÓN PUNTO CRITICO2440.00

DA

BC

1.80

1.80

1.91

RECORRIDO DE LA FILTRACIÓN

SEGÚN BLIGH

2441.80

2443.71

1.50

2442.47

dn=2.47

0.81

E

F G

1ª condición.- considerando el nivel del agua al nivel del cimacio cuando se esta captando el máximo de caudal en estiaje.

Según figura N° 4 tenemos.

L = 1.80 + 1.00 + 1.17 + 15.68 + 0.81 + 0.50 + 1.50 = 22.46H = 1.80C = L = 22.46 = 12.47 > 9 (esta presa estará segura sobre cimentación H 1.80 de grava y arena según C. de Lane)

Pérdida por metro de recorrido = h = 1.80 = 0.080 L 22.46 2ª Condición.- cuando pasa la máxima avenida.

L = 22.46 m.H= 2443.71 m.s.n.m. – 2442.47 m.s.n.m. = 1.24 m (ver figura N° 4)C = L = 22.46 = 18.11 > 9 O.K. H 1.24De la tabla N° 1 sacamos que C = 9 para grava y arena.

L = CH = 9 (1.24) = 11.16 m.

Por lo tanto: 22.46 > 11.16………………………O.K

Pérdida por metro de recorrido = h = 1.24 = 0.055 L 22.46

Habiéndose determinado el valor de la subpresión en el punto A1 se calcula el “e” del solado con los siguientes criterios:

1° criterio.- El calculo del solado, se realiza suponiendo que resiste la subpresión por su propio peso, siendo para mayor garantía, el peso de la fabrica 4/3 mas que la subpresión y el espesor no menor de 0.80 – 0.90 metros.

Si se considera Pa; valor máximo de la subpresión en metros de carga en el colchón, “e” su espesor y “P”, peso del metro cubico del solado (teniendo en cuenta inmergido en el agua pierde de valor una tonelada).Se establece:

(P - 1) e = 4/3 x PA1; de donde e = 4 x PA1 3 P -1

Por lo tanto: en la condición de máxima avenida

PA1 = 0.85 m. (ver grafico N° 2) e = 4 x 0.85 =0.87m. 3 2.30-1 Cuando se capta caudal derivación

Máximo (estiaje):PA1=1.10m. (Ver grafico N°2)

74

e = 4 x 1.10 = 0.64m. 3 2.30

2° Criterio.- Según proyectos similares al caso estudiado el espesor del solado varia entre 0.80 a 0.90 mt. Un valor mayor que el rango señalado resultaría antieconómico, siendo estos espesores lo suficiente convenientes para resistir la subpresion.

e = 0.80 m.

3° Criterio.- aplicando la formula: e= PA1 2.3

- Para caudal máximo: e = 0.85 =0.37m. 2.30- Para captación máxima (estiaje):

e= 1.10 = 0.48m. 2.3Conclusión.-De acuerdo al análisis, elegimos el espesor e=0.80m., como el más idóneo por:1.-por que el espesor es el mínimo recomendable.2.- es el que mas se ajusta a las condiciones hidráulicas por la colocación de drenes.3.- por condiciones de similitud a proyectos semejantes, por lo tanto:

e = 0.80m.4.- se va a colocar un solado delantero de longitud

L=5(Ho), para alargar el recorrido de las lineas de filtración y disminuir la subpresión.

f) Cálculo del espesor del enrocado (d1):Al final de la poza de disipación, siempre se construye un enrocado, cuyo

espesor se calcula con la siguiente fórmula:

d 1 = 0.6q ½(H/g) ¼ mts……………………………………..(25)

DONDE:q = caudal unitario especifico (5.87m3/seg)h = carga hidraúlica (3.71m.)g = aceleración debida a la gravedad (9.81 m/seg2)

Reemplazando valores se tiene:

d1 = 0.6 (5.87)1/2 (3.71/9.81)1/4 = 1.14 m.

Asumimos como espesor d1 = 0.80 m., espesor del colchón con criterio económico.

Use: d 1 = 0.80 m.

75

g) Cálculo del solado delantero.- Criterio técnico.- reducir la infiltración y por ende alargar el recorrido de la línea

de corriente para disminuir la subpresión actuante, ya que la cimentación es en terreno permeable (mat. aluvial). La longitud la calculamos como:

Lmin = 5 (Ho)

Donde:Lmin = Longitud mínimaHo = Carga sobre la cresta del vertedor

Lmin = 5(1.97) = 9.85m.

Use : Lmin = 10.00m.

8.1.10 FRENTE DE CAPTACIÓN.-Por tratarse de una toma para un caudal pequeño (0.200m3 / seg), no se diseñara

una estructura sofisticada, ya que resultaría antieconómico.Este caudal se puede captar con una compuerta simple de deslizamiento, para lo

cual se diseñara las estructuras correspondientes.

a). Cálculo del canal de captación.Definida ya la cota de captación 2,441.39 m. según el plano topográfico y la

pendiente J= 2%0, para la sección rectangular del canal revestido de concreto, tenemos:Qcapt. = 0.200 m3/seg.Ks = 60 m1/3/seg. (Concreto en condiciones normales)J = 2%0

Diseñaremos el canal, para máxima eficiencia hidráulica por tratarse de terrenos planos.

Por Manning :

Q = Ks AR2/3 J1/2……………………………………………..(26)Reemplazando valores:

0.200 = 60 x 2y2 (y/2)2/3 (0.002) ½y8/3 = 0.200 x 2 2/3 = 0.35 m.

60 (0.002)1/2 x 2

y = 0.35m.Borde Libre.- en la determinación de la sección de los canales, resulta siempre

necesario dar un margen de seguridad, contra posible desbordamiento o ruptura por razón de un mayor ingreso de agua al canal.

En la práctica se acostumbra dejar borde libre igual a 1/3 de la profundidad del canal:

f = 1/3 (y) = 1/3 (0.35) = 0.12

76

Adoptamos: f = 0.25 m.

Características hidráulicas del canal de captación.

Qcapt. = 0.200 m3/seg. Ks = 60 m1/3/seg.

J = 2%0

f=0.25 A = 0.245 m2

y = 0.35 m.y=0.35 b = 0.70 m.

Pm = 1.40 m RH = 0.175 m.

b=0.70 V = 0.816 m/seg. f = 0.25 m.

FIG. N° 5

b). Diseño de la ventana de captación.

2440.00

2441.39

Z0

1.39

FONDO DE CANAL

LECHO DE RÍO

1

d1

V1

Z1

1

d2=0.35

V2=0.816m/s

Z1

2441.36

0.1862gh2=

2= 0.03

FIG. Nº 6

Las condiciones hidráulicas en el canal, están relacionados con las condiciones hidráulicas que regirán en una sección, aguas arriba de ella.

Aplicando BERNOULLI entre :

77

…..…………………………………..(27)

…………………………………………..(a)

Considerando sección (1) como rectangular:

; ;

Entonces:

Reemplazando valores en la ecuación (a), tenemos:

d1³ - 0.3505 d1 ² + 0.0037431 = 0

Realizando la ecuación cúbica se tiene que:

d1 = 0.35 m

La sección de la toma tendrá las siguientes características:

Velocidad =

c).- Diseño del vertedero lateral._

Como consecuencia de no realizarse una regulación efectiva del caudal en la compuerta de toma, ingresará al canal un caudal mayor que el de captación, para solucionar este problema se diseña un vertedero que, en caso de emergencia, no malogre al desarenador y, por consiguiente a la planta de bombeo proyectado.

78

2440.00

1.91+0.35 = 2.26

FIG. Nº 7

1.39

0.35

h=1.30m

Para el Qmax. = 230 m3/seg. ; el caudal que ingresa por la ventana de captación es:Qo = 0.60 A √2gh …………………………………………… (28)

Funciona como orificio donde:

Qo = descarga a través del orificioA = área de la aberturag = aceleración debido a la gravedad.h = diferencia de niveles del agua antes y después de la abertura.

Qo = 0.60 x 0.35 x 0.70√2x9.81hQo = 0.65 h ½……………… (a)

Este caudal expresado por Manning, para el canal de entrega es:

Q1 = AR2/3 S1/2 KS

Donde:A = 0.70 (2.26 - h)Ks = 60S = 2%0

P = 0.70 + 2(2.26 - h)

Luego:

Radio hidráulico será: R = 0.70(2.26 - h) = 1.582 – 0.70h 0.70 + 2(2.26 - h) 5.22 – 2h

Q1 = (1.582 – 0.70h) 1.582 – 0.70h 2/3 (0.002)1/2 x 60

79

5.22 – 2h

Q1 = 2.683 (1.582 – 0.70 h) 5/3 ……………………… (b) (5.22 – 2h)2/3

Igualando (a) = (b):

0.65 h1/2 = 2.683 (1.582 – 0.70h)5/3

(5.22 – 2h)2/3

(5.22 – 2h)2/3 x h1/2 = 2.683 (1.582 – 0.70h)5/3

0.65

(5.22 – 2h) 2/3 x h 1/2 = 4.128 (1.582 – 0.70h)5/3

Por tanteos : h = 1.30 m.

Entonces en época de máxima avenida, por descuido de operación, cuando la compuerta esté abierta totalmente, ingresara al canal un caudal:

Qo = 0.65 (1.30)1/2 = 0.741 m3/seg.

El caudal que conduce el canal, Q captación = 0.200m3/seg. Entonces el caudal del aliviadero lateral será igual a 0.541m3/seg.

Para calcular el aliviadero lateral, tomamos la relación que estableció Forcheiner y es igual a:

Q = V x U x 2/3 √2g x L x h3/2 ………………………………..(29)

Donde:Q = caudal del aliviadero lateral (0.541 m3/seg)V = coeficiente (0.95)U = coeficiente, para aliviadero con cresta redondeada = 0.79hf = borde libre del canal después del aliviadero (0.25m)g = aceleración debido a la gravedad (9.81m/seg.2)ho = 0.80 hf = 0.80 (0.25) = 0.20 m.L = longitud del aliviadero lateral.h = altura promedio, donde:h = hf + ho = 0.25 + 0.20 = 0.225 m.

2 2

Despejando L y sustituyendo valores en la ecuación (29) se tiene:

L= 0.541 = 2.29 m. 0.95 x 0.79 x 2/3 √2(9.81) x (0.225)3/2

L = 2.30 m

80

Verificamos la condición de aplicación de la formula:Primera condición.-

F = Vo ≤ 0.75……………………………………………… (30) √gto

Las condiciones hidráulicas del canal antes del vertedero serán:(Sección rectangular).

Qo = 0.741 m3/seg.S = 0.002 S1/2 = 0.04472Ks = 60bo = 0.70 m bo 8/3 = 0.386

Por Manning :Q = A x R2/3 x S1/2 Ks

AR2/3 = Q = 0.741 = 0.276 S1/2 x Ks 0.04472 x 60

AR 2/3 = 0.276 = 0.715; con esta relación bo 8/3 0.386

Entrando al ábaco de la pág. N° 127 de Ven Te ChowSe tiene que:

To = 1.57bo

Donde: Ao = 0.70x1.10 = 0.77 m²Vo = Qo / Ao = 0.741/0.77 = 0.962 m/seg.

Reemplazando en la ecuación (30) se tiene el Nº de Froude:

…………………………………………………(OK)

Segunda Condición._

Donde:

…………..(OK)

Luego la longitud del verdadero lateral será:

81

L=2.30m

h=0.23m

T=0.35m

hf=0.25m

To=1.1mV0 = 0.962m/s

h=0.20m

FIG. Nº 8

Tf=0.60mVf

8.1.11 FRENTE DE REGULACIÓN Y LIMPIA.-Según vemos en las consideraciones técnicas por determinar la carga Ho sobre

el aliviadero de demasías, el Q máximo de diseño 230 m3/seg, para un periodo de retorno de 50 años; se divide entre QL (caudal de limpia) y el QAL (caudal del aliviadero).

En el predimensionamiento del frente de regulación y limpia se han tomado los siguientes criterios:

1. Las compuertas de limpia funcionaran en época de estiaje completamente cerradas a la misma altura del aliviadero de demasías.

2. En época de avenidas se levantarán completamente para dejar pasar el QL (caudal de limpia)

Anteriormente se predimensionó, tanto las aberturas de limpia, como el espesor del pilar con los siguientes resultados:

QL = 18.67 m3/seg.L = Longitud de limpia = 4.00m.o sea dos compuertas con una plancha de 1.80 x 1.50m.e = espesor del pilar = 0.50 m.

En las pilas o columnas, adoptamos una sección triangular, para reducir las contracciones laterales en las pilas.

Resumiendo, el frente de regulación y limpia estará conformado por:- Vertedero de regulación: sección perfil Creager o cimacio de

concreto ciclópeo.- Dos compuertas de limpia del tipo deslizantes apoyadas sobre pilas laterales de

concreto armado y losa de concreto simple. El fondo de la compuerta de limpia esta ubicado a 1.39 m. bajo en nivel de captación.

La cota de los pilares es igual a:

82

Ht = 1.25 (P + Ho) = 1.25 (1.80 + 1.97) = 4.71 m.

COTA = COTA FONDO DEL RIO + Ht = 2,440 m.s.n.m. + 4.71 m. = 2,444.71 m.s.n.m.

Por condiciones de funcionamiento hidráulico, las compuertas de limpia deben funcionar completamente levantadas en máximas avenidas, lo cual obliga a levantar la altura de muros (pilas) a 6.00m.

COTA = 2,440 m.s.n.m. + 6.00m. = 2.446.00 m.s.n.m.

a). Diseño del barraje.La cota de coronación del barraje es 2,441.80 m.s.n.m.; tomamos Bernoulli,

entre la sección del barraje y la sección del canal en la FIG. N° 6 por equilibrio:

Zo + ho = Z2 + d2 + V2 2 + ∑P.C. …………………...............(a) 2gDonde:

Zo = cota fondo del río (2,440 m.s.n.m.)ho = altura del barraje (1.80 m)Z2 = cota fondo del canal (2,441.39 m.s.n.m.)d2 = tirante del canal (0.35)

∑ P.C= sumatoria total de perdidas de carga. = perdidas de transición, perdidas de rejilla, perdidas por cambio de

dirección.-Perdidas por transición.-

Pct = V12 – V2

2 + K3 V12 – V2

2 …………………………(b) 2g 2g 2g 2g

K3 = 0.10, para un buen diseño (BUREAU OF RECLAMATION PAG. N° 399)

V1 = V2, por ser toma directa sin transición de entrada. Por tanto: Pct = 0

- Perdidas por rejilla.-

Pcr = β (t/b) x Vo 2 x sen.Ө……………………………………(c) 2g

Donde:β = coeficiente para barras cuadradas = 2.34t = espesor de la barrab = distancia entre ojos de barra.Donde:t/b = 0.15 a 0.20; asumimos : 0.20Ө = ángulo con la horizontal de la rejilla = 90°Vo = velocidad del agua antes de la rejilla

= 0.816 m/seg.

83


Pcr = 2.34 (0.20) x 0.816 2 x sen 90° 2x9.81

Pcr = 0.016 = 0.02m.

-Pérdida por cambio de dirección.-Incluye las producidas por impactos y flujos secundarios en las mismas. Tiene como valor según Manual de Obras Civiles. Pag. N° 668

Pcd = V1 2 – ε Vf 2 ………………………………………….(d) 2g 2gDonde:

V1 = velocidad de captación (0.816m/seg)

ε = coeficiente de contracción que oscila entre 0.80 a 0.40 para ángulo de derivación.

Ø = 30° a 90°

Para el presente caso el ángulo de derivación

Ø = 30° ; ε = 0.6Vf = velocidad de aproximación en zona de barraje (0.816m/seg)


Pcd = (0.816) 2 – 0.6 (0.816) 2 = 0.01 m. 19.62 19.62

Reemplazando valores en la igualdad (a) se tiene:

2,440.00 + ho = 2,441.36 + 0.35 + 0.816 2 + ∑ P.C. 19.62

∑P.C. = 0 + 0.02 + 0.01 = 0.03 m.ho = 2,441.39 + 0.35 + 0.816 2 + 0.03 – 2440.00

19.62ho = 1.80m.

