calculo hidraulico.pdf

97

Capitulo IV: Diseño de Alcantarillado Sanitario y Planta de Tratamiento

CCaappiittuulloo IIVV DDiisseeññoo HHiiddrrááuulliiccoo

ddee llaa RReedd ddee AAllccaannttaarriillllaaddoo

SSaanniittaarriioo yy PPllaannttaa ddee TTrraattaammiieennttoo

98


4.1 INTRODUCCION:

El diseño hidráulico de sistemas para la recolección y transporte de las

aguas negras, hoy en día es un trabajo de suma importancia para el ingeniero

civil, puesto que en el área urbana de las ciudades, existen problemas de

saneamiento, debido a la falta de sistemas adecuados para la evacuación de las

aguas negras; debido a esto se hace necesario, conocer los parámetros y

criterios, que rigen la implementación de alcantarillados sanitarios.

La correcta ejecución de un proyecto de alcantarillado sanitario para

determinada área urbana requiere un diseño cuidadoso. La red de alcantarillado

deben ser las apropiadas en tamaño y pendiente de tal forma que pueda contener

el flujo máximo sin ser sobrecargadas y conserven velocidades que impidan la

expulsión de sólidos. Antes de comenzar el diseño, se debe realizar el cálculo de

caudal y las variaciones del mismo.

En este capitulo de diseño se llevaron a cabo actividades previas entre las

cuales podemos mencionar: levantamiento topográfico del área en estudio

(planimetría y altimetría), elaboración de perfiles con su respectiva tubería y mas

detalles (realizados en autocad), elaboración de planos con áreas tributarias,

sentido del flujo y curvas de nivel.

También en este capitulo se podrá observar la propuesta de diseño de la

planta de tratamiento de las Aguas Negras, en la incluirá el calculo o diseño de

cada una de las secciones que incluye la planta de tratamiento, como también los

planos con sus respectivos detalles.

99


4.2 CONSIDERACIONES BÁSICAS PARA EL DISEÑO

Para la elaboración de este diseño se toman en cuenta básicamente cinco

consideraciones las cuales consisten en:

Levantamiento topográfico del área en estudio

Perfiles de cada tramo de calles y avenidas del área en estudio

Ubicación en la red de los pozos de visita

Determinación de áreas tributarias

Determinación de flujo

4.2.1 LEVANTAMIENTO TOPOGRÁFICO

El levantamiento topográfico es una actividad sumamente importante,

previa al diseño de la red, puesto que un error complicaría y afectaría a las etapas

posteriores.

El trabajo topográfico se realiza de la siguiente manera:

Se lleva a cabo en el área urbana del municipio de Carolina, un

levantamiento topográfico (planimetría y altimetria), para ello se utiliza la estación

total con el cual se registran los datos para este trabajo; los puntos de interés son

el cordón cuneta, el eje de la calle, el radio de cada esquina.

4.2.2 PERFILES

Son los que muestran de una forma gráfica las diferencias de nivel o pendientes

que tiene el terreno. Ver Plano 4.2 (Curvas de Nivel).

En la elaboración de los perfiles se utilizan los datos de campo que se

registraron al momento de la medición pues el aparato de estación total tiene la

particularidad de registrar datos de los tres ejes coordenados.

Con estos datos y el uso del software computacional (Autocad 2007) se nos

facilito la elaboración de los perfiles y a su vez una mejor precisión de estos.

En el siguiente cuadro, (Cuadro 4.1) se muestran los datos de campo

registrados para elaborar el perfil de la “Avenida Santiago Hernández”, en el tramo

comprendido entre el “Pozo 1” y “Pozo 2”.

100


CUADRO 4.1 DATOS DE ENTRADA PARA LA ELABORACIÓN DEL PERFIL DE LA AVENIDA SANTIAGO HERNANDEZ.

