Flujo Rapidamente Variado

I.

INTRODUCCION

El flujo es rá pidamente variado si la profundidad del agua cambia de manera abrupta en distancias comparativamente cortas. Las causas que producen el flujo rá pidamente variado pueden ser diversas, entre ellas pueden mencionarse: cambios en la secció n geométrica, cambios de la pendiente, cambios en la rugosidad de las paredes y/o fondos, curvas horizontales en el trazo, obstrucciones del á rea hidrá ulica etc. La principal característica del Flujo Rá pidamente Variado (FRV) es que la curvatura de las líneas de corriente es pronunciada, con lo cual la suposició n de una distribució n hidrostá tica de presiones deja de ser vá lida. En ocasiones el cambio en la curvatura puede ser tan abrupto como para romper virtualmente el perfil de flujo, resultando en un estado de alta turbulencia y perfil de flujo discontinuo. El ejemplo má s conocido de una situació n como la descripta es el resalto hidrá ulico.  El resalto o salto hidrá ulico es un fenó meno local, que se presenta en el flujo rá pidamente variado, el cual va siempre acompañ ado por un aumento sú bito del tirante y una pérdida de energía bastante considerable (disipada principalmente como calor), en un tramo relativamente corto. Ocurre en el paso brusco de régimen supercrítico (rá pido) a régimen subcrítico (lento), es decir, en el resalto hidrá ulico el tirante, en un corto tramo, cambia de un valor inferior al crítico a otro superior a este.

II.

OBJETIVOS

Objetivo General

 conocer el significado y las características del flujo rá pidamente variado (FGV) y sus aplicaciones prá cticas.

Objetivos Específicos  analizar en qué casos se puede presentar el flujo rá pidamente variado  identificar los tipos de resalto hidrá ulico y ser capaces de resolver problemas haciendo uso de los métodos señ alados para dar soluciones en base a cá lculos numéricos.

III.

DESAROLLO

FLUJO RAPIDAMENTE VARIADO La principal característica del Flujo Rá pidamente Variado (FRV) es que la curvatura de las líneas de corriente es pronunciada, con lo cual la suposició n de una distribució n hidrostá tica de presiones deja de ser vá lida. En ocasiones el cambio en la curvatura puede ser tan abrupto como para romper virtualmente el perfil de flujo, resultando en un estado de alta turbulencia y perfil de flujo discontinuo. El ejemplo má s conocido de una situació n como la descripta es el resalto hidrá ulico. La restricció n de no poder suponer una distribució n hidrostá tica de presiones ha llevado a que no se puedan aplicar los enfoques desarrollados para los flujos gradualmente variados o uniforme, de forma tal que los problemas de FRV se han tratado mayormente de forma experimental o sobre la base de relaciones empíricas desarrolladas para un nú mero de casos aislados. Usualmente no es posible utilizar el concepto de valores promedios en la secció n transversal para FRV, dado que es necesario conocer las distribuciones de velocidad y presió n a fin de aplicar correctamente las leyes de conservació n a volú menes de control. Para simplificar el aná lisis en ocasiones se aplican dichas leyes de conservació n entre secciones seleccionadas lejos de la zona de FRV, con lo cual se puede establecer el comportamiento del flujo pre y post FRV, pero no exactamente como es el perfil de flujo en ese lugar. Un tratamiento analítico de FRV puede efectuarse asumiendo fluido perfecto y flujo potencial, complementado con alguna suposició n respecto a có mo es la distribució n de velocidades en la vertical. Las má s usadas son las teorías de Boussinesq, que presume la velocidad varía linealmente en vertical desde cero en el fondo hasta su má ximo en la superficie libre, y la de Fawer, que asume una variació n exponencial.