Use: ho = P = 1.80m.

Se asume 1.80 m. altura de barraje por condiciones topográficas y funcionamiento hidráulico de la toma.

5.3.4.- DESARENADOR.-Sviatoslav Krochin (1,982). Se llama desarenador a una obra hidraúlica que sirve

para separar y remover después, el material solido que lleva el agua de un canal. Los desarenadores cumplen una función muy importante y por esto, salvo casos especiales de aguas muy limpias, debe considerárseles como obras indispensables dentro de los proyectos de utilización de recursos hidráulicos.

84

Con la finalidad de evitar averías en el sistema de bombeo, se ha proyectado un desarenador de lavado intermitente para decantar partículas de diámetro igual a 0.25 m. partículas normalmente admitido para plantas hidroeléctricas (Sviatoslav, pág N° 132).

Distintos autores han tratado de encontrar experimentalmente el valor de la velocidad de decantación (u). La expresión mas simple es la de Sokolov según el cual u= 0.152 w (Sviatoslov, pag. N° 133)

Donde:W = velocidad de sedimentación; para partículas de diámetro igual a 0.25 mm., W = 2.7 cm/seg (Tabla N° 3)

Entonces : U = 0.152 (0.027) = 0.004 m/seg.

La velocidad del agua en el tanque de sedimentación debe estar por debajo de 0.50 m/seg. y distribuida uniformemente, lo que se conseguirá, evitando la formación de pequeñas turbulencias.

Adoptamos una velocidad = 0.20m/seg.

La profundidad media varia entre 1.5 a 4.0 m. en este caso el desarenador no podrá tener profundidad mayor que 1.0 metro, por el escaso desnivel existente entre el rio, por tanto: la longitud y el ancho serán mayores, a fin de que no se produzcan arrastres de los materiales que deben acumularse en el fondo, debido a la turbulencia de llegada del agua.

Por consiguiente el largo del arenero será:

L = h x v ………………………………………………………(31) W – U

L = 1.00 x 0.20 = 8.69 0.027 – 0.004

Use: L = 9.00 m.

Como el diseño se hace para una velocidad de 0.20 m/seg.La sección correspondiente será:

A = Q = 0.20 = 1.00 m2. V 0.20

Como el agua llega por un canal rectangular de sección 0.245 m2 y a una velocidad de 0.816 m/seg ; para adquirir la velocidad de 0.20 m/seg, se requiere de una sección de 1.00 m2 . Además se debe considerar una profundidad efectiva el 60% de la asumida, se supone que el decantador debe tener material sedimentado en el fondo, luego la altura efectiva será de 0.60 m. en consecuencia el ancho del desarenador será:

b= A/h = 1.00/0.60 = 1.67 m.

Use : b = 1.70 m.

85

Nota.- Los elementos consignados son las fuentes de diseño del desarenador de sección rectangular que debe tener pendiente 1: 4 , transversal, hacia la compuerta de limpia, y posee un vertedor lateral hacia el canal alimentador del pozo de bombeo totalmente sumergido, plano N° 7.

5.3.5.- MUROS DE ENCAUSAMIENTO.-Son estructuras diseñadas para servir de protección a las márgenes de los ríos o

para servir de anclaje a las diversas partes de la bocatoma y orientar las aguas.Generalmente, la longitud de estos muros representa 1.2 veces la longitud de la

curva de remanso.En el presente caso, las longitudes de los muros se diseñaran de acuerdo a la

topografía del terreno.

La altura de muros esta dado por:

HM = 1.25 (Ho + P) ……………………….para máxima avenida.

HM = 1.25 (1.97 + 1.80) = 4.71 m.

La profundidad de la cimentación, según el estudio geotécnico, son terrenos de estratos de grava, por lo cual se adopta.

H = 1.80 m.

Se diseñaran muros de concreto ciclópeo por gravedad, debido a que son de poca altura.

La forma para el predimensionamiento lo determinamos en el análisis estructural.

Los muros terminaran en aletas con ángulo de 30°, adaptándose a los filetes de agua y a la topografía del terreno.

5.4.0. ALTERNATIVA DE USAR REJILLAS METÁLICAS EN FRENTE DE CAPTACIÓN.

En épocas de avenidas, los ríos de la sierra, generalmente traen material flotante (troncos y otros elementos), que pueden causar daño a la bocatoma.

Por este motivo, diseñaremos antes de la entrada a la compuerta de toma, un marco con rejilla, haciendo ángulo de 90° con la horizontal, por tratarse de una toma pequeña.

Corrección de la longitud de la ventana por efecto de la rejilla.

La fórmula corregida será:

B = L S + e ………………….………………………………………………(32) S

86

Donde:

B = Longitud corregida de la ventana de captación.L = Longitud de la ventana de captación (0.70m.)S = Espaciamiento entre barrotese = espesor del barrote.

L

h

e S e

FIG. N° 9

Para el cálculo del número de barrotes: adoptamos

S = 0.10 m.e= 1” = 0.0254 m.N = número de barrotesN = L - 1…………………………………………………….… (33)

SN = 0.70 - 1 = 6 barrotes

0.10

Tenemos: Longitud total de ventana de captación

Lt = L + C1 + C2………………………………………………..(34)

Donde:

C1 = Corrección por efecto de barrotesC2 = Corrección por eficiencia de funcionamiento.

Pero:C1 = N x e

87

= 6 x 0.0254 = 0.15 mts.C2 = (1.00 – Ef ) x L

Donde:Ef = Eficiencia de funcionamiento, se asume 85%

C2 = (1.00 – 0.85) x 0.70 = 0.11 mts.

Reemplazando valores en (34), hallamos Lt:Lt = 0.70 + 0.15 + 0.11 = 0.96 mts.

Luego la longitud corregida será en (32):

B = 0.70 0.10 + 0.0254 = 0.88m. 0.10

Adoptamos: B = 0.80m.

88

TABLA N° 1VALORES DEL COEFICIENTE DE FILTRACION

CLASE DE MATERIA VALOR DE “C”LIMO O ARENA MUY FINA 18ARENA FINA 15ARENA DE GRANO GRUESO 12GRAVA Y ARENA 9CASCAJO CON GRAVA Y ARENA 6 a 4

FUENTE JESUS VILLASEÑOR C PROYECTOS DE OBRAS HIDRAULICAS

TABLA N° 2VALORES DEL FACTOR DE LA SUPRESION

CLASE DE MATERIAL C'CONCRETO DE BUENA CALIDAD SOBRE UNA DE ROCA SANA

0.25

PARA BUEN CONCRETO SOBRE ROCA DE MEDIANA CALIDAD

0.50

89

PARA BUEN CONCRETO SOBRE MATERIAL PERMEABLE

1.00

FUENTE JESUS C. “PROYECTOS DE OBRAS HIDRAULICAS”

TABLA N° 3VELOCIDADES DE SEDIMENTACION

d en mm. W en cm./seg. 0.05 0.178 0.10 0.692 0.15 1.560 0.20 2.160 0.25 2.700 0.30 3.240 0.35 3.780 0.40 4.320 0.45 4.860 0.50 5.400 0.55 5.940 0.60 6.480 0.70 7.320 0.80 8.070 1.00 9.440FUENTE Sviatoslav Krochin “DISEÑO HIDRAULICO” (1982) Pág. N° 133

TABLA N° 4Tipo de Suelo Angulo de fricción

Interna fPeso especifico

lb/pieØ* Ø+

Arena o grava con partículas finas altamente permeables.

Arena o grava con limo con baja permeabilidad.

Arena fina, arena y grava con alto contenido de limo.

Arcilla media.

33 – 40°

25 – 35°

23 – 30°25 – 35°20 – 25°

35°

32°

26°--

0.5- 0.6

0.4 – 0.5

0.3 – 0.4

0.25 – 0.4

100 – 120

120 – 130

110 – 120

100 – 120

90

Arcilla fina. 0.2 - 0.3 90 – 110 FUENTE: Frederick S. Merrit “MANUAL DEL ING. CIVIL”(1976) Pág. N°7-60

CAPÍTULO VI

ANÁLISIS Y DISEÑO ESTRUCTURAL

6.1.0.- DE LAS ESTRUCTURAS DE TOMA._Para ilustrar las diversas estructuras que se van a diseñar, se presenta en el Plano

Nº 02, la planta de la Bocatoma para el predimensionamiento.Para el estudio, consideramos como obras de toma a todas las estructuras de

captación; como son:- Ventana de captación.

- Aliviadero de demasías.

- Desarenador.

En este orden se va a proceder a su diseño estructural correspondiente.

6.1.1.- VENTANA DE CAPTACIÓNPara los efectos de proporcionarle anclaje a la rejilla se diseñará una losa armada

(Ver plano Nº 06), la cual tendrá las siguientes características:

2440.00

1.91

FIG. Nº 10

1.80

0.35

2443.71

A

B

0.88

1.39

2.79

1.80

0.12

4.71

A).- Diseño de la losa A.-Se diseñara como una losa simplemente apoyada, armada en una sola dirección.

0.12

91

AS

0.20 0.80 0.20

1.00

FIG. N° 11

Dimensionamiento de h ; (mínimo):

h = 3cm x L = 3.0 cm x 0.80 m = 2.4 cm. m m

(Para s/c < 500 Kg/cm2)

Para losas macizas simplemente apoyadas:

h = L = 80 = 4.0cm. (A.C.I.) 20 20

Use: h = 12cm.

Metrado de cargas por metro de ancho:

Peso propio: D = 0.12m x 1.00m. x 2.400Kg/m3 = 288Kg/m. S/C : L = 1.00m x 300 kg/m2 = 300 Kg/m.

Carga de diseño:

Wu = 1.4D + 1.7 L……………………………………………(35)Wu = 1.4 (288) + 1.7 (300) = 913.20 Kg/m.

El momento máximo en el centro:

Luz entre apoyos: L = 1.00 m.

M = WuL 2 = 913.20 x 1.0 2 = 114.15 Kg – m. 8 8Considerando:

f’c = 175 Kg/cm2

fy = 4.200 Kg/cm2

h = 12 cm.Barras de diámetro de 3/8" (0.95 cm)Recubrimiento: d’ = 4 + 0.95 = 4.475 cm.

2Peralte efectivo = 12 – 4.475 = 7.53 cm.

92

Verificación del tipo de falla:

Mu = Ø f’c b d2 q (1 – 0.59q)……………………………………………………(36)

Tenemos:

q = Pmax. = fy = 0.75pb x fy/f’c f’c

Donde:

Pb = 0.85 2 f’c x 6,000__ fy 6.000 + fy

Pb = 0.85 2 x 175 x 6.000____ = 0.0177 4,200 6.000 + 4,200

q = Pmax. = 0.75 (0.0177) x 4,200/175 = 0.319

luego en (36)Mu = 0.9 x 175 x 100 x 7.532 x 0.319 (1 – 0.59 x 0.319)

= 231,262.33 Kg – cm.

Por lo tanto:

M = 11,415 Kg – cm < Mu = 231,262 Kg – cm.

Entonces la sección falla por fluencia del acero.

Verificación por cortante:

Vd = 0.5 x 913.2 x 1.00 – 913.2 x 0.0753

Vd = 387.84 Kg.

Esfuerzo cortante actuante:

Va: Vd = 387.84____ Ø b d 0.85 x 100 x 7.53

Va = 0.61 Kg/cm2

Esfuerzo permisible en el concreto:

Vc = 0.53√f’c = 0.53 √175 = 7.01Kg/cm2

Por lo tanto:

Va = 0.61 Kg/cm2 < Vc = 7.01 Kg/cm2 O.K.

93

Calculo del área del acero:

Para: M = 114.15 Kg – m.Por tanteo: sea a = 0.11 cm.

Δs = M = ………………………………………………………(37) Ø fy (d – a/2)Δs = 11,415 __ = 0.40 cm2

0.90 x 4,200 (7.53 – 0.11/2)

Verificación a a = Δs fy ………………………………………………..(38) 0.85 f’c b

a = 0.40 x 4.200 = 0.11 cm. (O.K.) 0.85 x 175 x 100

Refuerzo mínimo:

Δs mínimo = 0.002 x 100 x 7.53 = 1.51 cm2/m.

Refuerzo por temperatura y contracción:

Ast = 0.0018 x 100 x 12 = 2.16 cm2/m

Separación:Usando Ø 3/8" : S = as x 100 = 0.71 x 100 = 32.87cm. as 2.16Separación máxima:Losa armada en una dirección:

3 x h = 3 x 12 = 36cm.

Use: Ø3/8" @. 30 cm., en ambos sentidos.

B). Diseño de la pantalla B.-Por efecto del empuje del agua, se considera como losa armada en una dirección, por efecto de su propio peso y carga vertical, como una viga de gran altura.

a). Diseño como losa:

Considerando:

w = 1450 Kg/ m3 (agua turbia)ال

Pw = الW x h = 1450 Kg/ m3 x 1.91 m = 2769.5 Kg/m2

Metrado de cargas:

Peso propio S/C

94

Carga última:

1

FIG . N º 12

1.91

0.82

2

Considerando como losa simplemente apoyada:Tomamos:

Donde: ME = Momento en los extremos.

Wu = carga ultima (4,708.15 Kg/m)

L = Luz libre mas peralte (0.92m)

Mc = 4,708.15 x 0.92 2 = 498.12 Kg – m. 8 Considerando momentos en los extremos para tomar ciertas restricciones:

ME = - WuL2/24

Donde:ME = Momento en los extremos.Wu = Carga ultima (4,708.15 kg/m)L = Luz libre mas peralte (0.92 m.)

ME = - 4,708.15 x 0.92 2 = - 166.04 Kg – m. 24 Chequeo por corte.-

d' = 4 + 0.95/2 = 4.475 cm (usando Ø 3/8")

95

d = 12 – 4.475 = 7.53 cm.

Vd = 0.5 x 4,708.15 x 0.92 – 4,708.15 x 0.0753

Vd = 1,811.22 Kg.

Va = Vd = 1811.22 = 2.83Kg/cm2

Øbd 0.85 x 100 x 7.53

Vc = 0.53 √ f’c = 0.53√ 175 =7.01 ks/cm2

Por tanto : Va =2.83 kg/cm2 < Vc = 7.01 ks/cm2 O.K.

Cálculo de áreas de acero:

Para : Mc = 498.12 Ks-m

Suponiendo : a = 0.51 cm

As = 49,812_______ = 1.81 cm2

0.90x 4,200(7.53-0.51/2)

Verificando a a:

a = 1.81x 4,200 = 0.51 cm O.K. 0.85x 175x100

∆s mínimo = 0.002 x 100 x 7.53 = 1.51. cm2/m

Use: ∆s = 1.81 cm2; 3/8 @ 30 cm (mas practico).

Este fierro irá hasta 1.97 y los 0.82 m. que faltan llevan acero mínimo de

temperatura:

∆s mín. tº = 0.0018 x 100 x 12 = 2.16 cm2

Separación máxima = 3h = 3 x 12 = 36 cm

Use: 3/18” @ 30 cm (mas práctico)

b) Diseño como viga de gran altura:

De acuerdo al reglamento: ACI

hLn

≥0 . 4

96

hLn

=2 . 790 .80

=3. 50 . 4 (Funciona como viga de gran altura)

Espesor: b= Ln25

=8025

=3 .2 cm.

Use: b = 12 cm

Metrado de cargas:

Losa “A”:

P. propio = 0.12 x 2,400 x 1. 00

2=144 kg /m

s /c=300 kg /m2 x1 . 00

2=150 kg /m .

