CAPITULO VI PRESA DERIVADORA y OBRA DE TOMA Obras de Toma por Derivación Estas obras permiten captar las aguas de una corriente, mediante una estructura hidrául ica,para conducirlas hacia un canal u otro tipo de ducto. Las obras de captación de aguas superficiales pueden agruparse en dos grandes clases: 1. Captaciones por el fondo o sumergidas; en éstas el dispositivo de toma hace parte de la presa derivadora o azud. 2. Captaciones laterales util izando un dique o azud diseRado normal al sentido del flujo, teniendo ést'e pór final idad asegurar Una carga tica sobre el dispositivo de toma, para que las aguas puedan ser derivadas y conducidas por un ducto. Para su elección deben tenerse en cuenta dos aspectos importantes: la topografía y el tipo de sedimentos transportados por la corriente. Tomas de fondo Estas son características en ríos de montaRa o torrentes donde existan pendientes longitudinales fuertes, mayores del 10%, crecientes súbitas causa - das por precipitaciones de,corta ,duración, y que transportan gran cantidad de material; en estiaje las aguas son relativamente limpias, KROCHIN (1978). Las desventajas de este tipo de toma son: la facilidad con que se obs truye la rejilla debido al material flotante acarreado por el río. La gran cantidad de sedimentos, arenas y piedras, que atraviesan la rejilla lo cual hace necesario diseRar a continuaci6n de la toma, un desarenador.
This document is posted to help you gain knowledge. Please leave a comment to let me know what you think about it! Share it to your friends and learn new things together.
Transcript
CAPITULO VI
PRESA DERIVADORA y OBRA DE TOMA
Obras de Toma por Derivación
Estas obras permiten captar las aguas de una corriente, mediante una
estructura hidrául ica,para conducirlas hacia un canal u otro tipo de ducto.
Las obras de captación de aguas superficiales pueden agruparse en dos
grandes clases:
1. Captaciones por el fondo o sumergidas; en éstas el dispositivo de
toma hace parte de la presa derivadora o azud.
2. Captaciones laterales util izando un dique o azud diseRado normal
al sentido del flujo, teniendo ést'e pór final idad asegurar Una carga hídrost~
tica sobre el dispositivo de toma, para que las aguas puedan ser derivadas y
conducidas por un ducto.
Para su elección deben tenerse en cuenta dos aspectos importantes: la
topografía y el tipo de sedimentos transportados por la corriente.
Tomas de fondo
Estas son características en ríos de montaRa o torrentes donde existan
pendientes longitudinales fuertes, mayores del 10%, crecientes súbitas causa
das por precipitaciones de,corta ,duración, y que transportan gran cantidad de
material; en estiaje las aguas son relativamente limpias, KROCHIN (1978).
Las desventajas de este tipo de toma son: la facilidad con que se obs
truye la rejilla debido al material flotante acarreado por el río. La gran
cantidad de sedimentos, arenas y piedras, que atraviesan la rejilla lo cual
hace necesario diseRar a continuaci6n de la toma, un desarenador.
68
La presa derivadora se compone de un azud sobre el cual vierten ·las
crecientes máximas, un tram2 central que constituye la toma en sí, donde se
encuentra localizada la rejilla, y la galeria que conduce las aguas hacia una
de las márgenes de la corriente.
Captaciones laterales
Estas son caracteristicas en corrientes donde el tirante o profundi
dad del agua es pequeña. Sus desventajas consisten ~n que la presa derivado
ra deberá estar levantada desde el cauce de la corriente a una ~ierta altura,
trayendo como consecuencia obras de disipación con costos elevados. El canal
y la compuerta de lavado presentan una baja eficiencia, KROCHIN (1978).
Para ambos tipos de estructura la obra de toma deberá cumplir con los
siguientes requisitos segGn sitios, Rocha (1978).
i. Asegurar la ueriVdciórt perUlanente del cauodl de diseño.
2. Proveer un sistema de compuer'tas para dejar pasar las avenidas,
que tienen gran cantidad de sól idos y material flotante.
3. Captar el mínimo de sólidos y disponer de medios apropiados para
su evacuación.
En general, las obras de Toma están compuestas por una estructura de
toma, la presa derivadora en sí, pozo disipador de energía, un canal de lava
do o purga, un desarenador, muros y diques marginales.
Estructura de Toma para la Quebrada Quebradaseca
Teniendo en cuenta la topografía, los sedimentos transportados por el
río y los caudales con que cuenta la corriente, se consideró conveniente pro
yectar en el cauce de la citada quebrada un azud de regulación a fin de con
servar una carga constante sobre el disposi tivo de toma, que para" este caso
se adoptó que fuese por el fondo, con el objeto de captar el caudal requeri-
69 "
do. El dispositivo de to~a se proyectará para captar un caudal de 0,25 m3/
seg, inferior al caudal para el 90% del tiempo, ca~tidad de agua aue según
las condiciones generará la energfa necesaria para abastecer la poblaci6n de
Quebrarlaseca.
Como se anot6 anteriormente, las aguas se captarán mediante una reji
lla de fondo cont inuando a través de una galería, ubicada dentro del ·cuerpo
de la presa, hacia la margen izquierda, tomando como referencia el sentido del
f 1új o.
La estructura estará localizada a una distancia de 2.580 m medidos
desde la confluencia de la quebrada Quebradaseca con el río Guaraque o Negro,
siguiendo aguas arriba.
De acuerdo con la cartografía disponible, la estructura de toma se lo
cal iz6 en la cota 1.500 m y la casa de"máquina en la cota 1.460 m, con una
longitud ce conducc1én de ?7') Qr::-~ .... ,..,I ..... m rlocrlo"1. -' __ ........... __ 1a basa - toma h2sta la ca~a de
, .rraqu!-
na.
Determinación de las ecuaciones
Chow (1959), efectúa el análisis del perfil superficial para el caso
de flujo espacialmente variado por salida en rejilla de fondo.
.~ J r.'r.· :-,/ o. ;,5 c. í3 O. ¡Re" () . •~C?.3 1 , i / 0,45g: O, CJI~ tI J 1_ •• ,: ;),1.(: e, u1 i 0,2';:) .r;, 2 ~=- I I"~. :-s 'j.",: ex>.... ':') C• .,;'1 o, :: o ' '·')1 1, S L.56 '),I. L Ci,S2 e,:: :' t>,"'I N! ' , ~, '"
0.1' C. ,. C','.. "] G.~) O. i 8~ f, 0,1 r,(,/ C.GO '.',37,0 O.C'\33 ?. O~ 0.26 J.C·'17 0,250 0,23 0,,5 - "V,v)
(' J :";, C.3S 0, /,1 e, i 7')2 0,93 2.0:-, o~ }.3 0,52 .'. (: 3 i~!"
