interesante

1. QMÁXIMO = 8.070 m3/seg
QMEDIO = 0.057 m3/seg
QREQUERIDO = 0.012 m3/seg Módulo de Riego
LONG. DE AZUD = 4.000 m
1.- PREDIMENCIONAMIENTO DE LA VENTANA DE CAPTACIÓN (como vertedor en época de estiaje)
fórmula de Francis
Q = caudal en m3/s 0.012
b = anchura de la cresta del vertedor en (m) 0.150 h 0.14
h = carga sobre el vertedor en (m) 0.143
n = número de contracciones 2
Qdis 0.01208 ok
2.- CÁLCULO DE LA VENTANA DE CAPTACIÓN (como orificio en máxima avenida)
Qreq = 0.012 m3/s
Cd = 0.600 coef. de descarga para orificios
b = 0.150 m
g = 9.810 m/seg2
Hc = 0.150 m
Calculando Hr
Hr = 0.220 m
Hr = 0.300 m (asumido)
Dimensiones de la Ventana:
h = 0.150 m
b = 0.150 m
3.- DIMENSIONES DEL AZUD Y COMPUERTA DE LIMPIA
P = ho + Hr altura del azud
ho = 0.500 m altura de sedimentos (ver anexo de cálculo)
Hr = 0.300 m
Altura del Azud
P = 0.80 m
P = 0.800 m Asumimos
DISEÑO DE LA CAPTACIÓN
0.15
b
2
3
atanven h
10
nh
b84.1Q 











  2
3
c
2
3
r HH*g*2*b*Cd*
3
2
Qreq

2. Dimensiones de la compuerta de limpia
H = 0.800 m
B = 0.600 m
Caudal de Máxima Avenida Q= 8.070 m³/seg
Ancho del Azud B= 4.000 m
Compuerta limpia b'= 0.6
Ancho del Vertedor b= 4.000 m
Nº de contracciones laterales n= 1
Altura de carga de las aguas sobre H1= ?
el azud
Coeficiente de Gasto (Manual de c= 2.2 (por su perfil cimacio y por ser de concreto)
Hidraulica-J.L. Gomez Navarro)
Altura de sedimentos = 0.500 m
Altura de la ventana de captación = 0.150 m
Ho 0.650
* Cresta del Azud Agua Arriba
(Ec. De Francis)
Altura máx. de aguas sobre la cresta del Azud
Tanteando:
Q= 8.070 m³/sg
H1 = 0.87 m Q= 8.070 igual
* Velocidad de acercamiento:
V = 1.33 m/seg
* Cálculo de h
h = 0.09 m
* Altura máxima sobre la cresta del azud (Ataguia)
máximas crecidas (H+0.50)
HT = 2.11 m
 
2
3
2
10
2
2
1
1
HHgB2
Q
H
10
nH
bcQ
















 01 HHB
Q
V


g2
V
h
2

50.0hHHH 10T 
Q
A A
B=4.00m
Ventana de Captación
Canal de Limpia

3. Cálculo de la velocidad al pie del azud
HT = 2.11 m (Condición mas crítica)
V2 = 6.43 m/seg
Cálculo del tirante antes del resalto (H2)
Por continuidad:
A= H2 X 4
H2 = 0.31 m
* Cálculo del Tirante aguas abajo (H3)
H3 = 1.48 m
* Nivel del perfil del azud aguas abajo
máximas crecidas (H+0.50)
HT2 = 1.98 m
* Cálculo de la longitud de Escarpe (L)
Según Schokolitsch:
C = 5
Donde: H=Ho+H1+H2 H = 1.832
L = 4.14 m
Según Lindquist:
L = 5.82 m
Según Becerril:
L = 3.14 m
T2 gH2V 
2V*AQ 
g
HV2
4
H
2
H
H 2
2
2
2
22
3 
50.0HH 3T2

2
1
H.C.612.0L 
)HH(*5L 23 
2H*10L 
H1
H3
H2
Ho
Cabeza
Escarpe
Contraescarpe
AZUD
Frente
Q
CORTE A-A
Ataguia
3.45