ESTACIÓN ELEVACIÓN (MSNM) Nivel de Piso Natural (NP)

0 + 000.00 99.81

0 + 054.79 93.17

0 + 109.58 86.48

0 + 155.53 86.38

0 + 201.55 78.20

0 + 223.84 77.42

0 + 295.94 74.09

0 + 301.03 73.93

0 + 380.63 71.73

0 + 407.16 70.96

0 + 465.32 68.91

0 + 515.69 66.91

0 + 613.18 65.38

0 + 711.33 60.95

101


En la figura 4.1 se presenta el perfil, elaborado con los datos anteriores *

* Fuente: Ver detalles en Plano 4.3 (Perfiles de Calles y Avenidas).

102


4.2.3 PLANO CON DETALLE DE TIPO DE SUPERFICIE

En este plano se muestran las diferentes superficies de rodadura de las

principales calle y avenidas que se encuentran en el área urbana del municipio de

Carolina. Ver Plano 4.1 (Tipo de Superficie de Calles).

4.2.4 PLANO CON CURVAS DE NIVEL

En este plano se detallan las curvas de nivel que el terreno tiene donde ésta

ubicada el área urbana del municipio de Carolina. Éstas ayudan como referencia

para el momento de realizar los cálculos y percepción del flujo para desembocar.

Ver Plano 4.2 (Curvas de Nivel).

4.2.5 PERFILES DE CALLES Y AVENIDAS

Se presentan los perfiles naturales de las avenidas y calles, con su nivel

tubería. Plano 4.3 (Perfiles de Calles y Avenidas).

4.2.6 UBICACIÓN DE RED Y POZOS

La red de tuberías se ubicará según como lo indican las normas técnicas

para alcantarillados de aguas negras: Ver Plano 4.4 (Ubicación de Red y Pozos).

103


En planimetría se colocarán al sur en las calles que están de oriente a

poniente, y al poniente en avenidas que están de norte a sur; dentro del ancho de

rodaje y a una separación horizontal del cordón cuneta de 1.50 mts como mínimo,

en pasajes peatonales a una separación mínima de 0.60 mts; la red de

alcantarillado se proyectará de manera que todos los colectores queden debajo de

los acueductos con una separación mínima libre vertical de 0.20 mts (normas

técnicas de anda parte II literal 12)1

Los pozos se proyectan primero en las intersecciones de las calles y

avenidas, luego en los tramos que los pozos estén espaciados más de 100 mts se

colocarán pozos intermedios para cumplir las normas técnicas de ANDA1, además

en las casos que las pendientes sean muy pronunciadas se colocaran pozos con

cajas de sostén.

Los pozos de visita con una profundidad en la cama de agua mayor de 1.40

mts se construirá un pozo de diámetro interno de 1.10 mts si la profundidad a la

cama de agua es menor se construirá una caja de 1.00 mts x 1.00 mts 1

Ver Plano 4.5 (Detalle de Red y Pozos).

1 Fuente: Normas Técnicas de ANDA

104


4.2.7 DETERMINACIÓN DE ÁREAS TRIBUTARIAS

Cuando están ubicados en su totalidad todos los pozos y la red se proceden

a obtener las áreas tributarias que contribuyen a cada tramo, el área tributaria total

de éste es la sumatoria de todas las áreas que convergen en el tramo. Ver Plano 4.6

(Areas Tributarias).

Existen tramos de la final 2º Calle Poniente, final 4º Calle Poniente, final 6º

Calle Poniente; (ver figura 4.3); final 8º Calle Poniente y final 10º Calle Poniente

(ver figura 4.4) que no se toman en cuenta debido a que son áreas donde la

topografía del terreno es muy accidentado; pero se propondrá una fosa séptica

tipo para estos dos sectores los cuales detallaremos posteriormente. Ver Plano 4.7

(Tramos Excluidos).