0.17 e" 1)) :J. 1<4 O, !.7 0,17Z i) O,12S0 0,/2 0,23 17 0,0 1,37 ~ ~ ~s e, ~1 0,0 11 17 0,331< 0.31 e,52 O. :'"(;,'::1, o. ,'j 3 e,26 e, ~ 6( ,; 0.75 ,. "3 o. 1~ G. ;..,. o ::'l ~; :-.:'"
r' 2':'" C.C4 0. 47 0.23 e, ::J 72 O.';:~~ O,S7 O,~G33 O, (1',:'~ ~ '7" "1 ,(\ O" ']~ 17 e t:.,~,r· O.:" G. :.'~' j ....
1 :34". ,u
('- c" .'.¡S O. z¿ c. :~, , c,59 o. i G ,. ". ::. ':., :'; e~'..J.",.
3: ~.O3 0,52 a, ¡ 4 o 'c' o ° e 01,17 o o,y~ 0.31< 'o, 0 i• ~ 7'. v ...·; ,)
F
Suponiendo el coeficiente de rugosidad de Manning igual a 0,03
Diseño del cimacio
El cuerpo de ingenieros del Ej~rcito de los Estados Unidos ha adopta
do, dcspu~s de haber realizado una labor experimental muy amplia, perfiles p~.ra al iviaderos a cimacios que se ajustan con mucha precisión a la superficie
inferior de descarga libre de un vertedero de cresta ancha.
La ecuación general de los perfiles es:
donde
(36)
x y y coordenadas de la cresta del p~rfil con el or:gen en el pun
to más alto de la cresta.
Hd es la carga de diseño, excluyendo la carga de velocidad
aproximación del flujo
de
y y n son parámetros que dependen de la inclinación de la cara aguas
arriba.
Tabla 21 Los valores de K y n son los siguientes
Inclinación del taludKaguas arriba n
VERT ICAL 2.000 1.8S0
3 d 1 1 .936 1 .836
3 a 2 1 .939 1 .810
3 a 3 1.873 1.776
84
Para el presente caso en que la toma de agua se real izará por el
fonoo lTIeciiante una rejilla, se adoptará el perfil 3V: 2H; en la Figura 11 se
muestra el pcrti¡ seleccionado cuya ecuación es la siguiente:
x l • aJO = 1.939 Hdo. a1o y
Figuro ll.-Formo del perfil adoptado.
El caudal vertido sobre el cimacio
donde
Q caudal vertido, en m3 /seg
e coeficiente de descarga variable
L longitud efectiva de coronación
He altura de la lámina vertiente, más la altura debida a la veloci
dad de aproximaci6n.
La carga hidrostática que debe mantenerse sobre la rejil la rara que
por ésta se capte el caudal de diseño será igúal al valor de la energía es
pecífica en ese punto, o sea igual a 0,21 m. Teniendo en cuenta 10 anterior
se adopta como altura P dei cimacio 0,40 m.
85
De acuerdo con la topografía el ancho medio de la corriente en el si
tia selecci0nado para el diseño de la estructura es de 6 m.
De acuerdo con el anál isis efectuado para la obtención de los cauda
les pico· y a las características de la estructura, se encontró recomendable
tomar como caudal máximo·de diseño el.correspondiente al tiempo de retorno
de 2.33.
Datos, :
Altura del cimacio P = 0,40 m.
Caudal de diseño Q 2,33 = 11,48 m3/seg
L 6,00 m.
Para la pr imera aproximación se supone He = Hd Y el coeficiente de
Carga hidrául ica sobre la estructura, sin verter el az~d.
t.H = 2,15 m
156
Carga hidr&ul ica sobre la estructura) vertiendo el azud.
ñH = 2,49 m
La subpresi6n total se tomará del diagrama de subpresiones, Figura
12B.
s = 4,193 ton/m
Punto de apl icaci6n:
x = 1,551 ms
Empuje activo:
Para el material de fundaci6n se supone un ángulo de fricci6n interna
de <ji = 33°, un peso específico del material de Ys = 1,906 to'n/m 3 y un peso es
pecífico saturado de y. = 2,23 ton/m 3•
m
kp + Sen <P=- Sen <P
kp = 3,45
TI = 1,349 ton/m
Empuje pas ¡JuS;
T2 = 0,822 ton/m
T3 = 1,849 ton/m
TIt = 4,05 X 10- 3 ton/m
157
hT=0.73m
-- --- hVl =1.54 m
Tz
=-4s
-!w
1~+o---- 1.551 ro
~0.40~l-El
----~ rhEl =0.627 m
I.":~.,' ..... " ~ ..... '.. :
>~ 0.400 •• :
+
Fig.45.- Fuerzas actuantes en'Ja estructuro.
Tabla 38 Cálculo del momento con respecto al punto 11011 de las fuerzas acruan
tes.
FX Fy MFX MFy MFuerzas o
( ton) ( ton) (ton-m) ( ton-m) ( ton-m)
'rl - 11,369 17,508 17,508
Ex 1,968 1,234 1,234
Ey 1,844 0,739 0,734
S 4,193 - 6,503 - 6,503
TI 1, 349 - 0,989 - 0,989
[F = 3,317 [Fy = 9,02 [M = 11 ,989x o
La resultante R será:
R = 9,61 ton
153
El ángulo de la resultante será:
Punto de apl icación de la resultante
== 1,33
Estabil idadal deslizamiento
fm == 0,52
Sumatoria de fuerzas reaccionantes
F S == 2,60 mayor que el recomendado
Estabilidad al volcamiento
Sumatoria momento resistente:
Sumatoria momento vol cante:
F S == 2,09
Sifoneamiento
18,247 ton-m
8',726 ton-m
Longitud compensada de la trayectoria: 6,07 m
Carga sobre la estructura sin ai i"io~ 2,15 m
Carga sobre la estructura con al ivio: 2,49 m
Cl = 2,82
C2 = 2,44
La estructura es estable sobre arcilla media, arcilla dura, arcilla
muy dura y boleo ,con algo de cantos y grava.
Estabil idad al hundimiento
cr = 0.326 kg/m 2
1~
Capacidad por tanto admisible 2 kg/cm 2
Desarenador
Se llama desarenador a una obra hidrául ica que sirve para separar y
remover después en forma continua, discontinua o mixta el materíal ·sól ido
que lleva el agua una vez que ésta ha pasado por el dispositivo Krochin (1978).
Los desarenadores pueden clasificarse, Coronado (1966), de acuerdo
con el sistema de operación, por la velocidad de escurrimiento, por el siste
ma de evacuación, por el número de operaciones y por la disposición de los
depósitos.
1. Por el sistema de operación pueden ser: continuo, que es aquel
en que la sedimentación y evacuación son· operaciones simult¡neas, disconti
nuo es aquel en que el lavado se hace en forma periódica, mixto, son aquellos
de tipo contTnuo con algunas modificaciones, que permiten en algunos casos al
macenar y luego evacuar los sedimentos en etapas separadas.