4. Se tiene que hacer una verificación utilizando la formula de FROUDE, en el caso de que resulte
F<=4, se escogerá el valor máximo de los anteriormente calculados, pero en el caso de que F>4,
se hara uso de la fórmula:
Entonces, comprobando:
F = 3.67 < 4.00
(salto oscilante-régimen de transición)
Por lo que escogemos el valor máximo de los calculados anteriormente, el que sería:
L = 5.82 m próximo a 5.80 m
Geometría del perfil aguas arriba de la cresta vertedora para paramento vertical ó con talud 1:3
Altura de agua en máxima avenida Hd = 0.87
Hd = carga de diseño
= 0.46
= 0.20
= 0.11
= 0.25
R1 - R2 = 0.257
3H*5L 
  2
1
2
2
H*g
V
F 
1
2

n
L
n 33 3
12
*5.1 H
n
L
nH 


X
Xc=0.283Hd
Y
X
Y
Yc=0.126Hd
Vertical
R2=0.234Hd
R1=0.530Hd
R1-R2=0.296Hd
Hd530.0R 1 
Hd234.0R 2 
Hd126.0Yc 
Hd283.0Xc 

5. X Y
Línea de
mamposteria cara superior
cara
inferior
0 -0.126 -0.126 -0.831 -0.126
0.1 -0.044 -0.036 -0.803 -0.036
0.2 -0.029 -0.007 -0.772 -0.007
0.3 -0.061 0.000 -0.740 0.000
0.4 -0.104 -0.006 -0.702 -0.007
0.6 -0.219 -0.060 -0.620 -0.063
0.8 -0.373 -0.147 -0.511 -0.153
1 -0.564 -0.256 -0.380 -0.267
1.2 -0.790 -0.393 -0.219 -0.410
1.4 -1.051 -0.565 -0.030 -0.591
1.7 -1.505 -0.873 0.305 -0.918
2 -2.033 -1.235 0.693 -1.310
2.5 -3.073 -1.960 1.500 -2.110
3 -4.305 -2.824 2.500 -3.094
4.5 -9.115 -6.460 6.540 7.150
leyenda
línea de mampostería
cara superior
cara inferior
DETERMINACIÓN DEL PERFIL DEL AZUD
5.80
0.87
1.48
CÁLCULO DEL DIÁMETRO DE PIEDRAS DE LA ESCOLLERA
0.31
0.80
1.2
85.0
85.1
Hd
X
*5.0Y 
-0.900
-0.800
-0.700
-0.600
-0.500
-0.400
-0.300
-0.200
-0.100
0.000
0.100
0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4
CREAGER
Cauce natural
l=Longitud del tanque
Piso de tanque
Elev. Pt
Colchón
dcH
P
Seccióndecontrol
1
2 3
4
5
6 7
8
x
D

6. * Diseño Hidráulico Sviatoslav Krochin
Donde :
k = coeficiente para piedras esféricas. Se considera igual a: 0.86 y 1.20 para la
velocidad mínima y máxima de arrastre, respectivamente.
g = aceleración de la gravedad
Wa= peso volumétrico del agua (Kg/m³)
Wp= peso volumétrico del material que forman las piedras (Kg/m³)
D = Diámetro de una esfera equivalente a la piedra
v = volumen de la esfera
Wa = 1000 Kg/m³
Wp = 2700 Kg/m³
D = 0.4 m
g = 9.81 m/seg²
Kmax= 0.86
Kmin = 1.20
V.CRIT min = 3.14 m/seg
V.CRIT max = 4.38 m/seg
V.CRIT min > V. de acercamiento
Ok!
CÁLCULO DE LAS ALAS DE LA CAPTACIÓN
El ala de la captación dependen básicamente de la topografía y del régimen de flujo
que tiene el río (turbulento, laminar). Para el caso del proyecto se adoptó una longitud de
1.5m, debido a que los muros de encauzamiento de la captación esta junto al talud, que
viene hacer roca.
L = 1.5 m
al igual que el ángulo de inclinacion del ala, generalmente es 12º30', en éste caso también
estará en función de la topografía del terreno; por lo cual asumimos un ángulo de 15º
CÁLCULO DE LA LONGITUD DE LA ESCOLLERA
Para el cálculo de la escollera tomamos como referencia la fórmula empirica dada por:
Escollera aguas arriba
Lesc = 3*H1 * Curso de Irrigaciones Doc. Ing. Civil Jesús Ormachea C.
Lesc = 2.60 m
Escollera aguas abajo
Lesc = 1.8*D * Curso de Irrigaciones Doc. Ing. Civil Jesús Ormachea C.
donde: D = diámetro del enrocado
Db = altura comprendida entre la cota de la cresta del barraje y la cota
del extremo aguas abajo
q = caudal por metro lineal del vertedero
C = coeficiente de Bligh C = 9
Lesc = 0.72 Lt = 1.87
asumidos Lesc = 1.00 m Lt = 2.00 m
D*
Wa
WaWp
*g*2*kCRIT.V