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Las ecuaciones así obtenidas son resueltas numéricamente, con métodos especialmente adaptados a las particularidades de las ecuaciones resultantes. Un resumen de las características de FRV es: a) La curvatura de las líneas de flujo impide la suposició n de una distribució n hidrostá tica de presiones b) La variació n rá pida del flujo ocurre en tramos cortos, de forma tal que las pérdidas por fricció n contra las fronteras son pequeñ as y pueden ser despreciadas en un aná lisis primario. c) El FRV en una estructura de transició n tendrá sus características físicas determinadas por la geometría de la frontera y el estado del flujo d) Ante bruscos cambios en la geometría del canal se pueden formar vó rtices, remolinos, corrientes secundarias y zonas de separació n que complican el patró n del flujo. Esto dificulta definir las fronteras del flujo (que ya no será n las fronteras só lidas del canal), así como determinar valores promedios en la secció n para las variables del flujo. e) Aun cuando en situaciones como la anterior sea posible aproximar las distribuciones de velocidades, los coeficientes  y  son difíciles de cuantificar con exactitud y generalmente notoriamente superiores al valor 1. El Flujo rá pidamente variado puede ser un perfil continuo como en los vertederos y compuertas o de perfil discontinuo como en el Resalto Hidráulico. Por razones prá cticas se acostumbra estudiar cada caso en forma separada analizando el comportamiento real. 

Figura 1. Flujo Rápidamente Variado.

Conceptos Previos al Resalto Hidráulico 4

El efecto de la gravedad sobre el estado de flujo se representa por la relació n entre las fuerzas inerciales y las fuerzas gravitacionales. Esta relació n está dada por el Nú mero de Froude, definido como:

Donde, v es la velocidad de flujo, g es la aceleración de gravedad y D es la profundidad hidráulica,  Donde, A es el área mojada y T es el ancho de la superficie.

Clasificación del flujo respecto al régimen de velocidad Flujo Supercrítico: en este estado el papel jugado por las fuerzas inerciales es má s pronunciado presenta una velocidad de flujo muy alta, una profundidad de flujo baja y se genera en condiciones de pendiente alta. Flujo Crítico: régimen de flujo intermedio, se caracteriza por generar alta inestabilidad en el flujo, no es recomendable para el diseñ o. Flujo Subcrítico: en este estado el papel jugado por las fuerzas gravitacionales es má s pronunciado por lo tanto se presenta una velocidad de flujo baja, tiene una profundidad de flujo alta y se genera en condiciones de baja pendiente. Para F = 1 el flujo es crítico, cuando F < 1 el flujo es subcritico, y si F > 1 el flujo es supercrítico.

Energía especifica.  Es igual a la suma de la profundidad del agua má s la altura de la velocidad en una secció n de canal (E = y + V2/2g). Cuando la profundidad de flujo se grafica contra la energía específica para una secció n de canal y un caudal determinados, se obtiene una curva de energía específica; para una energía específica determinada, existen dos posibles profundidades la profundidad baja y1 y la profundidad alta y2. La profundidad alta es la profundidad alterna de la profundidad baja y viceversa. En el estado crítico (c) las profundidades alternas se convierten en una la cual es conocida como profundidad crítica Yc. Cuando la profundidad de flujo es mayor que la profundidad critica, la velocidad de flujo es menor que la velocidad critica para un caudal determinado y el flujo es subcrítico. Cuando la profundidad de flujo es menor que la profundidad critica, el flujo es supercrítico. Por tanto y1 es la profundidad de un flujo supercrítico y y2 es la profundidad de un flujo subcrítico. 5

Coeficientes de distribución de velocidad. Como resultado de la distribució n no uniforme de velocidades en una secció n de canal, la altura de velocidad de un flujo en canales abiertos es por lo general mayor que el valor calculado de acuerdo con la expresió n V2/2g. A partir del principio de mecá nica, el momentum de un fluido que pasa a través de una secció n de canal por unidad de tiempo se expresa por ßwQV/g, donde ß es conocido como coeficiente de momentum, w es el peso unitario del agua, Q es el caudal, V es la velocidad media. El valor de ß para canales prismá ticos (canal construido con una secció n transversal invariable y una pendiente de fondo constante) rectos varía desde 1.01 hasta 1.12. Para canales de secció n transversal regular y alineamiento má s o menos recto, el efecto de la distribució n no uniforme de velocidades en el cá lculo del momentum es pequeñ o y el coeficiente se supone como la unidad. En canales con secciones transversales complejas se requerirá n mediciones de la velocidad real para determinar el coeficiente de momentum. El coeficiente por lo general es mayor en canales empinados que en canales con pendientes bajas.