Figura 4.2 Figura 4.3

105


4.2.8 DETERMINACIÓN DEL SENTIDO DE FLUJO

Una vez ubicada la red y los pozos y con la ayuda de los perfiles se

determina el sentido del flujo de las aguas negras para desembocar a los

colectores que conectarán con el lugar donde se encuéntrala planta de

tratamiento, esto se hace con la ayuda de los perfiles de las calles, avenidas y

pasajes. Se debe procurar proyectar la tubería considerando la pendiente del

terreno pero en casos que la topografía no lo permita se debe proyectar en sentido

contrario. (Contra pendiente).

Las pendientes máximas que se calcularán dependerán de no sobrepasar

las velocidades permisibles para el diseño. Plano 4.8 (Sentido del Flujo).

106


*Las áreas tributarias se calcularon por medio del software CivilCad

4.3 CÁLCULO DEL CAUDAL DE DISEÑO ACUMULADO

4.3.1 POBLACIÓN FUTURA

PF = P2033 = 1,759 Habitantes 4.3.2 CÁLCULO DE LA DENSIDAD POBLACIONAL

DP = PF / AT (Ec. 1) DONDE :

DP : Densidad Poblacional.

PF : Población Futura.

AT : Área Total (en Ha)*

DP = (1,759 / 22.76)

DP = 77.28 Habitantes / Hectáreas.

Cálculo del número de Habitantes por tramo.

El cálculo del número de habitantes por tramo se realiza con la formula:

Nhab. = Dp x Área Tributaria de cada Tramo (Ha) (Ec. 2) Ejemplo para el tramo 1 de Avenida Santiago Hernández de pozo 1 a pozo 2:

Nhab. = 77.28 x 0.2973 = 23 Habitantes

De igual forma se hará el mismo procedimiento para cada tramo de las

diferentes calles y avenidas

107


4.3.3 CÁLCULO DEL CAUDAL DE AGUAS NEGRAS POR TRAMO Cálculo del caudal medio diario (Qmd) Para el cálculo del caudal medio diario se utilizan los siguientes Datos:

N hab. = número de habitantes de cada tramo en estudio.

- Dotación: 125 Lt / hab / día, (según normas técnicas de ANDA parte

1 numeral 5), donde: D = dotación urbana 80 a 350 l/p/d.

Distribuido: • Mínima 80 - 125 l/p/d, • Media 125 - 175 l/p/d, • Alta 175- 350 l/p/d

- 86400 = constante de conversión (86400 = 24 horas)

La constante de 125 l/p/d se toma en base a la dotación urbana según las

normas técnicas de ANDA

Q md = (N hab. x dotación) / 86400 (Ec. 3)

Q md = (23 hab x 125 lt/hab/día) / 86400

Q md = 0.0333 lt/seg.

Caudal máximo horario (Q máx hor)

Donde:

Q md = 0.0333 lt/seg.

K 2 = coeficiente de variación horaria, según normas de ANDA varía entre

1.80 a 2.40. Para nuestro estudio utilizaremos K2 = 2.40, por ser el máximo.

Q máx hor = K2 x Q md (Ec. 4)

Q máx hor = 2.40 x 0.0333 lt/seg

Q máx hor = 0.0799 lt/seg

108


Caudal del tramo (Q del tramo)

El Q del tramo será igual al 80 % del Q máx. hor más 0.10 Lt/seg/Ha por

infiltración a lo largo de la tubería (según normas técnicas de ANDA parte II

numeral 4).