6
³D
v


  cb Lq*D*C*67.0Lt 

7. VERIFICACIÓN ESTRUCTURAL Y VERIFICACIÓN DE LA ESTABILIDAD DE LA PRESA
Peso específico del Concreto = 2.4 Tn/m³ Diagrama de la Captación
a = 0.35
b = 0.60
c = 0.70 0.60
d = 0.50 0.50
e = 0.50 0.30
f = 0.60 0.60
g = 0.30 0.50
1.- Determinar el centro de Gravedad de la presa.
MOMENTOS C/R A EXTREMO DER.
SECCIÓN W (peso) DIST. c/r a O MOMENTO DISTANCIA MOMENTO
Wi * X VERTICAL Wi * Y
A 0.504 0.18 0.088 1.300 0.6552
B 1.980 0.83 1.634 0.750 1.485
C 0.504 0.58 0.294 1.200 0.6048
D 0.360 0.15 0.054 0.250 0.09
TOTAL 3.348 2.070 2.835
PUNTO DE APLICACIÓN DE LA RESULTANTE:
Xc= Wi * X 0.62 m Yc = Wi * Y 0.85 m
W W
2.- Determinación de la excentricidad de la presa vacía si se produce un sismo.
con una aceleración de la gravedad de 0.5 veces de la fuerza de gravedad.
(a=0.05*g)
Fs=W/g*a (con el sentido de derecha a izquierda) …..(a)
donde:
Fs: ?
W: 3.35 Tn
g: 9.8 m/seg²
a: 0.05 g
Fs = 0.017
Si W.m1-Fs.Y = 0 …(b)
Reemplazando (a) en (b):
m1 = 0.05.Y = 0.042 m
De la figura:
Xe = e + b/2
e = Xn - b/2 …( c )
Donde "e" viene a ser la excentricidad
Así mismo:
XR = m1 + X … (d)
XR = 0.661 m
Reemplazando (d) en ( c )
e = (m1+ X) - b/2
e = -0.16 m
Fuerza originada por el sismo =
Peso del macizo en Tn =
Gravedad terrestre =
Aceleración de la gravedad =
a
b
c
B
C
A WA
WB
WC
d
e
f
g
D
m1
e
L
Fs
W
Fr
Y
x
B/2
B/2

8. Verificación
B = 1.65
B/3 < B/2 - m1 < 2/3B
0.550 < 0.783 < 1.100
OK! pasa por el tercio central
3.- Determinación de la resultante de la fuerza de la presa y del agua cuando se
produce la máxima avenida del proyecto actuando verticalmente.
p.e. del Agua 1 Tn/m³
H1 = 0.87 m
H2 = 0.31 m
H3 = 1.48 m
MOMENTOS C/R A EXTREMO DER.
SECCIÓN W (peso) DIST. c/r a O MOMENTO DISTANCIA MOMENTO
Wi * X VERTICAL Wi * Y
A 0.504 0.175 0.088 1.300 0.655
B 1.980 0.825 1.634 0.750 1.485
C 0.504 0.583 0.294 1.200 0.605
D 0.360 0.150 0.054 0.250 0.090
1 0.304 0.175 0.053 2.034 0.618
2 0.414 0.438 0.181 1.772 0.733
3 0.537 1.400 0.752 1.429 0.768
TOTAL 4.602 3.056 4.953
PUNTO DE APLICACIÓN DE LA RESULTANTE:
Xc= Wi * X 0.66 m Yc= Wi * Y 1.08 m
W W
0.87
0.60
Verificación
B = 1.65 0.50
B/3 < Xc < 2/3B
0.550 < 0.664 < 1.100
OK! pasa por el tercio central 0.30
4.-Cálculo de las subpresiones, valor total y punto de aplicación.
Sección Sp X Sp.X
A SPA B/2 SPA-B/2
B SPB 2/3B SPB-2/3B
1.47
H1 = 1.47 m
H2 = 0.50 m
H3 = 0.50 m
Xa = 0.83 m
Xb = 1.10 m
B = 1.65 m
1.00 Tn/m³
P1 = 1.46779 Tn / m²
P2 = 0.50 Tn / m²
Sección Área Sp X Sp.X
A 0.55275 0.55275 0.83 0.45601875
B 1.069891845 1.069891845 1.10 1.177
1.622641845 1.633 Lw =
X' = 1.006 m
Datos Área
a
b
c
B
C
A
WA
WB
WC
d
e
f
g
D
H1
3
2
1
H2 H3
  BHBH 22 3
2
3
2  
      