Momentum del flujo en canales abiertos. De acuerdo con la segunda ley de Newton, el cambio de momentum por unidad de tiempo en el cuerpo de agua en un canal es igual a la resultante de todas las fuerzas externas que actú an sobre el cuerpo:

Ecuación de momentum

Donde Q es el caudal, w es el peso unitario del agua, V es la velocidad media, P1 y P2 son las presiones resultantes que actúan en las dos secciones, W es el peso del agua contenida entre las dos secciones y Ff es la fuerza de fricción y de resistencia totales externas que actúan a lo largo de la superficie de contacto entre el agua y el canal. El principio de momentum tiene ventajas de aplicació n a problemas que involucran grandes cambios en la energía interna, como el problema del RESALTO HIDRÁULICO. Si la ecuació n de la energía se aplica, las pérdidas de energía internas desconocidas representadas por hf son indeterminadas y su omisió n resultaría en error. Si se aplica la ecuació n de momentum, debido a que esta solo tiene en cuenta fuerzas externas, los efectos de las fuerzas internas no 6

tendrían que ser evaluados. El término para las pérdidas por fricció n debido a las fuerzas externas es poco importante y puede omitirse debido a que el fenó meno ocurre en un tramo corto del canal y los efectos debido a las fuerzas externas son insignificantes en comparació n con las pérdidas internas.

Fuerza específica. Al aplicar el principio de momentum a un tramo horizontal corto de un canal prismá tico pueden ignorarse los efectos de las fuerzas externas y del peso del agua. Entonces, = 0 y F f = 0, y suponiendo ß1= ß2= 0, la ecuació n se convierte:

Las fuerzas hidrostá ticas P1 y P2 pueden expresarse como:  Donde Z1 y Z2 son las distancias de los centroides de las respectivas áreas mojadas A 1 y A2, por debajo de la superficie de flujo.

También:

V1 = Q/A1 y V2 = Q/A2.

Luego la ecuació n de momentum puede escribirse como: La fuerza específica, expresa el momentum del flujo que pasa a través de la secció n del canal por unidad de tiempo y por unidad de peso del agua y la fuerza por unidad de peso del agua. Si F1 = F2, las fuerzas específicas en las secciones 1 y 2 son iguales, siempre y cuando las fuerzas externas y el peso efectivo del agua en el tramo entre las dos secciones sean insignificantes. Para mantener un valor constante F1, la profundidad de flujo debe cambiar de y1 a y2 con el costo de perder cierta cantidad de energía "E, en el RESALTO HIDRÁ ULICO en un fondo horizontal las fuerzas específicas antes y después del resalto son iguales y la pérdida de energía es una consecuencia del fenó meno.

Fenómenos Locales.  7

En los canales abiertos a menudo ocurren cambios en el estado de flujo subcrítico a supercrítico o viceversa. Tales cambios se manifiestan con un correspondiente cambio en la profundidad de flujo de una profundidad alta a una profundidad baja, o viceversa. Si el cambio ocurre con rapidez a lo largo de una distancia relativamente corta, el flujo es rá pidamente variado y se conoce como fenó meno local.

RESALTO HIDRAULICO El resalto hidrá ulico es el ascenso brusco del nivel del agua que se presenta en un canal abierto a consecuencia del retardo que sufre una corriente de agua que fluye a elevada velocidad. Este fenó meno presenta un estado de fuerzas en equilibrio, en el que tiene lugar un cambio violento del régimen de flujo, de supercrítico a subcrítico.