W losa A

VIGA 2.79

.40 0.80 .40

Fig. Nº 13

VIGA:

P. propio de la pared = 0.12 x 2,400 x 2.79 = 803.52 Kg/m

Entonces:

P. propio total = D = 803.52 + 144 = 947.52 Kg/m

S/c = L = 150 Kg/m

Carga última:

Wu = 1.4 D + 1.7L = 1.4 (947.52) + 1.7 (150) = 1,581.53 Kg/m.

97

Verificación por aplastamiento.-

f = aplastamiento = 0.85 f’ c

= 0.85 (0.70) (175) = 104.13 kg/cm2

Fa = aplastamiento actuante = N/b a

Donde:

N = fuerza en el apoyo reacción

b = ancho apoyo = 40 cm

a = Largo apoyo = 12 cm

Por tanto: La reacción N será: 948.92 Kg

Wu = 1581.53 kg/m.

40 0.80 .40

1.20

RA RB

∑ MB=0 ; RA1 .20 −1581. 531. 20 1. 202 =0 ; RA=948. 92 Kg

RA+ RB = 1581.53 (1.20) ; RB= 948.92 KG

Por tanto: N = 948.92 Kg.

Luego: fa = 948 .9240 x12

=1 .98 kg /cm2 . : fa f . . .. .. .. .O . K .

Diseño por flexión:

Momento isostático = Me = WuL2

8

Donde:

Me = Momento isostático

Wu = Carga última en la viga considerado

(1581.53 kg/m)

98

L = Luz libre entre apoyos (1.20 m)

Me = 1581.53 x1 . 202

8=284 .67 kg−m .

Diseño del acero:

∆s = Mu

Øfy d−a /2 .

Calcula del d’ aproximado = 0 .15h

2=

0 .15279 2

=20.92 cm

Peralte efectivo: d = h – d’

= 279 – 20.92 = 258 cm = 2.58 m

Por tanteos : Sea a = 0.07 cm

As =

28 , 467

0 .90 x 4200258−0 . 07

2 .

= 0.03 cm2

Verificación a a:

a=Δ sfy

0 .85 xf ' cxb

a=0 . 03 x4 , 200

0 .85 x 175 x 12=0 . 07 .. .. . .. .. .. . .. O . K

Tomemos:

a = As mín. = 14fy

xbxd

=144, 200

x 12 x 258=10 .32 cm2 excesivo

b=43

As=430 .03=0.04cm2

De estos valores tomamos el menor por ser muy excesivo el (a): pero

como no se tiene el As = 0.04 cm2, se Usará:

As = 1.29 cm2; 1 Ø ½”

Área de acero en los apoyos.-

99

As = 0.50 x Mehfy

Donde: Me = momento isostático (284.67 Kg-m)

h = altura de la viga (2.79 m)

fy = esfuerzo de fluencia del acero (4,200 kg/cm2)

Δs=0.50 x 28 ,467279 x4 , 200

=0 . 012 cm2

Δ s real = Δ s + 0.33 Δ s = 0.012 + 0.33 (0.012)= 0.016 cm2

d real = 279−h2=279−

122=273 cm

Δ smín .=14 x12 x 273

4,200=10.92cm2excesivo

Use: 1 ½” ( Δ s =1.29 cm2)

Revisión por fuerza cortante.-

Sección crítica: Z = 0.15 Ln

Donde: Z = sección crítica

Ln = Longitud neta del bocal de entrada (0.80 m)

Z = 0.15 (0.80) = 0.12 m

Acciones internas en la sección critica:

Wu = 1581.53 Kg/m

Z+0.20 = 0.12+0.20 = 0.32m

Z + 0.20 = 0.12 + 0.20 = 0.32 m

RA = 948.92 RB= 948.92

Hallamos: el Mu:

∑ MB=0 : Mu = 948.92 (0.32) – 1581.53 (0.32) 0. 322 = 222.68 Kg –m

El Vu : 0≤x≤0. 32

Vu = 948.92 – 1581.53 (x)

100

Cuando: x = 0 Vu = 948.92

x = 0.32 Vu = 442.83 Kg.

Relación del refuerzo por flexión: Δsbd

Donde: Δ s = Área de acero considerado (1.29 cm2)

b = largo del apoyo (12 cm)

d = peralte real (273 cm)

Relac. ref. por flex. = 1 . 29

12 x 273=0. 0004

La resistencia del concreto a la fuerza cortante debe cumplir con la siguiente

relación para saber si requiere o no refuerzo por cortante:

1≤3 .5−2 .5MuVud ≤ 3.5

1≤3 . 5−2 . 522 , 268442.83 x 273 ≤3. 5

1 < 3.04 < 3.5…………………. (o.k) cumple con la relación

Vc = 0.53 f ' c=0. 53175=7 .01 kg/cm2

Va = Vdbd

=442 .83kg0.85 x100 x 273

=0 .019 kg /cm2

Por tanto: Va = 0.019 kg/cm2 < Vc = 7.01 kg/cm2 ……………….. o.k

No requiere refuerzo por cortante.

Refuerzo mínimo en el alma (disposiciones especiales ACI)

3. Armadura Vertical :

Av ¿0 .0015 b s; S ¿d5

ó 45 cm

Usando varillas de 3/8” de una rama: Av. = 0.71 cm2

S = 0 .71

0 .0015 xb=

0 .710.0015 x12

=39. 4cm

101

Smáx = d5=

2735

=55cm

Use: 3/8” @ 35 cm.

4. Armadura horizontal:

Ah ¿0 .0025 b S ; S ¿d3

ó 45 cm

Usando Varillas 3/8” Ah = 0.71 cm2

S = 0 . 71

0 .0025 x 12=23 .67 cm

Smax = d3=

2733

=91cm

Use : 3/8” @ 25 cm

6.1.2. DISEÑO DE LA LOSA DE OPERACIÓN DE COMPUERTA.-

Esta losa será de 1.00 metro de ancho, con la finalidad de facilitar la operación de la compuerta.

0.04 0.04

0.12 = h

0.20 0.80 0.20

FIG. N° 15

Su diseño estructural es el correspondiente a la losa “A”.

6.1.3 DISEÑO DEL CANAL DE CAPTACIÓN.-Datos para el diseño:

― Canal rectangular.

― (peso específico del terreno).

― (peso específico de agua turbia).

― (para arena o grava con partículas finas altamente permeables).

102

METRADO DE CARGAS.-

FIG. Nº 16

Por la ecuación de Rankine: Calculo de la presión activa del terreno.

Ka = Cos ¿ cos∝−cos2−cos2

cos∝cos2∝−cos2. . .. .. . .. .. . .. .. .. . .. .. . .. .. . .. .. . .. .. . .. .41

Donde:

Ø = 37º (ángulo de fricción interna del terreno,

Estudio geotécnico.)

¿ = ángulo de inclinación del terreno que resulta de:

Tq Θ = 12

= Θ = arctg 0.5 = 26º 34’

Ka = cos 26º 34’ . cos 26 º 34 '−cos2 26 º 34 '−cos237 º

cos 26 º 34 'cos2 26 º 34 '−cos237 º=0 .34

Ka x γ t = 0.34 x 1.60 t/m³ = 0.54 t/m3

Empuje sobre las paredes.-

P1 = Ka + γ t x h’ x1.00 m = 0.54 x 1.00 x 1.00 = 0.54 t/m

P2 = Ka x γ t x H x 1.00 m = 0.54 x 1.60 x 1.00 = 0.864 t/m

103

P1

P2

P1 = 0.54T/m

P2 = 0.864T/m

= EJE CANALP

W=1.80T/m0.12 0.70 0.12

0.94

0.12

h = 0.60

H'=1.00

Η=1.60

2

1

A A'

Se analizó condición más desfavorable: Canal con agua.

Fondo del canal.-

Condición desfavorable: canal con agua.

- espesor (h) = 0.12 m

- peso del agua = 1.1 t/m3 x 0.35 x 0.7 x 1.00 = 0.2695 tn

- peso de paredes = (0.12x0.60x2.400x1.00)2 = 0.3456 tn

- peso de plantillas = 0.12 x 0.94 x 2.400 x 1.00 = 0.2707 tn

Peso total = 0.8858 tn

Presión ejercida sobre el terreno:

q = PA

…………………………………………….. (42)

Donde:

q = presión ejercida sobre el terreno (kg/m2)

p = peso total en canal con agua (885.8 kg)

A = área de apoyo del canal sobre el terreno considerado

en 1.00 metro lineal.

q = 885.8kg0 .94 mx 1.00m

= 942.34 kg/m2

∴q=0 . 0942 kg /cm2qa=0 . 5 kg /cm 2

Cargas actuantes en el eje del canal:

Presión del suelo sobre el fondo (W) = q x Ll '

x 1.0 m lineal

Donde:

q = presión ejercida sobre el terreno (942.34 kg/m2)

104

l’ = luz libre entre apoyos: 0.70 + 0.06 + 0.06 =

0.82m

L = longitud total base del canal: 0.70 + 2(0.12) =

0.94 m


W = 942.34 kg

m2x

0 . 94 m0. 82 m x 1. m = 1,080.24 kg/m = 1.08

t/m

Resumiendo:

Peso de paredes: P = 0.3456 tn

Presión del terreno

Sobre las paredes: P1 = 0.54 t/m

Presión del terreno en el fondo sobre las paredes: Resultante de las presiones 1 y 2 Presión del suelo sobre el fondo del canal:Peralta Efectivo: Peralte:

Análisis estructural.-

105

P1

P2

P1 = 0.54Tn/m

P2 = 0.864Tn/m

P=0.1728m

W=1.08T/m

A

FIG. Nº 17

= 0.66P3 = 0.463

P=0.1728m

L=0.82m

4'

2 4

1 3

0.30m

0.54+0.8642

*0.66 = 0.463

d = 0.663

x 2(0.54)+0.8640.54+0.864

= 0.30

P3=

La flexión predomina sobre el efecto de la carga axial, por lo tanto, se diseñará a flexión.

Cálculo de los momentos últimos._

Analizando la mitad de la estructura por simetría:

P=0.3456 Tn

W=1.08

A

= 0.66P3 = 0.463

L=0.82m

4'

2 4

0.30m =

M4 = (P3 x l’) 1.7 + WL2

8 x 1.4 -

PxL4

x 1.4

106

Reemplazando valores:

M4 = (0.463 x 0.30) 1.7 + 1.08 x0 . 822

8 x 1.4 -

0 .3456 x0 .824

x 1.4

M4 = 0.23613 + 0.12708 – 0.09919 = 0.26402 Tn – m.

M4 = 264 Kg – m

M2 = (P3x l’) 1.7 = (0.463 x 0.30) 1.7 = 0.23613 tn –m = 236 Kg –m

Para: M4 = Mu = 264 kg – m = 26,400 kg – cm.

d’ = 4 + /2 = 4 + 0 .95

2 = 4.48 cm

d’ = 12 – 4.48 = 7.52 cm

Cálculo del área de acero.-

Δ s = Mu

fy d−a /2; suponiendo sea a = 0.27 cm

Δ s = 26 ,4000 .90 x4 ,2007 .52−0 .27/2

= 0.95 cm2

Comprobando a:

a = Δsx fy

0 .85 xf ' cxb=

0 .95 x4 ,2000 .85 x 175 x 100

= 0.27……………. (O.K) verifica

Δ s minimo: Astº = 0.0018 x b x h

Δ s min = Astº = 0.0018 x 100 x 12 = 2.16 cm2/m

Use: 3/8” @ 30 cm ( Δ s = 2.16 cm2)

Chequeo por cortante:

Vd = P1P32 [ l−d

h2 ]

Donde:

Vd = cortante de diseño

P1 = presión del terreno sobre las paredes (0.54 tn/m)

107

P3 = Resultante de las presiones 1 y 2 (0.463 tn/m)

l = Altura más la mitad del peralte del canal

(0.60 + 0 .12

2=0. 66 m )

d = peralte efectivo del espesor del canal (0.0752m)

h = peralte o altura de espesor de revestimiento del canal (12 cm)


Vd = 0.540 .4632 [0 .66−0 .0752

0 .122 ]=0 .26319 tn

Vd = 263.19 Kg

Vu = Vdbd

=263 .190.85 x100 x7 . 52

=0 .41kg /cm2

El corte permisible del concreto es:

Vc = 0.53 f ' c=0. 53175=7 .01 kg/cm2

Luego: Vu = 0.41 kg/cm2 < Vc = 7.01 Kg/cm2 ……………….. (o.k)

No necesita estribar

Nota.- Se usará juntas Water stop de 0.025 metros c/ 5 m (1”)

6.1.4. DISEÑO DE LA COMPUERTA DE CAPTACIÓN._

TIPO GUILLOTINA.- Se diseñará para la máxima avenida y suponiendo compuerta cerrada (caso más crítico).

108

E1

E2

E30.35

d=0.17

H=2.26

ANGULOS DE REFUERZO

= 0.50

W=γw.H.1ml = Kg/ml

FIG. Nº 18

m = 0.40

DATOS DEL DISEÑO:.

Suponiendo carga uniforme y viga simplemente apoyada.-

Momento Flexor Máximo:

Pero: W = الw x H x 1.00 = kg/ml

Reemplazando W en el momento flexor máximo se tiene:

M = w x H x 1.00 x m2

8

Pero también se sabe que para el cálculo del espesor necesario de la Plancha

en el Punto sujeto a máxima presión hidrostática se tiene.

f =McI

109

ال

Donde: f = Fatiga del acero en kg/cm2

M = Momento flexionante interno en la viga Kg – cm

I = Momento de inercia de la sección transversal de la viga

con respecto al eje neutro, cm4

C = Distancia desde el eje neutro de la viga hasta las fibras

extremas, en cm.

El eje neutro siempre coincide con el centroide de la sección

transversal si la viga está sujeta a esfuerzos menores a los

del punto de fluencia.

Nota.- El límite elástico a la tensión es de 50 a 60 % de la resistencia a la rotura

( f y= 2500 kg/cm2) – (Regal M. Alberto, 1961)

Para el caso se toma el 60% ( f y) = 1,500 kg/cm2

Entonces se tiene:

M = fxIc

; I=be3

12;c=

e2

M = fxbxe3

12 xe2

= fxbxe2

6

b = 1.00 m.

Despejando e:

e =

6Mbf

. . .. .. . .. .. . .. .. . .. .. .. . .. .. . .. .. . .. .. . .. .. . .. .. . .. .. .. . .. .. . .. .. . .. .. . .. .. 43

Reemplazando M en la ecuación (43) se tiene:

e = 6wxHx 1. 0 xm2

8x1.00 xf=

m2 3wxH

f

Por tanto el espesor (e) será:

110

ال

e = 0 .40

2 3x 1450 x2 . 2615 x106 = 0.0051 m = 0.51 cm = 5.1 mm

e = 0.20” use: e = ¼ “

Elección del tipo de compuerta de captación:

Vistas las características de la abertura de captación y el espesor de la plancha

para soportar la presión del agua, elegiremos lo demás parámetros de la

compuerta, de acuerdo a tablas usadas por DEPTI, para dimensionar

compuertas tipo guillotina y que les viene dando resultados satisfactorios en la

práctica.

Nomenclatura:

A, B = ancho y alto de abertura = 0.80 x 0.35 m

= 31 ½” x 14”

C = ancho hoja de compuerta = A + 2” – ½” = 33”+

D = alto hoja de compuerta = B + 2” = 16”

E = espesor = ¼”

F = Longitud de ángulo de refuerzo de la hoja de

compuerta.

= A – 1/2 “ = 31”

G = Distancia entre ángulos de refuerzo en la compuerta:

= ½” b = 7”

H = Distancia entre el centro de la hoja de la

compuerta y el inicio del macro.

= 3.61 m = 11.84’ = 142.1”

I = Longitud de platina de recubrimiento

= 2B + 6” = 34”

J = Altura total del marco de la compuerta:

111

= H + B22 1/2” = 12.63’

K = Longitud del eje rosado del sistema de izaje:

= B + 6” = 20”

L = Longitud total del eje del izaje:

= H – ½ B + 5 1/8” = 10.06’

M = Diámetro de la rueda = 20”

N = Nº de anclajes a c/ lado de la compuerta está en función de

B.