33
2
2
1. 2121
B
HHBHH  
 AGUA
Agua
H1
Presa
BXb
3
2

X'
B
SPA
Sp
SPB
Xa=B/2
P1=*H1
P2=*H2
H1 -H2 )

9. 5.-Cálculo de las Fuerzas horizontales
Para el cálculo de la resultante de las fuerzas horizontales, se considera:
5.1 En el sentido del río
a)
1.936 Tn
Su linea de acción (L.A.)
0.656 m
Con respecto a la base
b) Empuje de aguas por sismo (E2)
1.053 Tn
a=aceleración sísmica de 0.05g a 0.07g Su línea de acción (L.A)
0.841 m
c) Empuje adicional por sedimentos (E3)
= 0.063 Tn
= 0.5 Tn/m³
La altura H2 del sedimento se mide con el muestreador
H2 = altura de sedimento de asolves integrador de profundidades.
modelo VS - DH -48
Su línea de acción
= 0.17
d) Empuje adicional del suelo (E4)
= 0.1
= 0.8
= 0.17
e) Empuje adicional por la aceleración de la masa de concreto de la presa (Es)
= 0.1674
= 0.85
5.2 Las fuerzas que se oponen al sentido del río
En él, se consideran:
a) Peso de la losa de contraescarpe (zampeado)
6.960 H4 = 0.31
2.900 H5 = 1.48
H6 = 0.40
El empuje Hidrostático (E1) (Avenida del proyecto)
 2
11 H
2
1
E

3
H.A.L 1
agua.e.p
sedimentop.e.'
5.0'
H'*
2
1
E 2
23




3
.. 2HAL 
3
.. 3H
AL 
suelodelalturaH
agua.e.p
suelo.e.p"
8.0"
H"
2
1
E
3
2
34





H6
4/3*H1
1/3*H2
1/3*H3
1/3*H1
E'''
e
E'
Wlos
E''
Wag
H5
H4
E
E5
Y'
YRH
E4
E3
E1
E2
E2 = 0.555*a**(H1)^2 =
LA = (4/3)*(H/g) =
Es = 0.05*W
LA = Y
W = peso de la presa
WLCWLOSA CONTRA ESCARPE = *V =
V = (e.L)*1 =

10. b) Peso del agua sobre el contraescarpe
0.895
7.855
Éste peso generará un empuje contrario donde considerando un coeficiente
de fricción entre la losa y el material de relleno debajo de la losa es f=0.28
El empuje será: (cuña) F = fN = 2.200
Empuje Hidrostático (E")
0.049 altura de agua después de la presa p.e. agua
0.105
Empuje del suelo (E''')
0.064
0.8
Empuje contrario total (Ec)
= 2.313
Punto de aplicación de la resultante total:
Y E.Y
E1 1.936 0.489 0.947
E2 1.053 0.623 0.656
E3 0.063 0.167 0.010
E4 0.100 0.167 0.017
E5 0.167 0.847 0.142
- Ec -2.313 0.500 -1.156
1.006 0.616
YRH = 0.612
6.- Determinación de la resultante, magnitud, ubicación de la excentricidad
para la presa llena
Se toma en cuenta la quinta verificación:
0.612
De la figura tomando momentos con respecto a "O"
YRH = 0.612
E = 1.006
W = 4.602
Sp = 1.62264185
X = 0.62
X' = 1.006
Y' = 0.612
B = 1.65
XR = 0.661
Empuje
Wac*f'E 
 2
4H
2
1
"E
 4H*
3
1
.A.L
'''"' EEEEc 
  mX
B
mX
B
e
mXX
pero
e
B
XWRHYEmSp
X
B
e
Mo
R
R