Figura 2. Un resalto hidráulico en el flujo a través de un canal siempre va a acompañado de un aumento en la profundidad de la corriente en la dirección del flujo.

Este involucra una pérdida de energía relativamente grande mediante disipació n en el cuerpo turbulento de agua dentro del resalto. En consecuencia, el contenido de energía en el flujo después del resalto es apreciablemente menor que el de antes del mismo. La profundidad antes del resalto es siempre menor que la profundidad después del resalto. La profundidad antes del resalto se conoce como PROFUNDIDAD INICIAL y1, y después del 8

resalto se conoce como PROFUNDIDAD SECUENTE y2. Entonces, la energía específica E1 correspondiente a la profundidad inicial y1 es mayor que la energía específica E2 correspondiente a la profundidad secuente y2 en una cantidad igual a la pérdida de energía "E.

Figura 3. Resalto hidráulico interpretado mediante las curvas de energía específica y fuerza específica. Al establecer una relació n entre las profundidades inicial y secuente de un resalto hidrá ulico en un fondo horizontal de un canal rectangular, partiendo de las fuerzas específicas en las secciones 1 y 2, antes y después del resalto se obtiene:

Para un determinado nú mero de Froude F1 del flujo de aproximació n, la relació n de la profundidad secuente con respecto a la profundidad inicial está dada por la solució n cuadrá tica: 

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El principio de momentum se utiliza debido a que el resalto hidrá ulico produce una alta cantidad de energía interna que no se pueden evaluar con la ecuació n de energía. Para flujo supercrítico en un canal horizontal, la energía de flujo se disipa a través de la resistencia friccional a lo largo del canal, dando como resultado un descenso en la velocidad y un incremento en la profundidad en la direcció n del flujo. El resalto hidrá ulico se formará en el canal si el nú mero de Froude F1 del flujo, la profundidad de flujo y1 y la profundidad y2 aguas abajo satisfacen la ecuació n:

Ecuación del resalto en canales rectangulares horizontales En la Figura 6 vemos la relació n entre F1 y y2/y1 para un resalto hidrá ulico en un canal rectangular horizontal.

Caída Hidráulica La caída hidrá ulica es una situació n que se da frecuentemente en canales, cuando se produce un cambio en la profundidad del flujo desde un nivel alto a un nivel bajo. Como consecuencia se verifica una profunda depresió n en la superficie libre del agua en el canal. Este fenó meno es consecuencia, generalmente, de un incremento brusco en la pendiente del canal, o en ensanchamiento rá pido de la secció n transversal del mismo. En la regió n de transició n entre un estado del flujo y el siguiente aparece normalmente una curva en la superficie del agua con la concavidad hacia abajo y luego presenta un punto de inflexió n y pasa a tener su concavidad hacia arriba. El punto de inflexió n se encuentra aproximadamente en correspondencia de la profundidad crítica, en el cual la energía específica es la mínima, y el flujo pasa de una situació n de flujo subcrítico a supercrítico. Como caso especial de la caída hidrá ulica se da la caída libre. Esta situació n se da cuando el fondo del canal tiene una discontinuidad, presenta un salto.

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Figura 4. Caída hidráulica

Controles del Resalto Hidraulico. Controlar los resaltos hidrá ulicos de modo que el flujo supercrítico, no salga de limites preestablecidos, es de gran importancia para la conservació n de las obras hidrá ulicas, debido a que puede socavar el canal aguas abajo. Con el fin de controlar los resaltos  se usan sobre elevaciones o caídas en el fondo, vertederos de cresta aguda o ancha, dientes en pozos de amortiguació n, inyecció n de flujo por la parte inferior del canal, etc. De los diferentes métodos mencionados, el de inyecció n de flujo por la parte inferior parece ser el mas efectivo, debido a que puede seguir controlando el resalto aunque no se produzcan las condiciones de diseñ o.