2.
aquel los
cidad en
Por la velocidad de escurrimiento, pueden ser: de baja velocidad
en que la velocidad fluctúa entre 0,2 y 0,4 m/seg de alta velo
aquel los en que la velocidad alcanza valores entre 1,0 y 1,5 m/seg.
Determinación del tamaño de partículas a eliminar
Coronado (1966), relaciona los tipos de turbina con los diámetros de
las partículas a el iminar, presentando la siguiente tabla:
Tabla 39 Relación turbina, diámetro de partícula a el iminar
Diámetro de las partículas (~) a el iminar enel desarenador en milímetros Tipo de turbina
3
1
0,4
aa
10,4
Kaplan
Francis
Pelton
160
El mismo autor relaciona la caída del agua con el diámetro de las pa~
tículas que deben ser retenidas en el desarenador, teniendo en cuenta que las
partículas f:~as que caen desde grandes alturas pueden producir graves daños
a las máquinas. Tabla 40.
Tabla 40 Relación de caída con el tamaño de las partículas a el iminar
Diámetro de partículas (~) que deben serretenidas en el d~sarenador en milímetros
0,6
0,5
0,3
O, ,
Altura de caída (m)
100 -. 200
200 - 300
300 - 500
500 - 1000
Krochin (1978), señala que la arena arrastrada por el agua pasa a las
turbin~s dp.s9~~t~nrlola5; tanto ~?s rápidamente cuanto mayor es la velocidad,
esto significa una disminución del rendimiento y·a veces exige reposiciones·
frecuentes y costosasQ
Velocidad de escurrimiento en el desarenador
La velocidad de escurrimiento variará de acuerdo con el tipo de desa
renador como se ano·ó anteriormente.
Existe un criterio general izado entre varios autores, los que señalan
que para desarenadores de baja velocidad, la velocidad de escurrimiento den
tro del desarenador deberá estar entre 0,2 y 0,6 m/seg.
De acuerdo con la ecuación de Camp citado por Coronado (1966), la ve
locidad de escurrimiento debe ser:
v = a Id' (68)
161
donde
V velocidad de escurrimiento, en cm/seg
a co\:.,-i c ¡ente
d diámetro de la partícula, en ~m
El valor de 105 coeficientes (a) dados por el autor son:
a
3644
51
Velocidad de caída de las partículas
d m.m
10 - 0,2
O, 1
Coronado (1966), relaciona una serie de ecuaciones y diagramas para
la determinaci6n de la velocidad de caída de las partículas dentro del a~ua.
destacándose entre otras:
~ Ecuaci6n de Hazen
w 1
18JL (Yl - y)dII
para de > 0,1 m.m
donde
- Ecuaci6n de OWens
W = K ./ d (y - 1)
W velocidad de caída de la partícula, en m/seg
9 aceleraci6n de la gravedad, en m/seg
Yl peso específico del material a sedimentar) en mg/cm 3
(70)
y peso específico del fluido donde se sedimenta el material,
gr/cm 3
en
162
~ viscosidad dinámica del fluido donde se sedimenta el material en
kg/seg/m 2
d diá~~tro de la partícula a sedimentar, en m
k constante que varía de acuerdo con forma y naturaleza de los gra
nos, 9,35 para esferas, 8,25 para granos redondeados, 6,12 para
granos ordinari0s de cuarzo de diámetros mayores de 3 mm y 1,28
para granos de cuarzo de dimensiones menores de 0,7 mm.
la ecuación Scotti"Fogl ieni
w = 3,8fi+8,3d
donde
W velocidad de caída, en 'm/seg
d diámetro de ia partícula, en m
A parte de las anteriores ecuaciones se cuenta con el diagrama de
Sudry, citado por Coronado (1966).
Los valores de velocidad calculados por Arkhangelski, citado por Kroc
hin (1978), para diferentes diámetros son:
163
Tabla 41 Velocidad de sedimentación
d en m.m 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 6,4801"1 "'1"1 7,320u, I u
0,80 8,070
1,00 9,~4
2,00 15.,29
3,00 19,25
5,00 24,90
(tomado de Krochin, 1978)
Diseño del tanque desarenador
De acuerdo con la caída y el tipo de turbina se deberá iemover del
agua partículas con un diámetro de 0,2 m.m
Datos:
Caudal de diseño
164
Se sup?ndrá una remoción Gel 75% de las partículas que sean mayores
o iguales a 0,2 m.m.
Ih
Ib
Figuro 46 Sección típico del tonque.
El valor de la velocidad de ~aída teniendo en cuenta los criterios
citados, es:
Arkhangs 1sk i W = 2: 16 cm/seg
Hazen W = 3,82 cm/seg
Owens W = 2,16 cm/seg
Scoti-F1og1 ieni W = 5,54 cm/seg
Diagrama de Sudry W = 2,60 cm/seg
W = 3,26 cm/seg
Se supone una profundidad (h) de 1,10 m.
l. Cálculo del tiempo de sedimentación·
t = h
w=
2. Período de retención
Se supone un período de retención de at
=
at
= 2,50
165
a = 84,36 seg
3. Volumen del desarenador y dimensiones
Q = 0.800 m3/seg
V = Qt
V = cauda 1 x tiempo de retención
V = 67,48 m3
L = 10 h; L = 11, O m
V = L (b + h) h
donde
L longitud del tanque, en m
b 4,47 m aproximadamente b = 4,50 m
At (b + h) h =
At = 6,16.m 2
Velocidad de escurrimiento
( 72)
V
V
= QA
= 0,130 m/seg
De acuerdo con Campo La velocidad horizontal en el tanque deber ser:
v = 44 Id'
V = 0,200 m/seg
4. Cálculo de las dimensiones del desarenador siguiendo el método
de Dobbins-Camp citado por Coronado (1966).
166
Se pre~ende el ¡minar partículas iguales o mayores de 0,2 m.m de diá
metro, con una eficacia del 90%.
Datos:
Se supone una ve10cidad horizontal en el desarenador de 0,3 m/seg.
1. Ancho del fondo~
b =lhV
Se supone una profundidad en el desarenador de 1,10 m.
b = 2,42 m aproximadamente b = 2,50 m
2. i\adio • • I "'" ,.nlUrau¡ leo
R A= -p-
A = b Y + my2
2y V'm 2 +,
P = b +
donde
A área de la sección del desarenador, en m
y profundidad, en m
m inclinación del talud
P perímetro mojado en m
p '= 5,53 m
R=0,716m
169
020
1
1.65
. . 0
o.so
'.'J>."
.~.b.",.
~ V' ".
,~
1
. o
o . t-........--------..lL.()_... .;,.'-------1-._'_ Compuerta
a Jo turbina
donde
Figura 48"" Esquema del vertedero.
La ecuación para vertedero de cresta ancha
Q = CHL %
C coeficiente de descarga
L longitud del vertedero, en m.
H carga sobre el vertedero, en m.