Los detalles se encuentran indicados en el Plano Nº 6

6.1.5. DISEÑO DEL ALIVIADERO DE DEMASIAS.-

Con las características del diseño hidráulico, se proyecta el aliviadero en el Km 0 + 030 del canal Proyectado Wayllapampa – Pacaycasa con un talud de 2: 1 y revestido con hormigón pobre y piedra (ver plano Nº 6)

6.2.0 DE LAS ESTRUCTURAS DE LIMPIA.-

6.2.1. DISEÑO DE PILARES.-

Esta estructura, la proyectamos con tajamar triangular por

consideraciones hidráulicas.

La altura total será:

Hp = 1.25 (Ho + P) = 1.25 (1.97+1.80) = 4.71 m

Pero la altura, se proyecta teniendo en cuenta que el borde

inferior de la compuerta de limpia, debe llegar a mayor altura que

el máximo nivel del tirante en máxima avenida.

Hp = (P + He) + 1.80 + BORDE LIBRE

Hp = (1.80 + 1.91) + 1.80 + 0.15 = 5.66 m

Use: Hp : 6.00 m

112

La longitud de los pilares en el sentido de la corriente es

variable (Hp1), así al final de la Poza adoptaremos un valor de:

Hp1 = dn + 0.1 (V1 + d2)

Borde libre = 0.1 (V1+d2)

Donde:

V1 = 7.72 m/seg

d2 = 2.68

dn = 2.47 m

Hp1 = 2.47 + 0.1 (7.72 + 2.68) = 3.51 m

Estos bordes van unidos a 45º (ver Plano)

3 ANÁLISIS ESTRUCTURAL DEL PILAR.-

1.- se diseñará pilar de concreto armado f’c = 175 kg/cm2

considerándolos como muros en flexo-compresión.

2.- Se considerará el caso más crítico, estando una compuerta

cerrada y para la máxima descarga del río.(ver figuras 19 y 20)

113

Cálculo de la sección A – 4 (eje y - y)

Metrado de cargas actuantes.-

a) Losa de Operación.-

P. propio = 0.12 m x 1.30 m x 2.00 m x 2, 400 kg/m3 = 748.8 kg

S/c = 1.30 m x 2.00 m x 250 kg/m2 = 650.0 kg

1,398.8 kg

b) Estructura del Pilar.-

P. propio = P1 + P2 + P3

P1 = 2.60 m x 6.00 m x 1.00m x 2,400 kg/m3 = 37, 440 kg

* Peso por metro = 37 ,440

2. 60 = 14,400 kg

P2 = 0.98 m2 x 1.00 m x 2,400 kg/m3 = 2, 352 kg

P3 = 57.56 m2 x 1.00 m x 2,400 kg/m3 = 138, 144 kg

Por simetría estas fuerzas actúan en el eje y – y

Peso propio total = 37,440 kg + 2,352 kg + 138, 144 kg

= 177, 936 Kg

Aclaración.- Para el diseño se ha considerado 1.0 m de muro en

la parte más cargada (muro de 6.0 m de altura por 2.60 de

base).

* Es el peso de la estructura en el plano

considerado.

114

c) Calculo del sismo (en el C.G)

Bureau Of Reclamatión 1981, en las zonas que no están

expuestas a fuertes temblores, generalmente se usan una

aceleración horizontal de 0.10 la de la gravedad, y una vertical de

0.05 debido a efectos del sismo sobre la estructura, actúa en el

centro de gravedad.

1. S.V = 0.05 W………………………………..………………

(45)

Donde:

S.V = Sismo vertical

W = Peso de la estructura en el plano considerado

S. V = 0.05 (14,400) = 720 kg por metro de muro

2. S.H = 0.10 (w)……………………………………………… (46)

Donde:

S.H = Sismo horizontal

S.H = 0.10 (14,400) = 1,440 kg por metro de muro.

La fuerza del sismo sobre el agua y que repercute sobre la

estructura es:

3. Ve = 0.726 Pe y ………………………………………… (47)

Donde:

Ve = fuerza del sismo sobre el agua.

Pe = esfuerzo del sismo a la profundidad y del agua.

Pe = c λ ..………………………………… w y , en lb/pie2 ال

(48)

115

Donde:

C = Coeficiente adicional que da la distribución y magnitud de

las presiones.

= Cm2 [ y

h 2−h yh 2− y

h ]Cm = valor máximo de C, para un talud constante dado (fig.

Nº 164 Bureau Of Reclamatión)

λ = intensidad del sismo=

aceleración .del . sismoacelaración .de . la . gravedad

Depende de la región sísmica, para la zona se ha

considerado un sismo de grado 7º de la escala de Mercalli modificado con un

periodo de retorno de 1 en 10 años y aceleración sísmica de 0.13 g (proyecto

integral Río Cachi, Estudio definitivo obras 1ra fase Nivel de licitación, pág Nº

11)

Adoptamos: λ = 0.13

wال = peso unitario del agua = 1450 kg/m3 = 90.44 lb/pie3

Y = nivel del agua en máxima avenida.

= 3.71 m = 12.17 pie

h = profundidad total del agua en máxima avenida

= 3.71 m = 12.17 pie

En el ábaco de Bureau Of Reclamation Fig Nº 165, Pág Nº 270,

ubicamos el valor de C: para y/h =1 ; C = 0.73 , por talud = 0

Reemplazando valores en (48) se tiene aumento de presión del agua por

efecto del sismo:

Pe = 0.73 (0.13 (90.44)(12.17) = 104.45 lb/pie2

116

ال

Reemplazando en (47) hallamos el valor total de la fuerza horizontal:

Ve = 0.726 (104.45) (12.17) = 922.86 lb/pie; en un pie de ancho.

Y el momento total de vuelco será: Me

Me= 0.299 Pe Y2…………………………………………… (49)

Me = 0.299 (104.45) (12.17)2 = 4,625.52 lb – pie, en un pie de ancho.

Convirtiendo a Kg/m, la fuerza del sismo y el momento de vuelco, considerando

un metro de ancho del pilar se tiene:

Ve = 922.86 lb/pie x 3.28/2.2026 = 1374.28 kg/m

Me = 4,625.52 /2.2026 lb-m = 2,100 kg - m

Brazo de palanca = 2,100 /1,374.28 = 1.53 a partir de A

d) Cálculo del empuje hidrostático.-

FH1 = الH 2 = 1450 kg / m 3 x 3.71 2 m = 9,978.97 Kg /m 2 2

Punto de aplicación = 1/3 (3.71) = 1.24 m. a partir de A.

b.- Análisis de estabilidad del Pilar al vuelco (por metros)

Sección A – A (eje y – y)

Se presenta la siguiente tabla para el análisis de estabilidad del Pilar,

tomando momentos con respecto a A:

6. Considerando acción del sismo:

FUERZA (Kg) BRAZO (m) MOMENTO Kg-m

1) (-) FH1 = 9,978.97 1.24 - 12,373.92

117

2) (-) VE = 1,374.28 1.53 - 2,102.65

3) (-) S.H = 1,440.00 3.00 - 4,320.00

4) (+) Wp = 14,400.00 0.25 + 3,600.00

5) (+) WL = 1,398.80 0.25 + 349.70

∑F.V = 15,798.80 ∑M (-) = 18,796.57

∑F.H = 12,793.25 ∑M (+) = 3,949.70

VISTA FRONTAL PILAR CENTRAL:

El brazo de la resultante será:

X = ∑ M (+) - ∑ M (-). = 3,949.70 - 18,796.57

118

SUPERFICIE NATURAL DEL AGUA

A A'

FH1=9,978.97

FH1=1057.19

0.25 0.250.50

100

1.24

1.53

3.71

1.80

W L

CG

SV

WP

S.H

1 .3 0

2.00

FIG. Nº 21

COMPUERTA1.80X1.50

M E=1615.48

∑F.V 15,798.80

X = -0.94 m (considerando como valor absoluto)

1/3 (0.50) < 0.94 < 0.33

0.17 < 0.94 > 0.33 cae fuera del tercio central.

NOTA.- se desprecia el sismo vertical (S.V.) sobre la estructura por ser a veces

hacia arriba y a veces hacia abajo en razón de que las fuerzas se eliminan.

b.- Sin considerar acción del sismo.

FUERZA (Kg) BRAZO (m) MOMENTO (Kg-m)

1) (-) FH1 = 9,978.97 1.24 - 12,373.92

2) (+) Wp = 14,400.00 0.25 + 3,600.00

3) (+) WL = 1,398.80 0.25 + 349.70

∑F.V = 15,798.80 ∑M eq = 3,949.70

∑F.H = 9,978.97 ∑M deseq = 12,373.92

El brazo de la resultante será:

X = ∑ M eq. - ∑ M deseq. = 3,949.70 - 12,373.92

∑F.V 15,798.80

X = -0.53 m cae fuera del tercio central.

Para que la resultante caiga dentro del tercio central existen varias alternativas:

- Darle mayor espesor al Pilar, pero ocasiona gran

volumen de concreto en obra, por lo que se

diseñará pilares de concreto armado.

119

- Solucionar la cimentación, proyectando zapatas

combinadas, ya que los individuales se

superponen.

c.- Análisis de la cimentación de pilares, considerando zapatas

combinadas.

En la figura Nº 22, se pueden observar el esquema de las fuerzas actuantes

para el análisis del vuelco.

CALCULOS:

120

P1 P2 P3

32

.12

2

2442.76

1 . 5 2

2 . 7 6

1E T

2440.00Η = 4 . 5 6

0

SU B - PR E SIÓ N

4

5

0 . 5 0 2 . 0 0 2 . 0 0 0 . 5 0

FIG . N º 22

BB '

A A '

3.45 K g/cm 2

1 . 8 0

3 . 7 1

2 . 2 9

3 Peso pilar 1:

Dimensionamiento de la sobre carga para 1.50 m de longitud.

- Peso losa de operación = 0.12 x 1.30 x 1.50 x 2400 kg/m3 = 561.6 kg

- Sobre carga = 250 kg/m2 x 1.30m x 1.50m = 487.5 kg

---------------

1,049.1 kg

Peso pilar 1 = peso de la estructura en el plano considerado + peso

Losa de operación y sobre carga.

= 14,400 kg + 1049.10 kg = 15,449.10kg

4 Peso Pilar 2 : Considerando 2.00 m de luz.

P2 = Wp + Wl

P2 = 14,400 + 1398.80 = 15,798.8 Kg.

c) Peso Pilar 3 = Peso Pilar 1 = 15,449.10 Kg.

d) Cálculo del empuje total del terreno (Et)…. (1)

P = C ال t H

Donde:

P = Presión ejercida por el terreno

C = Coeficiente; donde C = 1 - Sen Ø 1 + Sen ØØ = ángulo de fricción interna del terreno (estudio geotécnico)

H = Altura del suelo (Terreno)


C = 1 - Sen 35º = 0.27 1 + Sen 35º

P = 0.27 x 1600 x 4.56 = 1, 969.92 Kg /m2

ET = 1/2 (1,969. 92) 4.56 = 4,475.46 Kg/m

Punto de aplicación = 1/3 (4.56) = 1.52m

121

e) Cálculo del peso (4)

P (4) = 5.00 x 1.80 x 1.00 x 2,400 Kg/ m3 = 21,600 Kg.

f) Calculo de la Sub – Presión P (5)

P (5) = 3.45 x 5.00 x 1.00 x 1,000 = 17,250 Kg.

g) Peso ejercida por el terreno P (6) a la estructura

P(6) = 0.50 x 2.76 x 1.00 x 1600 Kg/m3 = 2,208 Kg.

Análisis del Factor de seguridad al volteo (momentos respecto de B´).

FUERZA (Kg) BRAZO(m) MOMENTO Kg-

m

1) (+) P1 = 15,449.10 4.50 + 69,520.99

2) (+) P2 = 15,798.80 2.50 + 39,497.00

3) (+) P3 = 15,449.10 0.50 + 7724.55

4) (+) 4 = 21.600.00 2.50 + 54,000.00

5) (-) 5 = 17,250.00 2.50 - 43,125.00

6) (+) 6 = 2,208.00 4.75 + 10,488.00

7) (-) 1 = 4,475.46 1.52 - 6,802.70

∑F.V = 53,255.00 ∑M (eq) = 181,230.50

∑F.H = 4,475.46 ∑M deseq = 49,927.70

Nota.- no se considera las fuerzas 2 y 3 , debidas a la presión hidrostática, es decir a que son de sentido contrario y se anulan.

5 Estabilidad al volteo.-

F.S.V = = 181,230.50 / 49,927.70 = 3.63 > 2.0 O. K

2. Estabilidad al deslizamiento.-

F.S.D =

122

F.S.D = x 0.7 = 8.33 veces de seguridad O.K

6 Excentricidad.-

X =

X = = 2.46 m. ; a partir de B´

Luego:

1/3 (5) < 2.46 < 3.33; 1.67 < 2.46 < 3.33; resultante con el tercio central. La excentricidad será:

e = 2.46 - = 2.46 - = 0.04 (Hacia la izquierda).

La resultante se considera pasando por el extremo del tercio central, siendo la

excentricidad igual: b = 0.83; 0.04 < 0.83, O.K

- Chequeo de presiones.-

σB =

σB = = 11,162.25 kg/

σB´ = = 10,139.75 kg/

Transformado a Kg/cm2 será:

σB = 1.1 Kg/cm2 ; σB’ = 1.0 Kg/cm2

Luego: σB y σB’ < 2.08 Kg/cm2 O.K.

Diseño de la zapata combinadaCaso más desfavorable cuando esta pasando la máxima avenida.

Metrado de cargas.- diseño a la rotura.

a). P1 = P3

Losa de operación.- p. propio = 0.12 m x 3.00 m. x 1.30 x 2.400 kg/m3 = 1,123.20 kg.Peso propio de pilares = 14,400.00 kg.s/c = 3.00 m. x 1.30 m. x 250kg/m2 = 975.00 kg.

Peso ultimo de pilares (P1 + P3)Wu = 1.4(14,400.00 + 1,123.20 ) + 1.7(975.0) = 23,389.98 kg/m.

b). Pilar 2 (P2).-P. propio = 14,400.00 kg.P. propio losa = 0.12m x 2.0m. x 1.30 m. x 2,400kg/m3 = 748.80 kg.

123

WD = 15,148.80 kg.

S/C = 2.00 m. x 1.30 m x 250 kg/m2 = 650.00 kg. WL = 650.00 kg.

Peso ultimo de pilar 2.- Wu = 1.4 WD + 1.7 WL

Wu = 1.4 (15,148.80) + 1.7(650.0) = 22,313.32 kg.

c).Peso del relleno de tierra.- P. propio = 0.50 x 2.76 x 1.00 x 1600 kg/m3 = 2,208 kg.

Wu = 1.4(2,208) = 3,091.2kg.

d).Peso del agua.-

P. propio = 3.71m x 3.00m x 1.00m x 1450 kg/m3 = 16,138.5kg.

Wu = 1.4(16,138.5) = 22,594 kg.

e).Peso de la zapata.-

P. propio = 5.00m x 1.80m x 1.0m x 2.400kg/m3 = 21,600kg.

Wu = 1.4(21.600) = 30,240kg.

Peso total vertical: ∑ F.V = a + b + c+ d + e.

Por tanto : ∑ F.V. = 23,389.98 + 22,313.32 + 3,091.2 + 22,594 + 30,240 =101,628.5 kg.

Como la excentricidad es e = 0.04 m. consideramos zapata centrada.

Calculo de la presión última sobre el terreno.-

Pu = ∑ F.V. a x bdonde:∑ F.V. = Sumatoria de todas las cargas verticales.a = Largo de la zapata. (5.00 m.)b = Ancho de la zapata (1.00 m.)