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APLICACIONES DEL FLUJO RAPIDAMENTE VARIADO (FRV)

EN ORIFICIOS Se tiene un recipiente lleno de líquido, que se supone de nivel constante, en cuya pared lateral se tiene un orificio de pequeñ as dimensiones comparado con la profundidad, de á rea A y arista afilada (pared delgada). Las partículas de agua al acercarse al orificio se mueven aproximadamente en direcció n a su centro, de forma tal que por efecto de su inercia la deflexió n brusca que sufren produce una contracció n del chorro. Las velocidades en esta secció n contraída (Ao) son prá cticamente uniformes, con valor medio V. Si se plantea la ecuació n de Bernoulli entre un punto del recipiente y otro en el centro de gravedad de la secció n contraída, se obtiene la denominada ecuació n de Torricelli, donde H es la altura del nivel de agua del depó sito respecto al baricentro de la secció n contraída. V = √2 gH Dicha ecuació n es correcta si se corrige por un coeficiente Cv (adimensionado, menor que uno) que tiene en cuenta la pérdida de carga que existe en la descarga. Asimismo la magnitud de la secció n contraída (Ao) se puede expresar en términos de la del orificio (A) a través de un coeficiente adimensionado de contracció n Cc. El caudal descargado por el orificio se calcula entonces como: Q=C V CC A √ 2 gH Ó bien a través de la ecuació n general de un orificio de pared delgada: donde Cd es el coeficiente de descarga del orificio. Q=C d A √ 2 gH

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Los coeficientes Cv, Cc y Cd son bá sicamente experimentales, funciones del nú mero de Reynolds. En la figura siguiente se muestran sus valores para el caso de orificio circular, aplicable cuando la distancia entre los cantos del orificio y las fronteras del recipiente es al menos de 3D (siendo D el diá metro del orificio). 1: Estos valor valores para los coeficientes también son casi los mismos para el caso de orificio rectangular, siendo D en dicho caso la dimensió n menor del orificio. 2: Si en la ecuació n de Bernoulli se introduce una pérdida de carga Δhr resulta: H=

1 V2 V2 con K= 2 −1. + Δhr de donde se puede inferir que Δhr=K Cv 2g 2g

Orificios de cargas pequeñas (grandes dimensiones)

Cuando el orificio es de grandes dimensiones con respecto a su profundidad, la velocidad media de las partículas ya no se debe calcular a partir de la energía total H al centro de gravedad de la secció n contraída.

Orificio con descarga ahogada

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Si el orificio tiene descarga sumergida (ahogada) la ecuació n y coeficientes a utilizar tienen la misma forma, pero tomando en cuenta la diferencia de carga ∆ H a ambos lados del orificio. Q=C d A √ 2 g ∆ H

Orificios de pared gruesa

Cuando la pared en el contorno de un orificio no tiene aristas afiladas, el orificio es de pared gruesa (tubo corto). En esta situació n una vez que el chorro ha pasado la secció n contraída, aú n tiene espacio para expandirse dentro del tubo y llenar completamente su secció n. Se genera así un rá pido descenso de velocidad, acompañ ado de turbulencia y fuerte disipació n de energía. Por analogía al orificio de pared delgada, la velocidad de salida se calcula como V =C v √ 2 gH , donde ahora Cv cambia respecto de la situació n con pared delgada (obsérvese ademá s que como Cc = 1 entonces Cv = C d). NOTA: En el caso que Cd es mayor que para orificio de pared delgada, debido a que el vacío parcial (con presió n menor a la atmosférica) que se genera en la secció n contraída 14

incrementa el valor efectivo de la carga H. Cuando e/D > 3, empieza a tener influencia la fricció n contra las paredes y el tubo corto debe considerarse como un conducto a presió n, incluyendo todas sus pérdidas de energía. La tabla siguiente, presenta valores del coeficiente Cd a aplicar para el caso de orificios de pared gruesa.