Es necesario determinar la longitud del vertedero que con una carga
constante igualo menor que 0,25 m, permita un derrame de 0,80 m3/seg so-
bre el mismo. La longitud del vertedero no podrá sobrepasar 6,30 m.
Tabla 42 Cálculo de la longitud y carga sobre el vertedero
C Q L(m) (m 3/seg) (m)
0,12 1,5633 0,80 12,31
0, 18 1,6266 0,80 6,44
0,20 1,6766 0,80 5,33
0,25 1,7327 0,80 3,70
167
3. Coeficiente C de Chezy
CR%
= n
donde
C coeficiente de Chezy
R radio hidrául ico
n coeficiente de rugosidad de Manning
(n = 0,013 para concreto)
C 72,76
4. Relación velocidad de caída con la horizontal
W = 3,26
V 30
W/V = 0,109
5. Cálculo de la relación de Campo
W-- x
V
C
O, 15 Ig= 16,88
Entrando al diagrama de Campo
WL
Vh= 1,03 L = 1,03 x
V x h
W
L = 10,12 m.
Longitud aproximada del desarenador 10,50 m
Vertederos
Deberán proyectarse dos (2) vertederos en el desarenador.
168
Vertedero principal
Este se proyectar~ al final del ¿esarenador y sobre el cual pasa el
agua 1 impia hacia la conducción. Las capas superiores son las primeras que
quedan 1ibre de impurezas y es por esto que la sal ida del agua desde el desa
renador se hace por medio de un vertedero, el cual deberá funcionar l ¡breo La
carga sobre este vertedero no deber¡ exceder 0,25 m Krochin (1978).
Vertedero auxil iar -
Este es un vertedero diseAado para mantener la carga sobre el vertede
ro principal y ejercer un control sobre el caudal .que discurre por el mismo,
de tal forma que no se produzcan oscilaciones de caudal en la tubería de pr~
sión que podrían perjudicar al buen funcionamiento de la turbina.
Dis~ño del vertedero principal del desarenador
6.30m
- - -- - -T- - - - - - - -T - - --1.10 m YI =Q90rn :.
1
II
4.50 m
Figura 47.- Esquema de lo sección del desorenodar.
La longitud L del vertedero ser¡:
T = b + 2 Yl
T = 6,30 m
CAPITULO VII
CONDUCCIONES
Tubería a Presión
Cuando el salto bruto en una pequena central sobrepasa un cierto or
den (mayor de lD metros), el agua es conducida a las turbinas por tuberías
forzadas, éstas se colocan al aire 1 ibre, simplement~ apoyadas en soportes o
sócalos. La distancia entre éstos para la tubería a cielo abierto no debe ex
ceder de 100 a 150 m, Krochln (1978).
De acuerdo con la ubicación de los anclajes, existen dos sistemas de
colocación de la tubería que se conocen como el .rígido y el ·flexible, en el
primero los anclajes se construyen en los cambios de dirección, en el segundo
se construyen en los tramos rectos dejando 1 ibres los codos.
·Pérdidas en las Tuberías
Las pérdidas en las tuberías se pueden englobar como pérdidas debidas
a la fricción producida por ei agua contra las paredes del tubo y las pérdi
das mal llamadas menores porque éstas en muchos casos son más importantes que
las debidas al rozamiento y se determinan experimentalmente, sin embargo hay
una importante excepción que es la pérdida debida a la expansión brusca de
una tubería, Streeter (1976).
Las pérdidas menores son originadas por cambios bruscos en la geome
tría del flujo, variacién en el diámetro del tubo, válvulas y accesorios de
toda cal se. Las pérdidas menores pueden determinarse mediante los coeficien
tes de pérdida p'ara diversas transiciones de tubería afectados éstos por la
carga de velocidad en la tubería. De igual forma estas pérdidas también pue
den expresarse en función de la longitud de tubo equivalente, que es la 10n
gitud de tubo en la que se produciría la misma pérdida, Streeter (1976).
172
Existe una ampl ia bibl iografía para la determinación de los coeficie~
tes de ~érd¡das en accesorios, que permite determinarlas mediante longitud e
quivalente.
Cálculo del Di5metro de la Tüberia
El problem'3 de determinar el diámetro en una tubería no tiene una so
lución única, puesto que desde el punto de vista hidrául ico hay infinjdad de
diámetros que permit;n conducir un caudal dado.
Debería tenerse en cuenta que cuanto menor sea el diámetro elegido rn~
yor será la velocidad del agua, por consiguiente mayores serán las pérdidas
de carga en la tubería.
El costo de una tubería depende de su diámetro y del espesor de sus
paredes.
Desde el punto de vista de aprovechar a su máximo la carga bruta dis
ponible, el diámetro de la tubería debe ser escogido de tal suerte que "la re
lación entre la carga neta y la bruta esté en un orden del"90%. Este crite
rio esta fundamentado en muchos aprovechamientos hidrául icos, De León (1982).
f~].culo.~!~-.J~Jubed? forzada r.~l~_ r.:L:~ocen
eral Quebradasecá
Datos de diseño:
Q = 0,25 m3/seg ". 8,83 • 3 Ipies ,seg
L = 272,95 m = 895,50 pies
T = 10°C = 65°F
\l = 1.082 x 10-5 pies 2/seg
E: = 0,0004 pies (tubería de acero)
173
Tenien~o en cuenta un factor de 1,1 por envejecimiento.
E = 0,00044 pies
Teniendo en cuenta un recubrimiento interior de la tubería igual a
1.125 pulgadas, De León (1982).
DI = 14.875 11
De la ecuación Je c6ht inu idad
V = .JLA
V = 7,32 pies/seg
Re V.D (74)=v
Re = 8,37 x 10 5
E
D = 0,0004
Con los valores de E/D y Re se entra al diagrama de Moody, determinan
do el factor de fricción.
f = 0,0200
La pérdida de carga debido a la fricción en la tubería puede calcular
se con la ecuación Darcy Weisbach:
=
donde
hf pérdidas por fricción, en pies
f factor de fricción
174
L longitud de la tubería, en pies
V velocidad en la tuberfa, en pies/seg
o diámetro de la tubería, en pies
g aceleración de la gravedad, en pies/seg 2
hf---L- = 0,01342
Las pérdidas menores debido a los accesorjos se calcularon por el mé
todo de la longitud equivalente, cuyos cálculos se muestran en la Tabla 42.
¿Le = 104,6 pies
donde
L = (76)
L longitud de la tuberfa .más longitud equivalente e'n pies
¿LE surnatoria de tuberfa equivalente por pérdidas menores, en pies
LT
longitud de conducción, en pies
L =
=
1.000 pies
13,42 pies
4,09 m
Carga neta sobre la tuberfa
Relación de carga = 89,8%
.NUMERO LONGiTUD EQUIVALENTE PERDIDAS LONGITUD LONGIT UD
TIPO DE ELEMENTOS DE APROXIMADA E:N ¡z; POR EQUIVALENTE EQUiVALENTE
ELEMENTOS DE TUBO DIAMETRO EN piES EN METROS .-l:,:;, ~'~'.'.