Pu = 101,628.5 = 20,325.7 kg/m2

- x 1.00

Diseño de la zapata combinada.-

Considerándola armada en un solo sentido:

124

Wu=20,325.7 Kg/m

FIG. Nº 23

1 A2 A3 A4 5= 0.50 L=2.00 L=2.00 =0.50

Para solucionar la estructura, o bien se aplica la ecuación de los tres momentos o el método de Hardy Cross, optamos el método último:

- Calculo de rigidices:R 2-3 = ½ = 0.5R 3-4 = ½ = 0.5 1.0

- Cálculo de coeficientes de distribución.

C.D. 3-2 = 0.5/1.0 = 0.5

C.D. 3-4 = 0.5/1.0 = 0.5 1.0

- Calculo de momentos de empotramiento perfecto:

M2-3 = M3-2 = 1/12 (20,325.7) 22 = 6,775.00 kg-m

M3-4 = M4-3 = 1/12 (20,325.7) 22 = 6,775.00kg-m

- Momento en los volados:

M2 = M4 = 20,325.7 x 0.5² = 2,541.00 kg-m 2

0.5 0.5

125

-2541 +6,775 - 6,775 +6,775 -6,775 +2541

-4,234 -2117 +2,117 +4,234

-2,541 -8,892 -2,541

- Calculo de momento máximo isostático:

M2-3 = M3-4 = 20,325.7 x 2 2 =10,163 kg-m 8y las reacciones:

Wu=20,325.7 Kg/m

0.50

R2 R3

FIG. Nº 24

2.00

-8892

Se sabe que:

R2 + R3 + R4 = 20,325.7 (5)Donde: 2 R2 + R3 = 20,325.70 (5)

R3 = 20,325.70 (5) –2 (27,313.)

Los momentos máximos entre los claros están donde el cortante es cero; a distancia de apoyo 2.

Para localizar esta distancia se halla el diagrama de cortes:

126

Wu

0.50

R4

FIG. Nº 25

xR3 x

2.00

x

2.00 0.50

A3 A41 5

x

A2

R2

5

6 0.50 ≤ X ≤ 2.50 : Vx = 27313-20325.70(x)

7

8

Diagrama de cortes:

127

G R AF. N º 04

-10,163

17,150

23,501

10,163

-23,501-17,150

32 4

E SCA LA :

V : 1 /500,000H : 1/50

A2

1 5

0.84

A3 A4

128

-2,541-2,541

4,5004,500

-8,892

ESCALA:V : 1/75,000H : 1/50

GRAFICO Nº 05: DIAGRAMA DE MOMENTO DE DISEÑO

Verificación del peralte de zapata por flexión.-Zona critica.- donde se presenta el momento máximo es en la cara de apoyo (pilar central). En este caso M 2-3 = M 3-4 :

3

0.50a=1.75 PILAR CENTRAL

2 41 5

FIG. Nº 26

4.00

(50)

Donde:

129

Teniendo en cuenta la cuantía apropiada para un diseño económico:

Donde:

(Elemento a flexión).

Por tanto, Mu será:Mu = 0.90 x 0.01 x b x d x 4,200 (d – 0.01 x b x d x 4,200 ) 0.85 x 175 x b

Mu= 37.8 bd (d – 0.2824d)Mu = 37.8bd (0.7176 d) = 27.13 b d2

Despejando d:

d = √Mu/27.13b = √ 3112400/27.13 x 100 d = 34 cm.

Luego: d = 34 cm < 170 cm , peralte asumido. O.K.

Usamos: h = 1.80 m , para cimentar en el estrato de grava y por profundidad de socavación del rio (Estudio Geotécnico)

Diseño del acero.-

a.- aceros positivos.-

M2-3 = M3-4 = 4,500 kg-m

Peralte efectivo = d – recubrimiento + Ø/2

d’ = 180 – 10 = 170 cm.

Suponiendo a = 0.20 cm.

Δs = 450,000_______ = 0.70 cm2 0.90 x 4,200(170 – 0.20/2)

Verificando a a :

130

a= 0.70 x 4,200 = 0.20 O.K. 0.85 x 175 x 100

Δcero mínimo:

Δsmin. = 0.002 b d

Δsmin. = 0.002 x 100 x 170 = 34 cm2 (demasiado)

Use = Ø 3/8” @ 30 cm. (Δs = 2.37 cm2)

Acero de repartición o acero de temperatura:

Δst° = 0.0018 x b x h

Δst° = 0.0018 x 100 x 180 = 32.4 cm2 (demasiado)

Use : = Ø 3/8” @ 30 cm. (Δs = 2.37 cm2)

b. Acero negativo.-

M3 = -8892 kg-m


Δs = 889,200______ = 1.38 cm2

0.90 x 4,200(170 – 0.39/2)

Verificando a a :

a = 1.38 x 4,200 = 0.39 cm. O.K. 0.85 X 175 X 100Acero mínimo:

Δsmin. = 0.002 b d

Δsmin. = 0.002 x 100 x 170 = 34 cm2 (demasiado)

Use = Ø 3/8” @ 30 cm. (Δs = 2.37 cm2)

Detalle final del armado.

131

.10

1.70

.10

Ø3/8" @ 0.30m

+

Ø3/8" @ 0.30m (-)

.10

FIG. Nº 27

D.- Diseño del pilar central._

- Caso más crítico: Considerando una compuerta cerrada.Del análisis del diseño de la zapata tenemos:

• Peso pilar 2:

• El empuje hidrostático:

Carga última:

Del análisis B, (Página Nº 135 ), de la estabilidad del pilar al vuelco se obtiene la excentricidad de la resultante de fuerzas:

cae fuera del tercio central.En consecuencia el muro se diseñará a FLEXO-COMPRESIÓN

(Sección A-A’ de la Figura Nº 21).

Su excentricidad última será:

eu = Mu = 21,035.67 = 0.94 m Pu 22,313.32

Chequeo de magnificación de momento

Efecto de esbeltez:Frederick S. Merrit (1985), para elementos de comprensión arriostrados contra desplazamiento lateral K (coeficiente de esbeltez) se debe tomar como unidad. Para las columnas que no están arriostradas contra desplazamiento lateral, K será mayor de la unidad.

132

Para columnas rectangulares, ϒ (radio de giro en el sentido de la flexión) puede tomarse como el 30% de la dimensión total en la dirección en la cual se considera la estabilidad.Entonces:K = 2.0. (Desplazamiento lateral)ϒ = 0.3 t = 0.30 (0.50) = 0.15 m = 15 cm

Longitud efectiva de la columna será:= KLu = 2(6) = 12.00 m = 1,200 cm.

Relación de la esbeltez de la columna es:KLu = 1,200 = 80ϒ 15Luego:Si hay desplazamiento: 22 <80<100 (sección 8.58, Manual del Ing. Civil).

Frederick S. Merrit, (1985), menciona que para columnas en las cuales la relación de esbeltez es entre 22 y 100 y por tanto, se debe tener en cuenta el efecto de la esbeltez sobre la capacidad de carga, puede efectuarse un análisis elástico para evaluar los defectos de las deflexiones laterales y otros efectos que producen esfuerzos secundarios, o bien puede utilizarse un método aproximado descrito.En el código ACI. En el método aproximado la columna se diseña para la carga Pu axial de diseño y para un momento Mc amplificado. Define por:

Mc = δ M2……………………………………………………………….(51)Donde:δ = factor de amplificación, una función de la forma de la columna flexionada, puede determinarse con: δ = Cm ≥ 1………………………….(52) 1- Pu /Ø PC

Donde:Cm = Factor que relaciona el diagrama real de momento con el de un momento

uniforme equivalente. Se asume Cm = 1.0 sección 8-59 – Manual del

Ing. Civil.Pu = Carga ultima axial de diseño (22.313.32kg)Ø = Factor de reducción de capacidad = 0.75

Para columnas reforzadas con zunchos; en otra forma, 0.70 (asumimos el último).

Pc = Carga critica de la columna. La carga crítica se expresa con:

P = π2 E I (KLu)2

Donde:E I = Es la rigidez de flexión de la columna.E I = Ec Ig / 2.5. ……………………….. (53) 1 + βdEn donde:Ec = Modulo de elasticidad del concreto = 2 x 105 kg / cm2

133

Ig = Momento de inercia respecto al eje centroidal de la sección total del concreto, despreciando el refuerzo para carga:= b x h3 = 1 x 0.53 = 0.01 m4

12 12 = 1 x 106 cm4

βd = carga muerta máxima de diseño Momento total de carga= 0 = 0 MT

Reemplazando valores en (53) hallamos la rigidez de flexión de la columna:

E.I = 2 x 105 kg / cm2 x 1 x 106 cm4 / 2.5 = 8 x1010 kg – cm2 1 + 0Calculo de la carga crítica (Pc):

Pc = (3.1416)2 x 8 x 1010 kg –cm2 = 548,313.92 kg (1200 cm)2

Reemplazando valores en (51) hallamos :Ϩ

δ = 1 = 1.06 > 100 1 - 22,313.32 / 0.70 x 548,313.92

Por tanto: Mc = 1.06 x 21,035.67 = 22,297.81 kg –m

eu = 22,297.81 = 0.99 m. 22,313.32

Luego los valores del diseño para el área de acero serán:

Pu = 22,313.32 kg.Mu = 22, 297.81 kg – m

eu = 0.99mSección: b = 100 cm, t = 50 cm, d’ = 40 cm.

Los valores, para entrar al diagrama de interacción con factor de reducción son:1. g = d´ = 40 = 0.80 t 50

2. Mr = Mu = 22,297.81 = 24,775.34 kg.m. Ø 0.90

3. Pr = Pu = 22,313.32 = 31,876.17 kg 0.70 0.70

Para el eje de las ordenadas: = Pr__ = 31,876.17 = 0.043 f´c bt ß3 175x100x50x0.85

134

Para el eje de las abscisas:

= Mr = 24,775.34x100 = 0.067 fć b t2 ß3 175x100x502 x0.85

Entrando con estos dos valores al diagrama de interacción con factor de reducción de Juan Ortega García (Ref. 16 ), grafico N° 3, pág. N° 124, se obtiene un:

Pt m = 0.20………………………………………………….( 54)Donde:

Pt = Δ s ; m = fy___ bt 0.85fć

Reemplazamos estos valores en la ecuación (54), hallamos el área de acero:

Δ s x fy___ = 0.20 bt 0.85fć

Δs = 0.20 x 0.85 x 175 x 100 x 50 = 35 cm2 (refuerzo vertical) 4,200Disposiciones especiales para muros (ACI)

Refuerzo vertical:As mínimo = 0.0012 x 100 x 50 = 6 cm2

Use : Ø ½ @ . 10 cm (Δs = 35 cm2)

Refuerzo horizontal:As H. = 0.002 x 100 x 50 = 10 cm2

Use : Ø 3/8” @ . 15 cm Detalle de armadura:

135

.20 .20

.05 .05.40

.50

Ø1/2"@10cm

Ø3/8"@15cm

FIG. Nº 28

6.2.2 DISEÑO DE LAS COMPUERTAS DE LIMPIA.-Del análisis hidráulico, se obtienen las dimensiones de la hoja de la compuerta.A = 1.50 m.B = 1.80 m.

Estructuralmente, lo calculamos para la máxima avenida de aguas, caso mas critico cuando h = 3.71 m.

Por un análisis similar al adoptado par la compuerta de toma tenemos la formula deducida:

e = m √ 3 γ w h 2 f

Donde:e = espesor de la hoja de la compuerta.m = distancia entre apoyos de la compuerta (0.75m)

γw = peso especifico del agua, con elementos en suspensión igual a 1450 kg/m3

h = altura de la carga hidraúlica en máxima avenida = 3.71m.f = fatiga de flexión del acero, par el caso se ha considerado 1500

kg/cm2 = 15 x 106 kg/m2

Luego el espesor (e) será:

e = 0.75 3x1450x3.71 = 0.012m 2 15x106

e = 1.2 cm. = 12 mm = 0.47”

Use: e = ½”

136

Con estas características seleccionamos 02 compuertas del tipo Guillotina, ARMCO o, similar de 62” * 71” * ½” de espesor, platina de 2 ½” * ¼”, ángulo y eje de ¼” con 02 volantes de izaje; o tal como se muestra en el plano con espesor de plancha de ¼”.

3.1.6 DISEÑO DE LA LOSA DE OPERACIÓN DE LAS COMPUERTAS DE LIMPIA._

Con la finalidad de dar amplitud para la operación de las compuertas de limpia, esta losa será de 1.30 m. de ancho, trabaja como losa continua, sobre los pilares y un extremo sobre el muro de contención.

FIG. Nº 29

.12m

.25 .50 1.50 .50 .501.50 .25

L= 2.00 L=2.00 =.50=.50

1 2 3

Dimensionamiento: :

; Para

El Reglamento ACI, para losas macizas especifica:

Use: h = 12 cm.

Metrado de cargas.- Por metro de ancho.

Carga muerta D = 0.12x 1 x 2,400 = 288 kg/m.

Sobre carga L = 1.00 x 250 kg/m2 = 250 kg/m

Carga última: (Wu)

137

Wu = 1.4 D + 1.7L Wu = 1.4 (288) + 1.7 (250) = 828.20 kg/m

La estructura se soluciona al igual que en la pag. N° ¿?, sea por el método de Hardy Cross o por el teorema de los tres momentos; esta vez lo solucionamos por el último método:

Para aplicar el método de los tres momentos:

Términos de carga son:

L 0 = R0 = - Wu L 3 4

= - 828.20x 2 3 = - 1,656.00 4Momento en los volados:

M1 = M3 = - Wu l 2 2 = -828.20 x 0.50 2 = -104 kg - m 2Aplicando ecuación de los tres momentos:

M1 l 1-2 + 2 M2 (l 1-2 + l 2-3) + M3 l 2-3 = - l0 – R0

Reemplazando valores en la ecuación se tiene M2:-104 x 2.00 + 2 M2 (2.00+2.00) –104 x 2.00 = -1,656.0-1,656.0-208 + 8 M2 - 208 = -3,3128 M 2 = -3,312 + 416 ; M2 = -362 kg-m

4 Cálculo de momento máximo isostático:

Las reacciones:

138

Wu=828.20Kg/m

0.90

R1 R2

FIG. Nº 30

2.00

-362=M2

= 1,294 kg.

Diagrama de cortes.-

139

Wu=828.20Kg/m

R1 R3

FIG. Nº 31

x xR2 x

2 .0 0

x

2 .0 0 0 .5 0

4

5

6

4. 4.50≤ X ≤ 5.0 : Vx = 1,294 + 1,553 +1,294 – 828.20 (x)

140

G R A F . N º 06

-414

880776.5

414

-776.5-880

21 3

E SC A L A :

V : 1/50,000H : 1 /50

141

-1 0 4

E S C A L A :V : 1 /5 ,0 0 0H : 1 /5 0

D IA G R A M A D E M O M E N T O S D E D IS E Ñ O

-3 6 2

-1 0 4

1 8 01 8 0

G R A F IC O N º 0 7

Los momentos máximos entre los claros, están donde el cortante es cero, a distancia x = 1,05 m. del apoyo 1.

M 1-2 = M 2-1 = 180 kg- m.

Considerando:fć = 175 kg/cm 2

h = 12cmd´ = 4+ 0.95 = 4.475

2d = 12 – 4.475 = 7.53 cm. f y = 4,200 kg/ cm2

Verificación del tipo de falla.-

Mu = Ø fć b d 2 W ( 1 -0.59 W)

Donde:

W = Pmax. x f y = 0.75 pb x fy fć fć Pb = 0.85 2 x 175 x 6,000 = 0.0177 4,200 6,000+4,200

W = 0.75( 0.0177)x 4,200 = 0.319 175Luego :

W (1-0.59 W) = 0.319 (1-0.59x 0.319) = 0.259

Mu = 0.90 x 175 x 100 x 7.532 x 0.259 = 231,297.15 kg-cm

142

Mu = 2,313 kg-m .

Por tanto : Mact. = 362 kg-m < Mu = 2,313 kg-m.

Entonces las secciones fallan por fluencia del acero.