å
'
2
'
2
'
'
0'
2
'.
2
'
0
c.g.
C
X
FR
XR
e'
SP
Río
YRH
B/2
E
W'
m
O
X'
  


2
L
*HHV*aguaescarpecontralosaWW 54ac
  






 

2
L
*HH*1*L*
2
HH
escarpecontrasobreaguasWW 54
54
ac
 2
6H''
2
1
"E
 *8.0''

11. = 0.16
m = 0.81 0.81
Realizando operaciones se obtiene "m" de (A)
Luego:
0.62
B/3 < e' < 2/3B
0.55 < 0.62 < 1.10 Ok!
Por lo que la resultante debe estar dentro del tercio central y la presa será ESTABLE mas aún si se considera
a todos los efectos desfavorables, o sea que en el mismo momento se produce la máxima avenida de proyecto.
En este instante también se produce un sismo con el grado de aceleración de 0.05g, actuando de manera hori-
zontal de derecha a izquierda o sea en el sentido del empuje horizontal máximo.
7.- Determinación del coeficiente de seguridad al volteo
2.05
Para el caso y recurriendo a la figura anterior, se toman los momentos con respecto a la arista "P"
4.60
W=peso de la presa mas agua
X=distancia del punto de aplicación a "P"
2.25
Donde:
E = Empuje total horizontal
YHR = Distancia vertical del E c/r a "P"
Sp = Empuje de Subpresión
X' = Distancia horizontal de Sp c/r a "P"
 
 mXXWRHYEmSp
mX
BB
XWRHYEmSp
mX
B
mX
B
e
mXX
pero
e
B
XWRHYEmSp
X
B
e
Mo
R
R


















å
''.
'
22
'.
'
2
'
2
'
'
0'
2
'.
2
'
0
)dadexcentrici.........(m'X
2
B
'e 
 X'*WMe
 'X.SpY.EMv RH
c.g.
X
SP
YRH
E
W'
X'
P
e' = (B/2)-X'+m ……. (excentricidad) =


Mu
Me
C
volteodemomento
destabilidademomento
C
v
v

12. Si coeficiente de volteo esta entre:
1.5 < Cv < 3 No se producirá volteo
1.5 < 2.05 < 3 Ok!
8.- Coeficiente de seguridad al "Deslizamiento"
Para la determinación de éste coeficiente se considera el caso más desfavorable o sea
el efecto combinado de los esfuerzos de fricción y corte y esta dado por la fórmula:
30.32
Donde:
f'c = Resistencia del concreto (Kg/cm²) = 175
W' = Peso de la presa + agua (Tn) = 4.602
Sp = Fuerza de la subpresión (Tn) = 1.623
f = Coeficiente de fricción = 0.55
q = 0.1f'c (resistencia al corte con que se construye la presa) (Tn/m²) = 17.5
B = Ancho total de la presa (m) = 1.65
L = 1.0 ml de la presa (m) = 1
E = Empuje horizontal total (Tn) = 1.006
Valores de Coeficientes de fricción (Valores del hormigón sobre suelo húmedo)
Apoyo F
Roca 0.6 - 0.7
Grava 0.5 - 0.6
Arena 0.4 - 0.5
Limo 0.3 - 0.4
Arcilla 0.2 - 0.3
Si Cd>4 no se producirá deslizamiento
Para bajar "q" se trabaja con f'c menor
9.- Determinación de los esfuerzos normales de compresión para la presa vacía
Se determina con la siguiente fórmula:
Donde:
3.348 e = -0.16
1.65
1
B = ancho de la presa =
L = 1.0 ml de la presa =
W son los valores para la presa vacía =
'..
'.
XSpRHYE
XW
Cv


  


E
L.B.qfSp'W
Cd
Sp
E
W'Roca
Concreto
De acuerdo a ello se diseñan
dientes de sujeción
Sección o zona de deslizamiento
B







B
e
LB
W
P
6
1
.