6 x 16/12- 1 6 8 2.44(- '.,
~-' .. "
ENTRADA ABOCINADA
~.--
~2: 1 1:2 1 31 31lf. 8/12 20.60 6.28~
AFORA·OOR VENTURI
-~,oo 1
1 15 15 lf. 16/12 20 6.10
CODO MITRADO - 4 PIEZAS
_~4501 10 10r. 16/12 13.30 4.05
CODO MITRADO - 3 PIEZAS
F900 ' 1 18 18 )(16/12 '24 7.32.
CODO SIM PLE
jL 2 7 2)(7x16/12 18.70 .5.70. - .,~
COMPUERTA-~
.......,.V1
Tabla 43.- Calculo de pérdidas locales.¡ LE =104.60 31.89
176
CálcUlO de las pérdidas, utilizando la ecuación propuesta por OLADE, 1981
(O,733 L1 O 4°P) L, v2
HW = + ' v /
IV' / Di
donde
( 77)
HW pérdidas a lo largo de la tubería, no i~cluye pérdidas menores,
en m
V velocidad en l~ tubería, en m/seg
Lr longitud de conducción en m
Di diámetro interno de la tubería, en m.m
Datos:
V = 2,33 m/seg
Di = 378 m.m
Lr = 272,95 m
HW = 3,79 m
La ecuación cuya util ización propone Olade puede ser usada para deter
minar la relación de carga dentro de los límites recomendados y para la esti
maciSn a nivel preJ ~inar de la carga neta.
Espesor mínimo para prevenir colapso por vacío
Stewart citado por AWWA (1964), recomienda la siguiente ecuación para
el cálculo del esp~50r:
donde
p = 2 E
1 - 11 2(78)
P pre~ión de ruptura, en Ib/pulgada 2
E módulo de elasticidad
177
~ relación de Poisson
t espesor del tubo, en pulgadas
d diámetro nominal del tubo, en pulgadas
El mismo autor recomienda que para la relación t/d < 0,023 y P <
581 y remplazando lOS valores de E y ~, la ecuación queda:
P = 50, 1 x 106( -;-) 3
Datos:
Yai re = 0,076 lb/pi'es 3 a nivel del mar
Z = 1500 m = 4921,24 pies
P = PI - yZ
donde
r presión atmosférica a la elevación deseada
PI presión atmosférica al nivel del mar, en lb/pie 2
•y peso específico del aire, en lb/pie 3
Z diferencia de elevación con respecto al nivel del mar
P 12,10 lb/pulgada 2
Factor de seguridad
fs = 3,00
P = 36,31 lbi pulg 2
t 3 = 296 X 10- 3 pulg
t = O, 14 pu 19
Se selecciona la siguiente tubería
- Tubería de acero
178
Diámetro externo = 16 pulg
Diámetro interno = 15,25 pulg
Espesor = 3/8 pulg
Golpe de ariete
la cual
La ecuación recomendada por Wyl ie y Streeter (1978) para su cálculo,2Les válida para t~ , es decir, en ausencia de reflexión de laa
onda,. e~:
donde
EllH = +ag
(9)
llH incremento en ca~ga
a velocidad de la onda generada
llV incremento de la velocidad del flujo
9 aceleración de la graved~d
t tiempo crítico de cierre
L longitud de la tubería
La velocidad de la onda viene dada por la ecuación
a = (80)
donde
K módulo de elasticidad del fluido, en lb/pies 2
p densidad del fluido, en Slugs/pies 3
E módulo de elasticidad del acero, en lb/pies 2
D diámetro interior de la tubería, en pulgadas
e espesor de la tubería, en pulgadas
179
Para la tubería anclada aguas arriba solamente
el = 1 - 11/2
Para la tubería anclada en toda su extensión para evitar movimiento
long i tud i na 1•
Para la tubería anclada totalmente con juntas de expansión
el =
donde
Cl constante
11 relación de Poisson del material de la tubería
Datos:
K = 315,5 x 10 3 1b/ pu 1g2- = 454,32 X 105 Ib/pie's 2 para T = 65°F
p = 1.937 Slugs/pies 3 para T = 6~oF
E = 30 X 10 G Ib/pulg 2
11 = 0,3
Y = 62,34 Ib/pies 3
a = 4843,02
V1+0,4487 el\
Para Cl = 0,8?
a = 4120,56 pies/seg
L:llH + a/g L: II V
llH = 936,72 pies
Para Cl = 0,91
180
a "" 4080.98
~H = 927.73 pies
Para el =
a = 4023,70 pies/seg
~H = 914,70 pies
Suponiendo que la tJbería sólo se encuentra anclada aguas arriba, la
presión total de trabajo a la cual estar~ sometida será:
donde
H.r carga tata 1, en pies
6H incremento de carga en pies
Hn carga neta, en pies
HT 1054,57 pies
P = yHT
donde
p ;:l'"esión producida por la carga total ib • ¿en ";:, AS
Y peso específico del agua, en 1b/p i es 3
P = 456,50 lb/pulg 2
tPd= 2S
donde
t espesor de la t,uber ía. en pulg
p presión de trabajo en lb/pulg 2
d diámetro externo del tubo
S esfuerzo permisible de trabajo
(8l)
(82)
181
Cálculo.del.espesor de la tubería.
Esfuerzo PdEspecificación permisible
t =--2S.Ib/pulg 2 (pulgadas)
ASTM A 415 12.500 0,2922 < 3/8 11
ASTM A 2828 13.500 0,2705 < %11ASTM A 283C 15.000 0,2435 < %11ASTM A 283D 16.500 0,2213 < %11
Los cuatro tipos de acero cumplen con el espesor requerido.
Tiempo critico de cierre
donde
f = 2L
a
t tiempo c rí t ico de cierre, en seg
L longitud de la tuber ía, en pies
a velocidad de la onda, en pie/seg
t = 0,43 seg
Cálculo del Canal y Tubería forzada para laMicrocentral San Miguel
Cálculo del canal:
Para el cálculo hidrául ico del canal se considera que el flujo es uni-.forme y permanente. se diseñará util izando las ecuaciones de continuidad y Ma-
nning.
- Ecuacion de continuidad
Q = V.A = constante
l13Z
donde
Q caudal que circula por la sección, en la unidad de tiempo
V velocidad media en la se~ción
A área de la sección transversal
- Ecuación de Manning
v = n
donde
V velocidad media en la sección (mis)
n coeficiente de rugosidad de Manning
R radio hidrául ico de la sección mejorada (m)
So pendiente del canal (m/m)
A = Area de la sección del canal (m 2)
Sé considera un canal con una sección trapezoidal, revestida en con
creto, con capacidad para conducir 0,80 m3/seg. Se adopta un coeficiente de
rugosidad de Manning para el concreto de 0,013. Se el igió una pendiente lon
gitudinal que permitiera estar dentro del rango de ve10cldades p~rmisibles y
que ocasionará pequeRas ~~rdidas de carga.