Verificación por cortante.-

V 1-2: 0.50 ≤ x ≤ 2.50 : Vx = 1294 – 828.20 (x)

X = 2.50 : V x = - 776.5 kg (tomamos como valor absoluto)

Vd = V 1-2 - Wu x d

Vd = 776.5 – 828.20 x 0.0753 = 714.14 kg

Vu = Vd = 714.14 = 1.12 kg/ cm2

Ø bd 0.85 x 100 x 7.53

Vc = 0.53 √ f´c = 0.53√175 = 7.01 kg/cm2

Entonces: Vu = 1.12 kg/cm2 < Vc = 7.01 kg/ cm2 O.K

Cálculo del acero .- Acero negativo : M2 = -362 kg-m.


Δs = 36200 = 1.30 cm 2

0.90 x 4,200 ( 7.53 – 0.37) 2Verificando a a :

a = 1.30 x 4,200 = 0.37 cm O.K. 0.85 x 175 x 100

Acero mínimo:

Δs min = 0.002 x b x d = 0.002 x 100 x 12 = 2.4 cm2

Use : Ø 3/8” @ 30 cm (Δs =2.4 cm2)

Reglamento ΔCI :S = 3h = 3(12) = 36 cm; 45cm

Acero positivo:

Suponiendo

143

Verificando a a :

a = 0.64 x 4,200 = 0.18 cm O.K. 0.85 x 175 x 100

Acero mínimo:

Δs min = 0.002 x b x d = 0.002 x 100 x 12 = 2.4 cm2

Use : Ø 3/8” @ 30 cm

Refuerzo por temperatura o contracción.

Use:

Smax. = 5h = 5(12) = 60 cm. ; 45 cm.

Detalle final del armado en una sola dirección .

144

.12

As = 2.4cm2; Ø3/8" @ 0.30m

As REPART. Ø3/8" @ 0.30m

FIG. Nº 32

.04

6.2.4. ANÁLISIS ESTRUCTURAL DEL ALIVIADERO.-

Considerando barraje de concreto ciclópeo:

(Peso volumétrico del concreto).

Hacemos dos análisis:

1.- Cálculo para el agua a máximo nivel del cimacio.

145

a. Presión hidraúlica.-.

γw = 1500 kg/m3; peso volumétrico de agua turbia con sedimentos y elementos flotantes.

PH = 1 ( 1500) (1.80)2 = 2430 kg/m. 2

Punto de aplicación:

y h = 1/3 ( 1.80) = 0.60m.

b. Calculo de la subpresión.-

γw = 1,000 kg/ m3; peso volumétrico de agua filtrada.

Sp = C γwHL 2Donde:

C = factor de subpresión, varía según el tipo de superficie en contacto de 0.25 a 1.00 para este caso:C = 0,5 (analizamos concreto sobre grava para fines de diseño. Tabla N° 2).

H = altura del barraje ( 1.80 m ) .

L = ancho del barraje ( 3.20 m).

Sp = 0,5 x 1,000 x 1.80 x 3.20 = 1440 kg/m.

146

FIG. Nº 33

VE(SISMO)=863.83

PH=24300.74

Yh=0.60

H=1.80

A

1.06

CG SH

W

SV0.74

1.29 1.91SUPERFICIE NORMAL DEL AGUA

SP=1440 Kg/mL=3.20

Ysp=1.07

L-Ysp=2.13

TALON

2

Punto de aplicación:

Ysp = 1/3 L = 1/3 (3.20) = 1.07m.

C. Cálculo del peso del aliviadero y C.G.-

γc = 2,300 kg/m3; peso volumétrico de concreto ciclópeo.

W = area (m2) x 1.00m x 2,300 kg/m 3

Cálculo del área del momento, Peso y C.G.:

REA 1: Se tiene que: Integrando y reemplazando el valor de .

147

FIG. Nº 34

H = 1.80m

A

0.543

W1

EJE DEREFERENCIA

Xc=

0.498

A1

X

Y

X=1.965 Y

X'

dy

W2

A2

W3

A3

0.498

Yc= 0.200

2.702

O

X1

0

0 0

2.702

0

Su centro de gravedad con respecto al eje de referencia, de la superficie limitada por las ecuaciones que determinan el perfil del barraje será:

Aplicando la integral definida.

a. Mx = ∫ x.y dx ; donde x = x Se sabe que y = 0.288 (x)1.843

Mx = ∫ x. 0.288 x1.843 dx = 0.288 ∫ X2.843 dx

Mx = 0.288 X 3 .843

3.843

Mx = 0.288 2.702 3 .843 = 3.4173 3.843

Por tanto:

X = Mx Ax

Donde:

X = distancia del eje y a A.

Mx = Momento de la sección Ax.

Ax = Área de la sección (3.154 m2)


X = 3. 4173 = 1.083 3.15 Respecto al eje de referencia: X = 1.083 + 0.498 = 1.581m.

b. Calculo de My del rectángulo diferencial.

148

2.702

2.702 2.702

1.80

0

0

1.80

0

1.80

0

1.80

A1 = 3.154 m2 ; x = 1.965 y 0.543

My = ∫ y. x dy ; donde y = y

My = ∫ y. 1.965 y0.543 dy = 1.965 ∫ y1.543 dy

My = 1.965 y 2.543 2.543

My = 1.965 1.80 2.543 = 3.4449 2.543

Por tanto:

Y = 3.4449 = 1.092 m. 3.154

Respecto al eje de referencia:

y = 1.80 - 1.092 = 0.708m.

Área 2 :

A2 = 1.60 x 0.498 = 0.7968 m2

Área 3 : considerando parábola.

149

X

Y

b=0.498

FIG. Nº 35

a=0.200


x = 0.498 – 0.1867 = 0.311 m.

y = 2/5(0.200) = 0.08 m.


Luego: El área total del paramento será:

El peso del aliviadero por metro es:

Localización de las coordenadas del centro de gravedad del paramento, utilizando el concepto de:

x = Σ A . x ; y = Σ A . y Σ AT Σ AT

Donde:A = Áreas Parcialesx = coordenadas en el eje de las abscisas de áreas parciales.AT = Áre total del parament (4.017 m2)

Por tanto:

150

x = 3.154 x 1.581 + 0.7968 x 0.249 + 0.0664 x 0.311 4.017

x = 1.29 m.

y = 3.154 x 0.708 + 0.7968 x 0.80 + 0.0664 x 1.68 4.017

y = 0.74 m.

C.G. = (1.29 , 0.74)

d). Calculo de la fuerza del sismo.-

S.v = 0.05 W = 0.05 (9239.10) = 461.96 kg.

S.H. = 0.1 W = 0.10 (9239.10) = 923.91 kg.

Estas fuerzas actúan en el C.G. del aliviadero.

Calculo del empuje ve sobre el agua:

Ve = 0.726 Pe h.

Donde:

Pe = C λ γw H en lb/pie2

Pe = presión en el agua por sismo.C = coeficiente adicional que da la distribución y magnitud de las presiones. Para parámetro vertical.

C = 0.73 (Bureau of Reclamation, Pag. N° 70)

λ = intensidad Del sismo. = Aceleración sismo Aceleración gravedad

= 0.13 x 9.81 m/seg 2 = 0.13 9.81 m/seg2

γw = peso especifico de agua turbia con sedimento y elementos flotantes. = 1500 kg/m3 = 93.56 lb/pie3

H = altura del barraje = 1.80m = 5.91 pies.

Reemplazando valores se tiene aumento de presión del agua por efecto del sismo:

Pe = 0.73 x 0.13 x 93.56 x 5.91 = 52.47 lb/pie2

Calculo del empuje Ve sobre el agua:

151

Ve = 0.726 x 52.47 x 5.91 = 225.13 lb/pie

El momento del volteo será:

Me = 0.299 Pe y2

Me = 0.299 x 52.47 x 5.912 = 547.97 lb - pie

Transformando a unidades métricas:

Ve = 335.33 kg/m.Me = 248.78 kg – mBrazo de palanca = 248.78 = 0.74

335.33

Estabilidad al volteo.- tomando momentos respecto a A.

FUERZA (Kg) BRAZO (m) MOMENTO kg – m.

1. (-) PH = 2,430 0.60 - 1,458.002. (-) SP = 1,440 2.13 - 3,067.203. (-) S.V. = 461.96 1.91 - 882.344. (-) S.H. = 923.91 0.74 - 683.695. (-) Ve = 335.33 0.74 - 248.146. (+) W = 9,239.10 1.91 + 17,646.68

Σ F.V = 7,337.14 M neg = 6,339.37 Σ F.H = 3,689.24 M posit. = 17,646.68

a: Estabilidad al volteo.-

F.S.V. = Σ M eq__ = 17,646.68 = 2.8 > 2.0 O.K, Σ M deseq 6,339.37 Esta seguro contra el volteo. b: Estabilidad al deslizamiento.-

F.S.D = Σ F.V x 0.7 Σ F.H

F.S.D = 7,337.14 x 0.7 =1.4 > 1.2 O.K. Esta dentro del Kd mínimo 3,689.24 recomendable : 1.2 a 1.4.

c: Excentricidad.-

Posición de la resultante:

X = Σ M. posit. - Σ M. negat. Σ F.V.

152

X = 17,646.68 – 6,339.37 = 1.54, a partir de A 7,337.14

Luego: 1/3 (3.20) < 1.54 < 2.13

1.07 < 1.54 < 2.13 O.K. resultante con el tercio central.

La excentricidad (e) tendrá el siguiente valor: e = 1.54 – L = 1.54 - 3.20 = 0.06 (hacia la izquierda) 2 2La resultante se considera pasando por el extremo del tercio central. Siendo la excentricidad igual: 1/6 (3.20) = 0.53m. 0.06 < 0.53 (dentro de 1/6 de la base)

d: Chequeo por hundimiento.-

Las presiones en el terreno no deben sobrepasar la capacidad portante.

Los esfuerzos están dados por:

σ = Σ F.V 1 + 6e a x b b

Donde:

Σ F.V = Sumatoria de fuerzas verticales actuantes (7,337.14 kg)a = Ancho de la estructura considerada (1.00m)b = Longitud de la estructura (3.20m)e = Excentricidad (0.06m)


σ1 = 7,337.14 1+ 6 x 0.06 = 2,550.80 kg/m2

1.00 x 3.20 3.20

σ2 = 7,337.14 1- 6 x 0.06 = 2,035 kg/m2

1.00 x 3.20 3.20

Luego:

σ1 y σ 2 < 2.08 kg/cm2 O.K.

2.- Cálculo para el caudal máximo.

En la fig. N°36 y N° 37, se muestran las fuerzas actuantes, así como sus respectivos puntos de aplicación.

153

a: Cargas producidas por el agua.-

-Empuje aguas arriba del aliviadero (FH)

E1 = 1500 x 1.91 = 2,865 kg

E2 = 1,500 (1.91 + 1.80) = 5,565 kg

154

E1=2865 K

1.53

0.80

B

C G SH

W

SV d1 = 0.76

1.91

N IVE L M Á X IM O D E LA SU PERFICIE D EL A G U A

1.37

W ' agua = 6 ,408 K g

1.37

0.74

Y

FH =7587 K

VE

1.80

1.91

760 K g/m

3710K g/m

E2=5565K g

A

Por tanto:

FH = ( 2865 + 5565) 1.80 = 7587 kg 2

-Empuje aguas abajo; por estar sumergido el barraje.

E3 = 1,500 x 0.76 = 1,140 kg

FH1 = 1,140 X 0.76 = 433 kg 2

-Carga producida sobre la presa:

W11 = γw x He = 1,500 x 1.91 = 2,865

W12 = γw x d1 = 1,500 x 0.76 = 1,140

Luego:

W´ agua = (2,865 +1,140) 3.20 = 6,408 kg 2b. Calculo de la subpresión

Subpresión en A = γw (P + He)

Donde: γw = 1,000 kg / m3 (por ser agua filtrada)

A = 1,000 (1.80 + 1.91) = 3,710 kg

Subpresion en B = 1,000 x d1

B = 1,000 x 0.76 = 760 kg

Subpresion total será:

Sp = ( 3,710 + 760) 3.20 = 7,152 kg 2NOTA: para esta subpresion, se considera solamente el 50% de la subpresión total: 0.5 (7,152) = 3,576 kg , por estar ubicado el dentellón, que controla el volumen de las filtraciones debajo de la presa y limita la intensidad de la subpresión de manera que no se vea comprometida la estabilidad.

c. Calculo de la fuerza del sismo .-

S.V . = 0.05W = 0.05 (9.239.10) = 461.96 kg

SH. = 0.1W = 0.1 (9.239.10) = 923.91 kg

Estas fuerzas actúan en el CG. Del aliviadero.

155

Calculo del empuje Ve sobre el agua.

Ve = 0.726 Pe H

Donde:

H = altura de la carga hidraúlica para el Q máximo (3.71m) = 12.17 Pie

Aumento de presión del agua por efecto del sismo (Pe) será:

Pe = C x λ x γw H ; γw = 1,500 kg/ m3 = 93.56 lb /pie3

Pe = 0.73 x 0.13 x 93.56 x 12.17 = 108 lb /pieEntonces el empuje Ve sobre el agua es:

Ve = 0.726 x 108 x 12.17 = 954 lb /pieEl momento de volteo será:

Me = 0.299 Pe y2

Me = 0.299 x 108 x 12.172 = 4,783 lb-pie

Transformando a unidades métricas:

Ve = 1,421 kg/ m

Me = 2,171 kg-m

Punto de aplicación = 2,171 = 1.53 m 1,421

En la siguiente tabla se presenta momentos con respecto al punto B

Fuerza (Kg) Brazo (m) Momento (Kg-m)

1). (+) W = 9,239.10 1.91 + 17,6472). (+) W´= 6,408 1.83 + 11,7273) (+) FH´= 433 0.25 + 1084) (-) SP = 3,576 1.95 - 6,9735) (-) S.V= 461.96 1.91 - 8826) (-) F.H=7587 0.80 - 6,0707) (-) Ve =1421 1,53 - 2,1748) (-) S.H= 923.91 0.74 - 684

= 11,609.14 = 29,482 =9,498.91 = 16,783

156

a) Estabilidad al voltio.

F.S.V =

F.S.V = = 1.76 > 1.5 O.K, este valor satisface la estabilidad

del azud en caso de embalsamiento.b) Estabilidad al deslizamiento.-

F. resist. = W tg Ø

Donde: W = Sumatoria de fuerzas verticales (11,609.17 Kg )Tag Ø = ángulo de fricción estática del material del aliviadero, con este caso concreto sobre concreto

= 0.7 ( Bureau of Reclam Pag. Nº 135)

Fresist. =11,609.14 x 0.7 = 8,126.40 F.H. = 9,498.91

Como: FH > Fresist. , se construirá un dentellón debajo del zampeado que los ancle al terreno, considerando una profundidad de 0.50m y la longitud de 1.00 m. Se tiene entonces:

A = 0.50m2

Por tanto: el factor de seguridad contra el deslizamiento, tomando en cuenta la resistencia al rasante, se expresa por:

F.S.D = > 4

Donde: A = área de la sección transversal considerado (0.50m2)Vzy = esfuerzo unitario tangencial en cualquier punto de la sección estudiada.

El esfuerzo máximo unitario de corte será:

Vzy = 0.20 f´c

f´c = 140 Kg/cm2

Se sabe que para una sección rectangular:

Vzy máximo =1.5 Vzy medio; por tanto:

Vzy medio = Vzy máximo = Vzy máximo

Ahora bien: Vzy máximo = 0.20 x 140 =28.00 kg/cm2

Vzy medio = (28) =18.66 kg/cm2

157

Sustituyendo valores:

F.S.D = 11,609.14 x 0.7 + 0.50 x 10.000 x 18.66 > 4 9,498.91

F.S.D = 10.60 4 OK, esta segura contra el deslizamiento.

c. Excentricidad.-


X =

X = = 1.09 a partir de B

Luego:

La excentricidad e tendrá el siguiente valor:

e = 1.09 - = 1.09 - = 0.51 (hacia la izquierda).