Donde:

Q máx. hor = 0.0799 lt/seg

AT : Área total tributaria del tramo : 0.2973 LUEGO:

Q del tramo = 0.8 Q máx. hor + [(0.1 Lt / seg / Ha)*At] (Ec. 5)

Q del tramo = 0.8 * 0.0799 + [0.1 * 0.2973]

Q del tramo = 0.0936 Lt / seg

Caudal de diseño acumulado (Q diseño acumulado)

DATOS:

Fs= Factor de seguridad que depende del diámetro de la tubería que para nuestro

caso es de 2, puesto que el diámetro asumido de la tubería se encuentra entre 8”

y 12” (según normas técnicas de ANDA parte II numeral 4)

LUEGO:

Q diseño acumulado = Fs * Q del tramo + Q entrantes acumulado (Ec. 6)

Q diseño acumulado = 2 * 0.0936 + 0.00

Q diseño acumulado = 0.1872 Lt / seg

Para este ejemplo el caudal entrante es cero por ser tramo inicial. En los

siguientes tramos se irán sumando los caudales entrantes para cada tramo

ubicado de pozo a pozo.

109


Cálculo de la velocidad a tubo lleno (VLL)

Obtenida la pendiente del tramo de pozo 1 a pozo 2 igual a S = 12.14 % y con

un diámetro de 8” y un coeficiente de rugosidad n = 0.011 (para tuberías plásticas)

se procede a introducir los datos a la fórmula de Manning.

V LL = (1 / n) * (R H 2 / 3) * (S 1 / 2) (Ec. 7)

Donde:

V LL = velocidad a tubo lleno del tramo (m / seg)

n = coeficiente de rugosidad de la tubería

RH = Radio Hidráulico. (para tuberías llenas R H = D / 4) (en metros)

S = pendiente del tramo en estudio

LUEGO:

V LL = (1 / 0.011) * ((0.2032 / 4) 2 / 3 ) * (0.1214) 1 / 2

V LL = 4.3447 m / seg

Cálculo del caudal a tubo lleno (QTLL) Utilizando la fórmula de continuidad QTLL = VLL * ALL (Ec. 8)

Donde:

Q TLL = caudal a tubo lleno (m 3 / seg)

V LL = velocidad a tubo lleno del tramo en estudio (m / seg)

A LL = área transversal de la tubería

LUEGO:

Q TLL = 4.3447 * 0.0324

Q TLL = 0.14077 m3 / seg

Q TLL = 140.77 Lt / seg

110


( Y D

) P

ROFU

NDID

AD D

EL F

LUJO

EN

PORC

ENTA

JE

40

PO RCENTAJE DEL VALO R PARA SECCIO N LLENAELEM ENTO S HIDRÁULICO S

0 10 3020 90

p a q r vP A Q R V

50 60 70 80 100 110 120 130

RADIO HIDRAULICO (4)

PERIM

ETRO

MO

JADO

(1)

60

AREA (2)

CAUDAL (3)

20

10

30

40

50

90

70

80

100

VELOCIDAD (5)

, , , ,

Relación de caudales (Qdiseño acumulado / QTLL)

Para calcular la relación de caudales se divide el caudal real que

transportará la tubería (Qdiseño acumulado) y el caudal a tubería llena (QTLL)

Donde:

q / Q = Qdiseño acumulado / QTLL (Ec. 9)

q / Q = 0.1872 / 140.77

q / Q = 0.0013

Figura 4.4: Diagrama de las Propiedades Hidráulicas de las tuberías

circulares para diversas profundidades de flujo (grafico del banano).

111


Cálculo del tirante hidráulico (Y)

Trasladando este valor al Diagrama de las propiedades hidráulicas de las

tuberías circulares para diversas profundidades de flujos (curva del banano) y

trazando una línea vertical hasta cortar la curva de caudal (3) y luego una

horizontal hasta marcar el valor en el eje de las Y, obtenemos el valor y / D.

(Ver figura 4.3)

y / D = 2.20

despejando y = (2.20 / 100) * 0.2032

y = 0.0045 ; donde y = tirante hidráulico

Este valor se debe comparar con el tirante máximo, que para nuestro caso

T máx = d * % LL (Ec. 10)

DONDE:

T máx = Tirante máximo

D = diámetro de la tubería

%LL = porcentaje que estará llena la tubería al final de la vida útil, para

nuestro caso se pretende que al final de la vida útil este lleno en un 70 %

LUEGO:

T máx = 0.2032 * 0.7

T máx = 0.1422

El tirante hidráulico procede ya que es menor que el tirante máximo permitido.