13. 0.8155
3.2426
10.- Los esfuerzos normales de compresión con la presa llena
P' max = 9.13 (Tn/m²)
0.91 (Kg/cm²)
P' min = -3.55 (Tn/m²)
-0.35 (Kg/cm²)
En el presente caso se puede calcular los esfuerzos normales de corte con la e' max.
11.- Esfuerzos de compresión paralela a la cara aguas arriba de la presa (n) vacía
Para el caso la cara de aguas arriba de la presa, es perpendicular a la base y por ende:
0.082 (Kg/cm²)
Asumir como valor próximo a = 0º
= ángulo del nivel freático paramento mojado
12.- Esfuerzo principal de compresión paralelo a la cara aguas abajo de la presa (n') vacía
n' = Pmax (1+tan²θ) = 1.83 (Kg/cm²)
generalmente θ = 45º
Tan 45 = 1
13.- Esfuerzo horizontal de corte en la cara aguas abajo de la presa (t') vacias
t = Pmax (tanθ) = 0.000 (Kg/cm²)
generalmente θ = 0º
Tan (0) = 0
14.- Esfuerzo horizontal de corte en la cara aguas abajo de la presa (t') vacias
t' = Pmax (tanθ) = 0.649 (Kg/cm²)
generalmente θ = 45º
Tan (45) = 1














²m/enTn...........
B
e6
1
BL
W
minP
²m/enTn..........
B
e6
1
BL
W
maxP
²)cm/Kg....(..........
B
'e6
1
BL
'W
'P 








)Tn(1Pmaxn
0;0)(0ªTnTn
2
2



14. DATOS:
b = 0.15 m Cd = 0.6 para orificios
Ht = 2.11 m g = 9.81 m/seg2
h = 0.15 m
Qdis = 0.088 m³/seg
Pendiente del canal. S = 0.0035 m/m
Material del canal aductor. Concreto con n = 0.021 (Manning)
Plan Meris
M.E.H
z = 0 Talud (canal rectangular)
m = 2 relación fondo altura
b = f además
f = m * a = 2a
A = 2a² área
P = 4a perímetro mojado
R = a/2
reemplazando los valores, calculamos el valor de "a"
a = 0.25 reemplazando valores :
Y = 0.25 m P = 1.00 m
b = 0.50 m R = 0.13 m
A = 0.13 m2 V = 0.70 m/s
0.45 0.25
0.50
CANAL ADUCTOR DEL DESARENADOR
CÁLCULO DEL CANAL ADUCTOR AL DESARENADOR
DISEÑO DEL DESARENADOR
  





 2
3
T
2
3
Tdis HhH*g*2*Cd*b*
3
2
Q
 22
zz1*2m 
n
S*R*A
Q
2
1
3
2


15. UNIDAD Diseño
m3/s 0.088
m/s 0.054
m 0.50
mm 0.500
1.800
m 1.500
m 1.000
m2 1.50
m/s 2.01
0.12
seg 18.52
u < W
m/seg 0.02 Ok!
m/seg 0.02 Ok!
m/seg 0.02 Ok!
m 5.66
m 5.54
m 6.03
seg 2.81
seg 2.75
seg 3.00
seg 26.21
seg 25.64
seg 27.92
K L
1.18 2.62
1.5 3.33
1.2 2.67
2.44
m 2.3
m 2.3
m 2.9
m 1.5
m 1.0
K (ISHIBASHI)
K (KROCHIN)
L=V*H/(W-0,04*V)
Por Arkagelski
Base del desarenador=
Alto del desarenador=
Cálculo de la longitud de transición
LT=(B-B')(2*Tan(12,5))
Longitud de transición=
Longitud del sedimentador=
Verificación del tiempo de caída(Tc)
Longitud de la cámara de Sedimentación
L= K*(H*V/W)
K (SOKOLOV)
L1
L2
L3
Verificación del tiempo (TL)
COMPONENTE Normal de Turbulencia
U= (0,132*V)/(RAIZ(H)) (según Velikanov)
U= V/(5,7+2,3*H)(según I.V.Egiasarov)
U= V/(6,6*H^0,75)(según F.F.Gubin)
Longitud del Canal
L = hV/(W-u)
Velocidad crítica de flujo a sedimentar
V= A*SQR(M)
Velocidad en el desarenador
Vd =
Tiempo de sedimentación
T = H/w
D (Diámetro de partícula a sedimentar)
M (coeficiente de velocidad según Krochin y Rossel)
B (Ancho del Desarenador)
H (Altura del Desarenador)
Área de la sección del desarenador
área=B*H
DATOS
Q=Caudal de diseño
W (Velocidad de Sedimentación) según Arkhangelski
B' (Ancho del canal aductor)