T0.501
1--1.00 ----i
Figura. 49.- Esquema del canal
183
Tab la 4't Di $eño lIidrúlicl"' del canol.
n ... 0.013 So '" 0.001 L '" I(~O mts.
C¿¡ud.:!l cle Pendiente Plantilla Profund i dad ProfunrJ i dilá Area de VelocidadDiselio del talud del carla 1 Hidr;';ul ¡ca del conol Excavilción de diseño
Q ro b Y Il c: Y+ 0.2- A V
(01 3/sc 9) (m) (m) (m) Qi2 m/scg
0.80 1.00 1.00 0.50 0.70 1. 19 1. 12
0.80 1-.50 1.00 0.50 '0.• 70 1. 75 1. 12
El mfnimo de excavaci6n se obtiene para un tal'ud del canal de 45°.
1340
1330
E 1320
.,el[
~ou
1300
1200 1000
PRESADERIVACION
800 600 400 200 o
CONDl!CCION A PRESIONl= 29.57m
Q =0.80 m3/seQ
CASA DE MAQUINA
PROGRESIVAS EN METROS
Fic;¡ura 50.-Perfil Quebrado Son Miguel sitio de tomo - coso de maquina.
184
Cálculo de la tubería forzada para la Microcentral San Miguel
Datos:
L = 29,57 m = 97,02 ft
v = 1082 X 105 ft 2/seg
E = 0,004 ft (tubería de acero)
E = por envejecimiento = 0,0044 ft
Teniendo en cuenta el recubrimiento interior de la tubería
D. I = 20.875 pul 9
V == ~-
A
V = 11,89 pies/seg
E 0,00025-- =O
Re = 1 ~ 91 .x 10 6
f = 0,0175
hf fL V2
=1) 2g
hf 0,02208=L
He = 186, 1 pies
L = ¿LE + LT
L = 283, 12 pies
135
Eh = 6,25 pies
¿h = 1,91 m
Carga neta sobre la tubería
Hn = 27,67 m
Relación de carga = 93,5%
DiHW = 0,7334 + 0,4827
IV'
Cálcúlo5 de las pérdidas, utilizando la ecuación propuesta" por Olade (1981)
l V2
T
Datos:
l = 29,57 m
Di = 530,2 m.m
V = 3,62 m/seg
lT = 29,57 m
HW = 0,72 m
hf = 0,65 m
Espesor mínimo para prevenir colapso por vacío
p = 2 E
1 - 112
t
d
3
p = 50,2 X 10 6 t
d
3
Datos:
rai re 0,076 lb/pies 3
Z = 4265,10 pies
186
P = 1;'1 - yZ
p = 1792,65 Ib/ft 2
P = 12,45 Psi
Factor de seguridad
fs = 3,0
t 3 = 6,77 X 10- 3
t = 0,19 pu 19
P = 12,45 x 3 = 37,35 Ib/pulg 2
Se selecciona la siguiente tubería
Tubería de acero
- Diámetro externo = 22 pulg
- Diámetro interno = 21,00 pulg
- Espesor
Golpe de ariete
Datos:
a =.¡1 + [( K/ E) (D/ E)JC1 \
K = 318,2 X 10 3 lb/pulg 2 = 458,21 X 105 lb/pies i para T = 68°F
P = 1.9364 Slugs/pies 3 para T = 68°F
E = .30 X 10 6 1b/pul 9 2
11 = 0,3
Y = 62,34 lb/pies 3
a = 4864,46
/1 + 0,4667 Cl ""
Para Cl = 0,85
a = 4116,08 pies/seg
¿6H + a ¿ 6 V= -- 9
6H = 1519,88 pies
Para Cl = 0,91
a = 4075,113 pies/seg
6H = 1504,87 pies
Para Cl = 1
a = 4016,65 pies/seg
6H = 1483,17 pies
187
Suponiendo que la tubería·sólo se encuentra anclada aguas arriba •. la
presión total de trabajo a la cual estará sometida será:
H = 6H + HnT
H = 1610,65 piesT
P = y . HT
P = 696,94 Ib/pulg 2
Pdt =
25
Tabla 45 Cálculo del ~spe50r de la tubería
EsfuerzoEspecificación permisible
lb/pulg 2
A5TM A 415 12.500
ASTM A 283B 13.500
ASTM A 283C 15.000
A5TM A 283D 16.500
t = ....f.!...25
(pulgadas)
0,6133
0,5679
0,5111
0,4646
t NUMERO lO~!GI:UD ~:¡,';lENTE PERDIDAS lONGITUD lONGITUO I
TIPO DE ELEMENTOS DE APROXIM\DA E!~ 2!. POR EQUIVALENTE EQ'JIVALENTEI = ~ __ ElE~~EN;OS DE T:JB? DIÁMETRO EN PIES EN METROS
f
i.'
t···.. ' d ......... ·~¿,k.. J~.~.
r.· ...~ '
ENTRADA A'BOCINADA
~Z: 1 1;2
~-AFCRA~OR VENTURI
• -~ 90°
. COOO MI TRAOO • 4 PIEZASI ------
_~450
CODO MirRADO -:3 PIEZAS
FgcoCODO SiMPLE
JñJi- .,~
COMPUERTA
t
,
1
2
2
6
~)1
15
15
18
7
6 x 22/12
31 x 11/12
15 x 22/12
15x22/12
2 x18x22/12
2x7x22/J2
11
28.4 if
J 27.5 ¡
. 27.5
66
25.70
!LE=186.1
3.35
8.66
8.38
8.33
eO.12
7.82
56.12
(:0c:>
Toblo 45a Calculo de pérdidas locales
189
La tubería de espesor de ~2 pulg y especificaciones ASTM A 283D cum-'
ple con el espesor requerido.
Tiempo crítico de cierre
t = 2la
t = 0,047 seg
CAPITULO VIII
TURBINAS
Generalidades
Según el principio de trabaj~, las turbinas se clasifican en: turbi
nas de acci6n y de reacci6n, Zarea(1980).
En la turbina de acci6n no se real iza cambio de presi6n del fluido en
tre la entrada y la salida del rodete, por 10 tanto el grado de reacci6n es
cero. Tienen la carcaterística de aprovechar la energía del agua en forma de
energía cinética. Entre estas turbinas las más conocidas son:
Michel-Banki
- Pelton
En la turbina de reacci6n se real iza cam~io de presi6n en la rueda,
siendo ésta superior a la atmosférica en la en~rada e inferior en la sal ida.