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EN COMPUERTAS

Una compuerta consiste en una placa mó vil, plana o curva, que al levantarse permite graduar la altura del orificio que se va descubriendo, a la vez que controlar la descarga producida. A la salida de la compuerta se produce una contracció n del chorro descargado por el orificio de altura (a). Esta contracció n alcanza un valor de tirante (Cc.a) en una distancia (L=a/Cc), donde las líneas de flujo se vuelven horizontales y por lo tanto es vá lida una distribució n hidrostá tica de presiones. La contracció n y la fricció n con el piso introducen una pérdida de energía (h). Para calcular la descarga se plantea un balance de energía entre una secció n 1, aguas arriba de la compuerta, y la secció n contraída, segú n: V 21 V 22 , donde por continuidad ademá s se cumple V1 y1 V2 Cc.a H= y1 + =Cc a+ 2g 2g Operando a partir de estas ecuaciones se obtiene la expresió n que permite calcular el caudal descargado por la compuerta de fondo (de ancho b igual al del canal) Q=

CC C V ba

√

Ca a 1+ y1

√ 2 gy 1

o bien la expresió n mas utilizada: Q=C d ba √ 2 gy 1

Nuevamente aquí los coeficientes Cv, Cc y Cd dependen de la geometría del flujo y del nú mero de Reynolds, aunque en la prá ctica la mayoría de los casos cae en la franja que se vuelve independiente del Reynolds. 16

EN VERTEDEROS Cuando la descarga del líquido a superficie libre se efectú a por encima de un muro o una placa, se constituye un vertedero. Si la descarga se efectú a sobre una placa de arista aguda, el vertedero se llama de pared delgada. Si por el contrario el contacto entre la pared y la lá mina vertiente es má s bien toda una superficie, se denomina vertedero de pared gruesa. El punto má s bajo de la pared en contacto con la lá mina vertiente se conoce como CRESTA, en tanto el desnivel entre la superficie libre aguas arriba del vertedero y su cresta se denomina CARGA.

Vertedero de cresta delgada

Sea un vertedero de cresta delgada de altura de cresta (w) referida al fondo del canal, con nivel de la superficie del agua en zona no perturbada situada (h) por sobre la cresta y velocidad uniforme del agua en esa secció n V0. Si se pretende calcular el caudal que descarga el vertedero, para todo nivel de la superficie del canal por sobre w, se puede aplicar la ecuació n de Bernoulli a una línea de corriente entre los puntos 0 y 1. Este balance se aplica a una situació n ideal en la que la energía se conserva, la distribució n de presiones sobre la cresta del vertedero es siempre presió n atmosférica y el flujo no se contrae en dicha secció n. La velocidad en cualquier punto de la secció n 1 (que varía con la posició n sobre la cresta del vertedero) se puede estimar a partir de la expresió n: 17

h0 +

V 20 v2 =h0−h+ y + 2g 2g

En dicha secció n 1 la descarga (calculada en condiciones ideales) a través de un diferencial de secció n de ancho (x) y altura (y) vale: V 20 dQ ideal =√ 2 g x h− y + dy 2g

√

h

El caudal por tanto corresponde a la integració n en vertical, Qideal =∫ dQideal dy donde 0

los límites de integració n está n definidos en virtud de la drá stica hipó tesis que establece que el nivel de agua sobre la cresta del vertedero es el mismo que en la secció n 0 (zona no perturbada). El Qreal será por tanto Qreal = µ Qideal donde µ es un coeficiente de gasto dependiente fundamentalmente del nú mero de Reynolds y de la relació n h/w, que se determina experimentalmente (que para el caso de secció n sin contracció n ronda el valor 0.60) y corrige las discrepancias entre las hipó tesis supuestas y las características reales del flujo, a saber: a) La distribució n real de presiones y velocidades sobre la cresta del vertedero es como se muestra en la figura siguiente (y no presió n uniforme y velocidad parabó lica como se había supuesto).

b) Eventuales pérdidas de energía del flujo que se aproxima al vertedero por efectos viscosos. La ecuación más general para el cálculo del caudal descargado por un vertedero de cresta delgada h