La resultante se considera pasando por el extremo del tercio central siendo

la excentricidad igual: ( b) = (3.20) = 0.53 m.

0.51m < 0.53m (dentro de de la base)

d. Chequeo por hundimiento.-

σ=

σ1 = = 7097 kg/ = 0.71 Kg/

σ2 = = 159 kg/ = 0.02 Kg/

Luego σ1 y σ2 < 2.08 Kg/ O.K

6.2.5 DISEÑO DE LOS MUROS DE EN CAUSAMIENTO._Con la finalidad de protección a obras ejecutadas al margen del río, así mismo

darle una dirección determinada de manera de evitar a que las aguas puedan inundar, los terrenos que se encuentran ubicados en el margen derecho del río, en caso de máximas descargas como consecuencia de la elevación del pelo de agua producida por el Azud, se diseñan los muros de encausamiento, cuya altura será:

158

La forma y medidas adoptadas son las siguientes:

0.60 0.50

1.80

2.76

1.950.60

2

1

5

3 0

B B'B = 0.5H = 0. 5(4.71) = 2.35

Adoptamos : B = 2.10 mFIG. Nº 38

4

ET

A A'

H= 4.71

1.00

El análisis de estabilidad se hará considerando el empuje de tierras, por ser el más desfavorable.Consideramos muros de concreto ciclópeo , 40 % de piedra grande y Ø ≤ 4´´

El material del suelo según el estudio geotécnico; es una terraza aluvial de material conglomeradico, que atraviesa estratos de SP y SM (SP=arena limpia mal graduada; SM=arena con finos limosos) esto al borde de los riberas ( terrenos de cultivo), para el cual se considera con

s = 1,600 Kg/m3 , ф = 35oال

1.- Análisis de la sección A – A ´ - Fuerzas actuantes verticales

3 =0.50 x 4.71 x 1.00 x 2,.300 =5,416.5 Kg.

159

4 = x 1.00 x 2,300 = 5,416.5 Kg.

5 = x 1.00 x1,600 = 1,324.8 Kg.

7

4 = E s x h 2 x cال =

2

Donde: E =Empuje activo de la tierra.H =Altura de cargo del terreno (2.76m)sال =Peso volumétrico del suelo (1600m)C = Factor para suelos que poseen Angulo de reposo de 35o

C = = 0.27

Sustituyendo valores:

E = x 0.27 = 1,645.40 Kg

Punto de aplicación = (2.76) = 0.92 m.

Análisis de la estabilidad tomando momentos respecto a A

Fuerza (Kg) Brazo (m) Momento (Kg-m)

1) (+) 5,416.5 0.25 + 1,354.132). (+) 5,416.5 0.83 + 4,495.703) (+) 1,324.8 1.30 + 1,722.244) (-) 1,645.4 0.92 - 1,513.77

= 12,157.80 = 7,572.07 =1,645.4 = 1,513.77

a. Estabilidad al volteo.-

F.S.V =

F.S.V = = 5.00 > 2.0 esta seguro contra volteo

b. Estabilidad al deslizamiento.-

F.S.D = Σ F.V x 0.7 Σ F.H

160

F.S.D = = 5.17 > 2 no falla por deslizamiento

c.- Excentricidad.-


x =

x = = 0.50, a partir de A

Luego: (b) < 0.50 < (b) ; b = 1.50 m.

0.50 = 0.50 < 1.00 ; La resultante cae en el limite del tercio central

La excentricidad e tendrá el siguiente valor:

e = - 0.50 + = 0.25m (hacia la derecha).

La Resultante se considera pasando por el extremo del tercio central, siendo la

excentricidad igual: (base) : (1.50) = 0.25 m

0.25 m = 0.25 m (dentro del limite de de la base)


σ =

Donde:σ = presión máxima que debe soportar el concreto (en este caso) σ permisible = 140 kg/cm2)

∑F.V = Suma de fuerzas verticales (12,157.80 kg)

a = Ancho de la estructura considerado (1.00m)

b = Longitud de la estructura (1.50m)

e = Excentricidad (0.25m)

Sustituyendo valores

σ1 = = 16,210 kg/

σ2 = = 0

161

Luego: σ1 = 1.62 kg/ , σ2 = 0 < σ concreto = 140 kg/

2.Análisis de la sección B-B´

8 Fuerzas actuantes verticales

W 1 = 5,416.5 KgW 2 = 5,416.5 KgW 3 = 1,324.8 KgW 5 = 2.10 x 1.80 x 1.00 x 2.300 Kg/m3 = 8,694Kg.

9 fuerzas actuantes horizontales

4 = E = x 0.27 = 4491.42 Kg

Punto de aplicación = 1/3 ( 4.56) = 1.52m.

Análisis estabilidad tomando momentos respecto a B.

Fuerza(Kg) Brazo (m) Momento (Kg-m)

1) (+) 5,416.5 0.85 + 4,604.03

2). (+) 5,416.5 1.43 + 7,745.59

3) (+) 1,324.8 1.90 + 2,517.12

5) (+) 8,694.0 1.05 + 9,128.70

4) (-) 4,491.42 1.52 - 6,826.96

= 20,851.80 = 23,995.44

= 4,491.42 = 6,826.96

1. Estabilidad al Volteo.-

F.S.V =

F.S.V = = 3.51 > 2 esta segura contra volteo

b) Estabilidad al deslizamiento.-

F.S.D. = Σ F . V . x 0.7 Σ F.H.

162

F.S.D. = 20,851.80 x 0.7 = 3.25 > 2 esta seguro contra deslizamiento. 4491.42

c. Excentricidad.-


x = Σ .Eq. - Σ M. deseq. ΣF.V.

x = 23,995.44 - 6,826.96 = 0.82 20,851.80

Luego: 1/3 (b) < 0.82 2/3 (b) ; b=2.10 m.

0.70 < 0.82 < 1.40 , la resultante cae en el tercio central.

La excentricidad e será:

e = 2.10 - 0.82 = 0.23 (hacia la derecha) 2

La resultante se considera pasando por el extremo del tercio central siendo la excentricidad igual a: 1/6 (b) = 1/6 (2.10) = 0.35 m.

0.23 < 0.35 (dentro de 1/6 de la base)


σ = Σ . F.V. 1 + 6 x e a x b b

σ = presión máxima que debe soportar el suelo, en este caso σ permisible = 2.08 kg/cm2

Substituyendo valores:

σ = 20,851.80 1 + 6 x 0.23 1.00 x 2.10 2.10

σ1 = 16,454.5 kg/m2 = 1.64 kg/cm2

σ2 = 3,404.4 kg/m2 = 0.34 kg/cm2

Luego:σ1 y σ2 < σ permisible = 2.08 kg/cm2(OK)4. ALTERNATIVAS DE USAR REJILLAS METÁLICAS EN

FRENTE DE CAPTACIÓN._

163

Dada la gran cantidad de elementos flotantes que traen los ríos de la Sierra, en época de avenidas, se ha previsto el uso de rejillas con una inclinación de

, con la horizontal.

Se diseñará platinas agrupadas en 1.00 m. de ancho por medio de tornillos pasantes.

Están apoyadas, un extremo sobre el umbral de entrada y el otro sobre una pantalla de concreto armado.

El diagrama de presiones será:

2440.00

h1=1.91

N IV EL M Á X IM O D E LA SU PE R FIC IE D EL A G U A

0.38

h2=2.26

R1=1002.75R

R2 =9188

0 . 1 7 5X=0 . 1 80 . 2 3

P2=3390

P1=2865

e d c

ba

La presión (P1) en el extremo superior será:

P1 = γw x h1

Donde:

γw = peso volumétrico de agua turbia, considerando sedimentos y elementos Flotantes: 1500 kg/m3

P1 = 1500 x 1.91 = 2, 865 kg/m2

La presión (P2) en el extremo inferior:

P2 = γw x h2 = 1,500 x 2.26 = 3,390 kg/m2

164

De acuerdo al diagrama de presiones:

Pe – d = P2 – P1 = 3,390 – 2,865Pe – d = 525 kg/m2

La fuerza de la resultante R1 del diagrama a, b, c, d, tomando una profundidad de 1.00 m. de ancho es:

R1 = P1 x área

R1 = 2,865 x 0.35 x 1.00 = 1,002.75 kg.

La fuerza de la resultante R2 del diagrama a, d, e, será:

R2 = Pe – d x área

R2 = 525 kg/m2 x 0.35 x 1.00 = 91.88 kg. 2La resultante total (R) es:

R = R1 + R2 = 1,002.75 + 91.88 = 1,094.63 Kg.

Considerando las platinas especiales cada 10 cm, o sea 9 platinas por metro, obtendremos la fuerza en cada platina:P = R_____ N° de platinas

Donde:P = Fuerza en cada platinaR = Resultante total (1,094.63 kg)

P = 1,094.63 = 121.63 kg 9La posición de la resultante R será = X:

Σ Mb = 0

R1 x 0.35 + R2 x 2/3 (0.35) = R(X ) 2

Por tanto: R (X) = 1002.75 x 0.32 + 91.88 x 2/3 (0.35) 2

x = 175.48 + 21.44 1,094.63

x = 0.18 m.

Las rejillas, las calcularemos como vigas simplemente apoyadas con carga concentrada P.

165

P = 121.63 Kg 0.17 0.18

c BFIG. N° 40

0.35

S2 S1

Las reacciones S1 y S2 serán:

Σ MB = 0 : S2 (0.35) - P (0.18) = 0

S2 = 121.63 x 0.18 = 62.6 kg. 0.35

ΣMc = 0 : - S1 (0.35) + 121.63 (0.17) = 0

S1 = 121.63 x 0.17 = 59.0 kg. 0.35El momento máximo será, en el punto de aplicación de P.

Mmax. = S2 x 0.17

Mmax = 62.6 x 0.17 = 10.64 kg- m

La fatiga de flexión es :

σ = M x C I Considerando sección transversal de platina rectangular:

C = h 2 I = b x h 3

12Entonces; reemplazando en la formula de flexión se obtiene:

σ = 6M b h 2

Asumiendo: b = 1´´ : 2.54cm

σ = esfuerzo máximo de flexión = 1500kg/cm2 Sustituyendo valores, y despejando h:

166

h = √ 6 M / b x σ

h = √ 6 x 1064 / 2..54 x 1500 = 1.29cm. = 12.9mm.Las dimensiones de la platina serán:

h = espesor platina = ½ “

b = 1”

6.3.0 OTRAS OBRAS.

6.3.1 DISEÑO DE LA ESCALERA DE ACCESO “TIPO LOSA” AL PUENTE DE MANIOBRAS DE COMPUERTA DE LIMPIA.

Asumimos:Concreto: Peso Volúm. Concreto:

Acero:

C. Viva: P. Terminado: P. Revestimiento:

Sobre el peralte de la viga, FREDERICK S. MERRIT, 1985, menciona que es la cara vertical de un escalón, su altura generalmente es la distancia vertical entre las huellas. La altura más confortable de lo peraltes es de 7 a 7 ½ pulgadas. Esta altura nunca debe ser menor de 6 pulgadas ni mayor de 8 pulgadas. Las huellas deben ser de 10 a 13 pulgadas de ancho, excluyendo la parte volada. Los barandales generalmente son de 2 pies con 10 pulgadas a 3 pies de alto.

167

De acuerdo a lo mencionado:

Contrapasos = 0.195 m Huella = 0.275m

A.- PRIMER TRAMO:

1.0. Parte inclinada:

Metrado de cargas por metro cuadrado:

e = espesor = L mayor = 4.13 = 0.21m 20 20Use: e = 20cm

Peso de viga = 0.20 x 1.00 x 1.00 x 2.400kg/m3 = 480kg/m2

Carga por unidad de proyección horizontal será:

0.275

α

0.195 0.337

168

0 .6 0

0 .6 0

2 .4 8 0 .9 0 0 .7 5

L=4.130

2 .4 8 .5 0 1 .1 5

MUROS ENCAUSAMIENTO

FIG. Nº 41

Cos α = 0.275 = 0.82 0.337Luego:

Carga por unidad de proyección horizontal = 480kg/m 2 0.82 = 585.4 kg/m2

Peso de los pasos = 0.195 x 0.275 x 1. 00 x 2.400 kg/m3x N° pasos por metro. 2 N° pasos por metro = 1.00 = 4 pasos

0.275

= 257.4 kg/m2

Carga muerta (D) :

P. propio escalera = 585.4 kg/m2 + 257.4 kg/m2

= 842.8 kg/m2

P. terminado = 100kg/m2

P. revestimiento = 100 kg/m2

Carga viva (L)

C. viva = 300 kg/m2

Carga última :

2. Para el descanso._

Piso Terminado Revestimiento

Carga Permanente D Sobrecarga L

Carga última :

169

3. Trabajando como una viga horizontal; cálculo de reacciones y Momento Máximo._

Wu=985 Kg/m

2 .4 8 0 .7 5

RA

FIG. Nº 42

Wu=985 Kg/m

ΣMB = 0 : RA (2.98) – 731 (2.98) ( 2.98) - 254 (2.48) (2.48) = 0 2 2

RA = 1,351 kg.

Por momentos, solo el tamo donde se realiza el corte máximo. :

1: 0 ≤ x ≤ 2.48 : Mx = 1351 x - 985 (x) (x) 2Aplicando la formula que relaciona el corte y momento tenemos:

Vx = d Mx dx

Vx= d 1351 - 985 x 2 dx 2

Vx = 1351 – 985 x = 0

Donde: x = 1351 = 1.37 m. 985

Este valor reemplazando en la ecuación del momento y hallamos el:

Mmax. = 1351 (1.37) – 985 (1.37)2

2Mmax. = 926.50 kg – m.

170

731

0.50

Entonces: el M máximo, ocurre donde el cortante es cero.a la distancia x = 1.37m.

4. verificación del tipo de falla.-

Mu = Ø f’c b d2 W (1 - 0.59 W)

Donde:W = 0.319 (deducido en la pagina 101 Merrit)

d = 20 - 3 (recubrimiento) = 17 cm.

Mu = 0.90 x 175 x 100 x 172 x 0.319 (1 - 0.59 x 0.319)

Mu = 11,787 kg – m.

Por tanto: M actuante = 926.50 kg – m. < Mu = 11,787 kg – m.Entonces las secciones fallan por fluencia del acero.

Calculo del acero:

Acero positivo:Suponiendo a = 0.41 cm.

Δs = 92,650 = 1.46 cm2

0.90 x 4,200 (17 - 0.41) 2Verificando a a:

a = 1.46 x 4,200 = 0.41 O.K. 0.85 x 175 x 100Acero mínimo:

Δs mínimo = 14 x b x d Fy

= 14 x 100 x 17 = 5.6 cm2

4,200

Usando Ø ½” = 1.27 cm2

S = 1.27 x 100 = 22.7 cm 5.6Use: 2 Ø ½” @. 0.20 m (Δs = 2.58 cm2)

Acero negativo:

Δs (-) = Δ s (+) ≥ Δs t° 2

171

Hallando: Δs t° = 0.0018 x b x h

Δs t° = 0.0018 x 100 x 20 = 3.6 cm2

Use : Δs (-) = Δs t° = Ø 3/8” @ 0.20cm.

B.- SEGUNDO TRAMO:1.- Con los valores obtenidos para el primer tramo, calculamos las reacciones y

el momento máximo.

Wu=985 Kg/m

xx

0.90 0.75

R1 R2

FIG. Nº 43

Se sabe que:

Esfuerzos cortantes:−

−

Diagrama de Cortes:

172

Esc : Horizontal :1/20

Vertical : 1/20.000

BA

135.5

X=0.14

FIG. Nº 44

Momento de flexión: del tramo donde se realiza el corte.