Las más conocidas son:
- Francis
- Kaplan
Turbina Pelton
Esta turbina es la más apropiada para grandes saltos de 50 a 1750 m,
Adolph (1970). La admisi6n tiene lugar por una o más boquillas que lazan el
agua en direcci6n tangencial, puede ser util izada tanto para pequeños cauda
les como para grandes caudales, alcanzando un buen rendimiento. En este tipo
de turbina pueden util izarse hasta 3 boquillas. con eje vertical se puede ll~
gar a 4. Los chorros de agua que fluyen de la secci6n circular de los inyecto
res o boquillas son dirigidos a los álabes en forma de cuchara, las que están
divididas en dos partes para evitar el empuje axial.
192
Turbina Miche-Banki
Es una tu rb i na de chorro en que lu é'lÍmisión se efectúa primeramente
por un aparato que dirige el agua hacia el rodete construido en forma de tam-
bor. El agua circula por los álabes y sale de ellos con cierta velocidad, a-
travesando el interior del rodete, para luego penetrar en los álabes opuestos,
efectuando de esta manera un nuevo trabajo. Tiene la ventaja de poderse uti
lizar para saltos pequeños y grandes y para c~udales de importancia, el tam
bor puede tener la longitud-que se desee, Quantz (1968) ..
Turbina Francis
Esta es una turbina radial con tubo de aspiración y admisión centríp~
t~, resulta sumamente práctica tanto por las buenas condiciones en que el a
gua circula, como por su fác'il acceso al rodete. Pueden construirse de tipo
lento, normal, rápido y extra r~pido, diferenciándose una de otras en la for
ma del rodete,· Quants (1968).
Turbina Kaplan
En ésta el agua entra radialmente a través de los álabes giratorios
del distribuidor. Los álabes del rodete de la turbina constituyen una sola
pieza con el cubo Q se fijan con pernos. De las conocidas ésta es la que al
canza mayores velocidades angulares obteniéndose con ello rendimientos muy e
levados. Pueden ser de eje horizontal o vertical.
Pre-dise~o Turbina MicrocentralQuebradaseca
En el capítulo anterior se encontró que la carga neta sobre la turbi-3 •
na era de 35,91 m, y para un caudal de 0,25 m Iseg. De la Figura 51, tomada
de la VOITH corresponde una turbina tipo Pelton. Teniendo en cuenta los va
lores de carga neta y caudal antes mencionado y entrenado a la Figura 52, to
mada de Olade, 'corresponde una turbina tipo Francis; por lo cual se diseñarán
t ti~-·6""-~'-1-t11;:=:::1"".0;0;;=1t-:------"1-.~4-7~~:::;I;:·7:~;:·r~262:¡'Io;-l=:::--'=:::·!..J7=:::~~-~·~...--------+.~t;I~·s+:~7-~L-------~~;:,=:::7~~;=::::rr1_0_j 5.4_0__~~=~-ji_.4~0j.
Figuro. 57.- Planto de lo coso de maquina (tomado de Nozoki, 1981)
Características de los aprovechamientos hidráulicos \
En las Tablas 46 y 47 y a manera de resumen se presentan las caracte
rísticas hidráulicas, hidrológicas, eléctricas, me'c~nicas y constructivas de
los aprovecham i en tos h i d roe Iéct r i,cos aqu i es tud i ados •
Tabla 47 Caracterfstlcas de los aprovechamientos seleccionados.
------ T--- .------- - ~ ~ .. _-- ----)TUBERIA
, TURBINA~ ____l- GENlkAUUk
Proyecto Pres ión deEspesor Material Diámetro long I tud N° de uni- Cauda 1 Carga Velocidad Potenc la Disposi- Tipo Tipo N° Fases COS ~ Potencia VelocidadMunicipio trabajo Frecuenc.
(mm) (nm) (m) dades (m'tseg) ne ta (RPM) (CV) ción (H2) (KVA) (RPM)Estado Kg/cm 2
(m)
Altaml ra
Guaraque 3,67 6,35 ACERO 304,80 293,U 1 0,105 36,72 1.200 51,40 H Michell- S 3 0,85 60 40,0 1.200
Mérlda ASTMA415 Banki
Encomienda
MonseRo r Jauregu i 11,15 6,35 ACERO 304,80 641,0 1 0,120 111,16 720 188.90 H Pe I tón S 3 0,90 60 138,9 720
Trujlll0 ASTMA415
Huesca
Guaraque 3.67 6.35 ACERO 254,00 136,0 1 0,095 36,71 1 .200 46,50 H Michel1 S ~ 0,85 60 36,2 1.200
Mér Ida ASTMA415 Ballki
Pabe 11 ona
Córdoba 3.56 9,53 ACERO 457,20 362, O 1 0,310 35,55 600 147,10 H Mlchell- S 3 0,85 60 114,50 600 NTách 1ea
ASTMA283B Bank I
Potrerlto
Rafael Rangel 5.30 9,53 ACERO 457,20 434, O 1 0,360 53,04 1 _200 254,70 V Fraile ¡ 5 S 3 0,80 60 286,50 1.200
Truj i 110 ASTMA283B /20H
M¡ che 11- 720BdflK i
Quebrada Seca
Gua raque 3 _S9 9.53 406,40 273. O 1 0,250 3S, 'JI 900 134,1 U V Franc ¡ S 3 0,80 60 84,20 900
~ér i c1a 200 H Pe l1ón 200
San Miguel
San Miguel 2.77 12,7 J\CERO \58,80 29,60 0,800 L7 .ó7 L,ü(l I~, .1 e H t1 ¡ ::lle 1 1 - 3 'J ,80 60 207,70 400
Truj i 110 ;::'STMJ-\283D 8,)nt<: i
1 .200
CAPITULO IX
ANALISIS DEL COSTO
En este capítulo se presentan algunos lineamientos cuantitativos para
la estimación de costos de una pequeña.central hidroeléctrica, a nivel preli
minar y determinación de ordenes de magnitud solamente:
En las F.iguras 58, 59 y 60, se muestran las curvas que permiten esti
mar los costos unitarios de inversión total en pequeñas centrales hidroeléc -
tricas, así como para sus dos principales component8s: costos unitarios por
KW instalado de las obras civiles y costos unitarios por equ~pos electromecá
nicos. De acuerdo con el anál isis efectuado estos costos corresponden a pe
queñas centrales hidroeléctricás con saltos medios de acuerdo con la clasifi
caciór. dada por Olade (1981).
Las curvas han sido preparadas tomando como base el presupuesto esti
mado de la obra, cuya relación de partidas aparecen _en el anexo y las ecuaci~
nes para la estimación de costos que ha elaborado Olade a partir de la infor
mación r-ecogida en varios países de América Latina.
Función de costo
la función de costos de inversión total obtenida para una pequeña cen
tral es la siguiente:
e =T
46700
La función de costo unitario por obras civiles para una pequeña cen
tral, es ia siguiente:
e =oc
214
La función de costo unitario por equi~os electromecánicos es la si -
American Water Wor~s Association. 1964. Steel pipe Desing and Instal1ation.Editado American Water Works Association, INC·. N.Y. Pág. 45-58-62.