[√

y forma cualquiera es: Q= √ 2 g µ ∫ x h− y + 0

]

V 20 dy 2g

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Vertedero rectangular

La integració n de la ecuació n general, aplicada a la geometría particular de este tipo de vertedero resulta: Q=

2 √2 g µ b h3 /2 3

Esta es la ecuació n general de descarga para un vertedero rectangular, donde a definició n del coeficiente de gasto µ contempla la eventual contracció n lateral del vertedero (una condició n no contemplada en la derivació n teó rica efectuada). Una expresió n simplificada para el cá lculo de vertederos rectangulares de lá mina delgada con ancho de vertido B sin contracció n lateral que se puede utilizar es: Q=1. .838 × B × H 3 /2 Donde, las variables está n expresadas en el sistema métrico decimal.

Vertedero triangular

La integració n planteada para calcular el gasto resulta en este caso en: 19

Q=

8 √2 g tan ( θ/2 ) μ h 5/ 2 15

Como primera aproximació n el valor del coeficiente de gasto μ en el caso de vertedero triangular se puede estimar como μ=0.59 Una expresió n simplificada para el cá lculo de vertederos triangulares de lá mina delgada con á ngulo recto al centro que se puede utilizar es: Q=1.4 × H 5 /2 donde las variables está n expresadas en el sistema métrico decimal.

Vertedero de pared gruesa En forma semejante a los orificios, si la cresta del vertedero no es una arista afilada, se presenta entonces el vertedero de pared gruesa.

Cuando e/h < 0.67 el chorro se separa de la cresta y el funcionamiento es idéntico al del vertedero de pared delgada. Cuando e/h > 0.67 la lá mina vertiente se adhiere a la cresta del vertedero, y entonces el gasto se puede calcular de igual forma que para un vertedero de pared delgada sin contracció n lateral, minorando por un coeficiente ε1:

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Q=ε 1

2 √2 g μ b h3/ 2 3

IV.

CONCLUSIONES

El flujo rápidamente variado se presenta cuando en una corta distancia se presente un cambio brusco en las características del flujo, el ejemplo má s representativo de éste tipo de flujo es el salto hidrá ulico. Cuando ocurre un cambio de régimen del flujo de supercrítico a subcrítico, generalmente se manifiesta mediante un cambio brusco en la elevació n del agua, de un nivel bajo a uno alto, acompañ ado por una disipació n importante de energía, se conoce como salto hidrá ulico, en el cual se presentan dos tirantes denominados tirantes conjugados. Este fenó meno local se considera como el ejemplo má s claro de un flujo rápidamente variado. Este cambio de régimen generalmente va acompañ ado por una importante pérdida de energía. Partiendo de la ley del impulso y cantidad de movimiento aplicada a un canal de secció n cualquiera, donde el subíndice 1 indica las características hidrá ulicas del régimen supercrítico asociadas al tirante conjugado menor, y el subíndice 2 las características hidrá ulicas del régimen subcrítico asociadas al conjugado mayor, se particularizan los resultados a diferentes secciones transversales. El salto hidrá ulico se clasifica de acuerdo al nú mero de Froude (Fr). Dicha clasificació n va en funció n a la cantidad de pérdida de energía que genera el cambio de régimen implícito en el salto. La longitud del salto hidrá ulico es la longitud medida en su proyecció n horizontal, a partir del tirante inicial o conjugado menor, al tirante subsecuente o conjugado mayor. Existen muchas fó rmulas para calcular la longitud del salto. Las aplicaciones prá cticas del salto hidrá ulico son muchas, entre las cuales se pueden mencionar:

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Para la disipació n de la energía del agua escurriendo por los vertederos de las presas y otras obras hidrá ulicas, y evitar así la socavació n aguas abajo de la obra; Para recuperar altura o levantar el nivel del agua sobre el lado aguas abajo de un canal de medida y así mantener alto el nivel del agua en un canal para riego otros propó sitos de distribució n de agua.

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