16. ecuación de Dominguez
Donde:
L = Longitud del vertedero lateral 0.15
Q = Caudal de excedencias:
Q = 0.088 - 0.012
Q = 0.076 m³/seg
g = aceleración de la gravedad g = 9.81
H = Altura de carga en el vertedor H = 0.05
Cd = Coeficiente de descarga Cd = 0.64
El valor de C varía entre 0.45 - 0.7, dependiendo de las
características de entrada
Qd = 0.003 bancho del vertedor 1.5 a = 0.6 m
h1 = 0.05 m
A = 0.975 m2
= -0.00003
ITERANDO LOS VALORES SE TIENE:
n Δh H A ΔQ Q ΔL
1 - 0.05 0.975 0.076 0.003 0.15
2 -0.00003 0.0500 0.97496 0.0795 0.003 0.1500
3 -0.00003 0.0499 0.97492 0.0827 0.003 0.1500
4 -0.00003 0.0499 0.97488 0.0858 0.003 0.1500
5 -0.00003 0.0499 0.97483 0.0890 0.003 0.1500
ENTONCES AHORA TENEMOS :
DISEÑO DE VERTEDOR DEL DESARENADOR
2
3
d h*L*Cd*g2*
3
2
Q 
2
2
d
A*g
A
b*Q
Q*Q
H


H
  b*haA 1

17. ΔL = 0.15
n = 4
L = 0.75 m
= 0.20
= 0.75

H
L
2
3
d h*L*Cd*g2*
3
2
Q 
å  'LL*nL

18. ecuacion de Dominguez
Donde:
L = Longitud del vertedero lateral 40.00
Q = Caudal de excedencias:
Q = 27.000 - 12
Q = 15.000 m³/seg
g = aceleración de la gravedad g = 9.81
H = Altura de carga en el vertedor H = 0.10
Cd = Coeficiente de descarga Cd = 0.64
El valor de C varía entre 0.45 - 0.7, dependiendo de las
características de entrada
Qd = 2.391 bancho del vertedor10 a = 2 m
h1 = 0.10 m
A = 21 m2
= -0.00850
n  H H A Q Q  I
- 0.10 21 15.000 2.391 40.00
1 -0.00850 0.09150 20.91501 17.391 2.092 40.00
2 -0.00878 0.08273 20.82726 19.483 1.799 40.00
3 -0.00860 0.07412 20.74122 21.282 1.526 40.00
4 -0.00811 0.06601 20.66009 22.807 1.282 40.00
5 -0.00743 0.05858 20.58580 24.089 1.072 40.00
6 -0.00666 0.05192 20.51917 25.161 0.894 40.00
7 -0.00589 0.04603 20.46030 26.055 0.747 40.00
8 -0.00515 0.04088 20.40877 26.802 0.625 40.00
9 -0.00448 0.03639 20.36393 27.427 0.525 40.00
DISEÑO DE VERTEDOR DEL DESARENADOR

2
3
d h*L*Cd*g2*
3
2
Q 
2
2
d
A*g
A
b*Q
Q*Q
H


H
  b*haA 1

19. ENTONCES AHORA TENEMOS :
ΔL = 40.00
n = 7
L = 320 m
= 0.10
= 0.00

H
L
2
3
d h*L*Cd*g2*
3
2
Q 
å  'LL*nL