Amisial) Roger A. 1979. Disponibilidad de agua superficial., Editorial CIDIATMérida, Venezuela. Pág. 13
Aracil, J. Juan y Gómez J. Luis. 1964. Saltos de Agua y Presas de Embalse.Tipografía Art(stica, Madrid. Pág. 611.
Armco Gates por irrigation. 1967. Arméo Steel Corporation. O~IO, USA. Pág. 6.
Bouvard, M. 1960. Barrages m6biles et·Prises Dfeau en riviere. Editado porEyvol1es. Paris, Francia. Pág. 184-244.
Chaquea, Oscar, Lobo Gueruero Jaime, Burton, John D. y Cassasbuenas M., Constantino, 1979. Viabil idad de las Microcentrales Hidroeléctricas en Colombia. Editado por Fundación Mariano Ospina Pérez. Bogotá, Colombia. Pág.20-23.
Chow, V.T. 1959. Open-Channel Hydraul ics.Mc Graw-Hill Book Co., Edición In ternacional, Tokyo. Pág. 337- 365- 405 y 406.
Coronado del A. Francisco. 1966. El Desarenador. Editado por Universidad Agraria. Lima, Perú. Pág. 19-73-93.
Daugherty, Robert L. y Franzini, Joseph B. 1977. Fluid .Mechamics WilthEngineering Appl ica~ions, Mc Graw-hill , Inc. N.Y. U.S.A. Pág. 469-470.
Duque, Roberto A. 1981. Mo~elo de Simulación Hidrológica para la Estimaciónde la Escorrentía a Nivel Me8sual. Editorial CIDIAT. Mérida, Venezuela.Pág. 3-14-15-34.
Duque, Roberto A. 1981. Precipitaci6n, Formación, Medición y Anál isis de Datos. Editorial CIDIAT. Mérida, Venezuela. Pág. 12.
Elevatorskl, Edward A. 1959. Hydraulic Energy Dissipators. Mc Graw-hill BookCompany, Inc. N.Y. U.S.A. Pág. 82-83.
Kuiper, Edward. 1975. Economía en Proyectos de Recursos Hidrául icos.· Edito rial CIDIAT. Mérida, Venezuela. Pág. 6-5.
Linsley, Ray R. y Franzini, Joseph B. 19'78. Ingeniería de los Recursos Hidráu1 icos. Editorilal Continental, S.A. Tlalpan, México. Pág. '401.
L6pez C. Leonardo, Osorio G. Carlos A. y Aguirre O. Oriel .. 1981. Metodologíade un inventario de Potencial Hidroeléctrico para pequenas Centrales.Editado por Universidad Nacional de Colombia.·Medell(n, Colombia. Pág. 3.
Müeller, Werner Herz. 1978. Tuberías a Presión. Editorial CIDIAT. Mérida.Venezuela. Pág. 2-55.
Nozaki, Tsuguo. 1981. Guía para la Elaboración de Proyectos de Pequenas Centrales Hidroeléctricas, Editado por Direcci6n de Electricidad del Ministe,io t:e Ellergía y ¡.jiflél::> uel Perú. L·illld, Perl1. Pdg. 12.
N.R.E.C.A. 1980. Small Hydroelectric Powerplants. Editado por N.R.E.C.A.Massachuselts. U.S.A. Pág~ 24-126-150.
Obras de Toma y Conducción. 1981. Apuntes de clase dictadós por Hervé Jégat.CIDIAT. Mérida, Venezuela.
Olade. 1981. El Desarrollo de Pequenas Centrales Hidroeléctricas en Latinoamerica y El Caribe. Editado por OLADE. Ecuador. P~g. 11-12.
OLADE. 1981. Metodología Sintética para el cálculo y especificación prel iminarde microcentrales hidroeléctricas. Editado por OLADE~ Ecuador, Pág. 45.
OLADE. 1981. Minicen~rales Hidroeléctricas. Editado por OLADE. Ecuador. Pág.148.
Rocha. Arturo. 1978. Introducción Te6rica al estudio de Bocatomas. Lima, Perú. Pág. 8.
Recomendaciones
Teniendo en cuenta las conclusiones anteriores se presentan las
guientes recomendaciones:
1. Se debe promover en el país la real izaciór. del inventariq sobre
la disponibil idad de recursos hidroenerg~ticos aprovechables ~on pequeRos de
sarrollos.
2. Se estima conveniente para los aprovechamientos de capacidad in
ferior alOa KW, pasar directamente de la etapa de reconocimiento al diseño y
construcc:ón del proyecto.
3. En el desarrollo masivo de las pequeñas centrales hidroeléctri
cas deberán considerarse los siguientes efectos:
Simpl ificaci6n d~ los estudJos
Participación de la comunidad en la construcción
Empleo de tecnología no convencionales.
4. Impulsar eldiseRo y construcción de equipos de generac[ón hidraG.
lica util izando el potencial técnico e industrial que existe en el país,
5. Se estima conveniente que la etapa de reconocimiento sea afectada
por la entidad controlante con el fin de obtener órdenes de mannitud de la ca
pacidad del aprovechamiento y bases para fijar el alcance de los estudios a
controlar.
6. Estudiar la convenci~ncia de proyectar pequeñas centrales hidroe
léctricas con fines múltiples, en concordancia con las características y nece
sidades regionales.
Rojas M. Rafael. 1980.Mérida, Venezuela.
227
Hidrología de Tierras Agrícolas.Pág. 18-47-80.
Editorial CIDIAT.
Rouse, Hunter. 1949. Engineerin9 Hydraul ics. Editado por John Wiley y S0~~.
Inc. N.Y. U.S.A. Pág. 419-536.
Schoklitsch, Armin. 1961. Tratado de Arquitectura Hidrául ica. Editorial Gustavo Gil i,' Barcelona, España. Pág. 280-464.
Streeter, Victor L. 1971. Mecánica de los Fluidos. Mc Graw-hill, Maucalpan,México. Pág. 288.
Suarez, Luis M. 1974. Diseño de Obras de Toma. Desviación y Descarga en laspresas. Sociedad Venezolana de Ingeniería Hidrául ica. Caracas, Venezue1a. Pág. 99.
U.S. Bureau of reclamations. )977. Design of Small Dams. United StatesGovernment Printing office.
Wyl ie, Benjamine y Streeter, Victor L. 1978. Fluid transients. Mc Graw-hillInc. N.Y. U.S.A. Pág. 6.
De León, ALfredo. 1977. Notas de clases en el curso Obras de Toma y Conduc ciún.
, De León, ALfredo. 1982. Diseño de las Obras de Toma y Conducción y Seleccióndel equipo electromecánico para la Minicentral de Gavidia-Edo. Mérida.Sin pub 1ica r .
Zarea, S. 1980. Notas de clase en el curso "Diseño de Microcentrales 'l CIDIAT.