1,-

Por la fórmula que relaciona el corte y momento se tiene:

Donde:

Luego: el M máx. = 135.5 (0.14) – 985(0.14)2/2

Entonces: El M. máximo ocurre donde el cortante es cero a la distancia: x = 0.14 m.

2.- Verificación del tipo de falla.-

Luego: el M. act. = 9.32 kg-m < Mu = 11,787 kg-m.

Entonces las secciones fallan por fluencia del acero.

3. Calculo del acero.-

Cuantía mínima : Pmin = 14

173

fy

Pmin. = 14 = 0.0033 4,200Δs mínimo = Pmin x b x d = 0.0033 x 100 x 17 = 5.61 cm2

M mínimo = Ø x Δs x fy (d – a/2)

Hallamos el valor de a :

a = 5.61 x 4,200 = 1.58cm 0.85 x 175 x 100

Reemplazando a en el momento mínimo se tiene:

M mínimo = 0.90 x 5.61 x 4,200 (17- 1.58/2) = 3,437.5kg-m

4.- Área de acero a usar.-

Como el momento actuante es menor que el momento mínimo, se usara el Δs mínimo = 5.6cm2.

Acero positivo:

Use: 2 Ø ½” @ 0.20 m (Δs = 2.58cm2)

Acero negativo:

Δs (-) = Δ s (+) ≥ Δst° 2

Δst° = 0.0018 x 100 x 20 = 3.6 cm2

Use: Δs(-) = Δst° = Ø 3/8” @. 0.20 m.

5. Verificación por cortante. :

Cortante máximo a la izquierda de B:

V = 751 Kg. (ver esfuerzos cortantes)

Vact. = V = 751 = 0.44 kg./cm2

b x d 100 x 17

V permis. = 0.5 x 0.85 √175 = 5.62 kg/cm2

Por tanto: Vact = 0.44 kg/cm2 < Vpermis = 5.62 kg/cm2

174

No se necesitan estribos.

6. Largo de anclaje.-

La = 12 db = 12 (1.27) = 15.24 cm (Ø ½”)

Según ΔCI :

La = 30 cm.

Longitud básica de desarrollo:

Ld = 0.06 x Ab x fy √f’ cDonde:

Ld = Longitud básica de desarrolloAb = Área de barra (Ø ½” = 1.27 cm)fy = Esfuerzo de fluencia del acero: 4,200 kg/cm2

f´c = Esfuerzo de resistencia del concreto a la compresión = 175 kg/cm2

Cambiando valores:

Ld = 0.06 x 1.27 x 4.200 = 24.2 cm. √175Use: para momento positivo ld = 24 cm.

Para varillas del lecho superior:

ld = 1.4 ld = 1.4 (24.2) = 34 cm.

Use: para el momento negativo: ld = 30 cm.

Detalle final del armado: (ver plano N° 5)

175

CAPITULO VII

CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES

7.1.0 CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES

7.1.1 CONCLUSIONES 1. Del estudio Geotécnico realizado se concluye que la capacidad portante del suelo de fundación del emplazamiento de la presa derivadota es de σ permisible = 2.06 y 2.08 Kg/cm2, ángulo de fricción interna del suelo (Ø ) = 37 º y Cohesión = 0; el estrato de cimentación , esta constituido por un suelo natural gravoso “GP” que se encuentra en estado semicompacto; son sedimentos de origen fluvio aluvial, de característica conglomerádica, con bolonerías de roca que llegan hasta 0.60 – 0.80 mts de diámetro. Según las características encontradas como terreno de fundación, presenta buenas condiciones de cimentación; está ubicada en una terraza baja, ligeramente horizontal.

2. Del estudio hidrológico realizado en la determinación de los caudales mensuales disponibles vemos que en le mes de febrero se alcanza un máximo valor con 27.40 m3/seg., mientras que el valor mínimo se localiza en el mes de Julio con 0.14 m3/seg. La descarga máxima se obtuvo mediante el método área - pendiente en el punto de captación de la toma obteniéndose un valor de 143.55 m3/seg.; y por la ecuación que relaciona periodo de retorno para 50 años se tiene un caudal de 230 m3/seg. con el cual se diseña las principales obras de la bocatoma Chacco.

3. Del estudio de la demanda de agua y módulos de riego (Cuadro Nº 3-2), se puede ver que el máximo requerimiento teórico (demanda bruta) alcanza a 14,438.40 m3/Há, alcanzando la demanda unitaria de 0.85 l.p.s.Há en el mes de Mayo y el Máximo Módulo de Riego Promedio de 0.67 l.p.s.Há en el mes de agosto; obteniéndose con este valor encontrado el Q de derivación. El requerimiento de riego total anual para 210 Hás mas el requerimiento de agua potable para el Centro de Servicios Agropecuarios del fundo es de 3’127,364 m3 , lo cual es cubierto ampliamente por la disponibilidad del recurso hídrico con que cuenta el río Chacco con un volumen total anual de 172’942,128 m3 , cabe señalar que en el mes de Julio habrá un déficit de 83,226 m3 .Se menciona también al cultivo de la alfalfa como el de mayor demanda con 17,449 m3/Há y de menor demanda al cultivo de arveja con 3,863 m3/Há.

4. Partes de la obra y sus características, comprende: a) El barraje; que es una presa aliviadero, en época de avenidas regulará un caudal de 211.33 m3/seg, tiene una altura de 1.80 mts y una longitud de 36 mts, será de concreto ciclópeo. Al pie tiene una poza disipadora de 15.0 mts de longitud y una loza de entrada armada de 10.0 m de longitud.

176

b). El frente de captación consta de una ventana de 0.80 m. de ancho por 0.35 m. de alto, estará provisto de rejillas metálicas (platinas) de espesor ½” y base igual a 1”, espaciadas cada 10 cmts y una compuerta de regulación metálica de ¼” de espesor. Esta ubicada en la margen derecha del río a 1.39 m sobre el nivel de captación.

C). Para mantener el régimen hidráulico del río frente a la captación se tiene dos compuertas de limpia deslizantes o del tipo guillotina de 1.50 x 1.80 m. y plancha de ½” de espesor, los mismos irán apoyados un extremo en el muro de contención y el otro sobre dos pilas o columnas laterales de concreto armado y losa de concreto simple. El espesor de las pilas es de 0.50 m x 6.0 m de altura y están ocupadas en un ancho de 4.0 m de longitud que en época de máximas avenidas regularán un caudal de 18.67 m3/seg.; la altura de las pilas es variable, así al final del perfil Creager, toma un valor de 3.51 m.

d). Las longitudes de los muros de encausamiento se diseñan de acuerdo a la topografía del terreno. La altura de muros será de 4.71 m . La profundidad de cimentación según el estudio geotécnico realizado es de 1.80 m; serán muros de tipo gravedad de concreto ciclópeo debido a que son de poca altura, terminarán en aletas con ángulos de 30º, adaptándose a los filetes del agua y la topografía del terreno.

e) Como obras complementarias en el Kmts 0 + 030 se ubica el aliviadero lateral en la margen izquierda del canal proyectado Wayllapampa – Pacaycasa de 2.30 m de longitud. El caudal evacuado será de 0.541 m3/seg. En la progresiva 0+045 kmt se ha proyectado un desarenador de tipo lavado intermitente para decantar partículas de Ø = 0.25 mm ; la velocidad del agua en el tanque sedimentador será de 0.20 m/seg.; la profundidad media de 1.0 m., ancho igual a 1.70 m y un largo del arenero de 9.0 m.

5. El diseño de la bocatoma Chacco realizada como proyecto de interés local regulará el agua del río Chacco irrigando a 210 Hás de terreno agrícolas económicamente productivas, solucionando el problema social y económico.

7.1.2 RECOMENDACIONES 1. Las compuertas de limpia funcionarán en época de estiaje completamente cerradas a la misma altura del aliviadero de demasías: En época de avenidas se levantarán completamente para dejar pasar el caudal de limpia. Para facilitar su maniobrabilidad se prevé que deben tener dos volantes cada compuerta de limpia que luego funcionarán mediante energía eléctrica, esto por el excesivo peso de las planchas de ½” de espesor que dificultarán en su funcionamiento como deslizantes. 2. En un estudio de bocatomas es imprescindible realizar el estudio de mecánica de suelos, abriendo calicatas representativas en el lugar de ubicación de las estructuras, de una profundidad aproximada de 3.0 m, que permitirá determinar exactamente el tipo de suelo en la que la bocatoma estará cimentada, importante ya que las estructuras diseñadas trabajan a volteo y deslizamiento.

177

3. Será necesario que se haga un estudio detallado del arrastre de sedimentos, tanto de fondo como en suspensión, en épocas de avenidas y estiajes en cuencas como el río Chacco, el cual servirá para diseños futuros en cuencas y ríos similares. 4. Impulsar y promover proyectos de este tipo ya que solucionan en parte la problemática del fundo Wayllapampa, ya que el uso de las aguas del Río Chacco, se incrementará mas áreas de cultivo y con ello mayores campos experimentales en cuanto a investigación se refiere dotándose así de material académico, lo cual redundará en una adecuada preparación de los estudiantes de la facultad de Ciencias Agrarias e ingeniería Agrícola de la UNSCH , así como solucionará la problemática de los pequeños agricultores de la comunidad de Pacaycasa , evitando el éxodo del campo a la ciudad que crea trastornos con el abandono de los recursos humanos de los centros rurales.

5. De estudio de los caudales mensuales generados, del Río Chacco, la etapa constructiva, se limitará tan solo a los meses de estiaje, es decir desde abril a octubre; esto para facilitar la construcción.

7.2.0 REFERENCIAS BIBLIOGRAFICAS

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LISTA DE SIMBOLOS

LISTA DE SIMBOLOS PARA HIDROLOGIA E HIDRAULICA

SIMBOLOS DESCRIPCIONA Área del caucea Coeficiente de agotamientoB Longitud corregidab Ancho, ancho de la plantilla de un canalC Coeficiente de descarga, coeficiente de escala adicional CE Coeficiente de corrección por elevaciónDr Demanda reald1 Tirante al pie del barraje, espesor del colchónd2 Tirante conjugadodn Tirante nornalE Elevación sobre el nivel del marع Coeficiente de contracción ETA Evapotranspiración realETp Evapotranspiración potenciale, t Espesor, espesor del solado , espesor de la barraF Número de Froudef Borde libreH Carga hidráulicaHM Altura del muroHT Altura totalHo Altura de carga total sobre la cresta del vertedor o carga de proyecto h Diferencia de nivel altura promedioha Carga de velocidad de aproximación o carga de velocidad de llegadahe Carga de agua sobre la cresta hf Altura final, borde libre del canal antes del aliviaderoh0 Altura inicialKa Coeficiente de contracción de estribosKc Coeficiente de cultivoKp Coeficiente de contracción de pilaresL, Ln, L1, Lt Longitud, Longitud neta, longitud bruta, longitud

total n, Ks Coeficiente de rugosidad en la formula de ManningP, Ho Altura del barrajePcd Perdida por cambio de dirección Pcr Pérdida de carga por rejillaPct Pérdida de carga por transiciónPm Perímetro mojado

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Qm, Q, Qo Caudal máximo, descarga o gastoQal Caudal del Aliviadero QL Caudal de limpiaQt Avenida con periodo de retornoq Caudal unitarioR Radio hidráulicoS,J Pendiente del río , pendiente del fondo del canalTf Altura del canal de alimentación Tr Tiempo de retornoU Coeficiente, velocidad de decantaciónUC Uso consuntivoV Velocidad del aguaVa Velocidad de llegadaVf Velocidad finalVo Velocidad inicialW Velocidad de sedimentación y, t Tiranteyc Tirante críticoZo Cota fondo del ríoZz Cota fondo del canal∑P.C Sumatoria de pérdidas de cargaØ Diámetro LISTA DE SIMBOLOS PARA EL CÁLCULO ESTRUCTURAL

SIMBOLOS DESCRIPCIONA Área Ab Área de la barraAh Armadura horizontalAs Área de armadura Astº Refuerzo por temperatura o contraccióna Anchob BaseC-D Coeficiente de distribución D Carga permanented, h Espesor de la losa o peralted’ Peralte efectivoe Excentricidadf``c Ultima resistencia del concreto a la compresiónfy Límite de fluencia del acero∑ F.H Suma de Fuerzas horizontales∑ F.V Suma de Fuerzas verticalesF.S.D Factor de seguridad al deslizamiento F.S.V Factor de seguridad al volteoH AlturaKa Coeficiente de presión activaL Luz entre apoyosLa largo de anclajeLd Longitud básica de desarrolloLn Longitud neta

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M Momento. Momento Flector máximo∑ M Suma de Momentos∑ MB Suma de Momentos respeto de BMc Momento amplificadoMe Momento de vuelco por acción sísmicaMu Momento últimoP Presión, pesoPe Presión en el agua por sismoPr Carga resistentePu Carga últimaR Reacción, rigidez, resultanter Radio de giroS Espaciamiento entre refuerzos y sobrecarga S.H Componente Horizontal de la fuerza sísmicaSp Subpresión SV Componente vertical a la fuerza sísmicaVa Esfuerzo cortante actuanteVc Resistencia al corte del concretoVd Cortante último a la distancia “d”Ve Fuerza sísmica sobre el agua Vu Cortante últimoVzy Esfuerzo unitario tangencial W Carga total uniformemente repartida Ẃ Peso de la estructura, pesoWu Carga última de diseño ۟Z Sección crítica γt Peso unitario del relleno de tierraγw, γa Peso unitario del aguaγc Peso unitario del concretoσ Esfuerzo de compresión o reacción vertical

a la cimentación Ø Angulo de fricciónλ Intensidad del sismo

LISTA DE ANEXOS

Nº DESCRIPCION3-1 Criterios e información básica requerida para la Generación de Caudales

Mensuales3-2 Datos Meteorológicos Promedio para 24 años, período 1962 - 19853-3 Información climatológica (Promedios) estaciones adyacentes a la

cuenca 3-4 Precipitación Promedio Mensual en mm de las estaciones adyacentes a la

cuenca, periodo de registro 15 años 3-5 Temperaturas promedio mensual, anual y amplitud térmica en al cuenca

del río Chacco 3-6 Cálculo de la Evapotranspiración Potencial mediante el Método por el

Método de Hargreaves 3-7 Precipitación en mm total mensual estación “Pampa del Arco”

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3-8 Caudales Promedio Mensual en la estación de aforos, precipitación promedio mensual y efectiva en la estación “Pampa del Arco”

3-9 Coeficientes para la curva (precipitación efectiva) 3-10 Cálculo de la Evapotranspiración Potencial (ETP) por el Método de

Hargreaves (primera ecuación), estación Huamanga “ Pampa del Arco” 3-11 Cálculo de la Evapotranspiración Potencial (ETP) por el Método de

Hargreaves (primera ecuación), estación Wayllapampa 3-12 Cédula de cultivos propuestos para Wayllapampa ( primera y segunda

campaña)3-12 A Cédula de cultivos propuesta para el área de expansión del fundo

Wayllapampa 3-12 B Cédula de cultivos propuesta para Pacaycasa (primera y segunda

campaña)3-12 C Cédula de cultivos propuesta para el área de expansión Pacaycasa 3-13 Coeficiente Kc de los cultivos de acuerdo a la cédula propuesta –

Wayllapampa 3-13 A Coeficiente Kc de los cultivos de acuerdo a la cédula propuesta –

Pacaycasa 3-14 Demanda de agua por cultivo por mes (m3/Há)3-15 Demanda de agua a nivel del Proyecto de Irrigación del fundo

Wayllapampa – Pacaycasa

LISTA DE PLANOS− Ubicación del Proyecto

2. Ubicación de estructura principal 3. Cuenca del Río Chacco4. Bocatoma Chacco : Corte de estructuras , captación y barraje5. Bocatoma Chacco : Corte de estructuras, Muros y detalle de Pilares6. Bocatoma Chacco : Detalles estructrurales y obras complementarias7. Bocatoma Chacco : Detalles estructrurales y obras complementarias

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Diseño de Bocatoma Tesis

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