112


Cálculo de la velocidad real (Vr) Marcando el punto y / D = y trazando una línea horizontal hasta cortar la curva 5

de velocidades y luego trazando una línea vertical hasta cortar el eje X y leyendo

el dato de V r / V LL = 14.72

Donde:

V r = (13.40 / 100) * V LL

V r = 0.1340 * 4.3447

V r = 0.5822 m / seg

Así para cada uno de los tramos se utiliza el mismo procedimiento.

Todos estos datos se representan en los cuadros 4.2 y cuadro 4.3, y

representados en el plano Plano 4.9 (Datos Hidráulicos).

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4.4 CARACTERISTICAS DEL LUGAR DONDE SE CONSTRUIRA EL SISTEMA

DE TRATAMIENTO DE AGUAS NEGRAS.

En la zona urbana de la Ciudad de Carolina, existen dos lugares disponibles para

instalar un sistema de tratamiento de todas las aguas negras. Ver figura 4.1 1. De

los cuales el Lote Nº 1 es propiedad del Sr. Dionisio Sorto y el Lote Nº 2 propiedad

del Sr. Edmundo Edgar Franco. El terreno mas óptimo para la construcción de

este sistema es el Lote Nº 1 el cual contiene las características más idóneas como

Pendientes, amplio terreno.

Figura: 4.51.

4.4.2 Ubicación Física del proyecto.

El proyecto consiste en construir una planta de tratamiento para depurar las aguas

negras de cada una de las viviendas de la Ciudad de Carolina, Depto. de San

Miguel, por lo que el lugar para la realización de este proyecto se llevara acabo en

el lote Nº 1, el cual tiene uso agrícola.

1

Fuente: Vista Proporcionada por Google Earth

Lote N°1 Planta de Tratamiento

Lote N°2

130


4.4.3 Referencias para llegar al lugar.

El terreno donde se pretende construir la planta de tratamiento esta ubicada en la

carretera saliente en el barrio San Agustín la cual conduce hacia Río Torola

(Ver croquis de ubicación en plano 4.10 de planta de tratamiento)2.

4.4.4 Descripción topográfica del lugar.

Dentro de los rasgos físicos del lugar tenemos que la topografía es parte plana y

partes con pendientes, lo cual no es un terreno homogéneo en pendientes.

4.4.5 Superficie disponible del lugar.

El terreno del Lote Nº 1 consta de un área de = 35, 783.29 metros cuadrados, por

lo que se ocupara un área de = 1,319.25 m2

4.4.6 Uso actual del suelo del lugar.

El uso actual que tiene el terreno es el sembradillo de zacate Aragua el cual es un

pasto para ganadería. Ver figura: 4.63 Y diferentes tipos de árboles como:

Figura: 4.63. Pasto para Ganadería.

2Fuente: Elaboración Propia

3Fuente: Tomada Por Grupo de Tesis

131


4.4.7 Colindantes del lugar.

Las propiedades colindantes del terreno propuesto que es el Lote Nº 1 tenemos

los siguientes: Al Norte, con Al Sur, Al Poniente, Al Oriente

4.4.8 TOPOGRAFIA.

La propiedad donde se proyecta construir el sistema de tratamiento de las aguas

negras esta ubicado al Noreste de la Ciudad de Carolina, y este posee una

topografía y área favorable para su construcción.

Dentro de lo que es el levantamiento topográfico efectuado en el terreno del Sr.

Dionisio Sorto, se realizo por altimetría y planimetría (Ver plano Topográfico 4.10) 4

4.5 CARACTERISTICAS DEL EFLUENTE (MUESTREO)

Existe un reglamento sobre la calidad del agua en nuestro país, el cual tiene como

control de los vertidos y zonas de protección en el decreto 50, y 39 del reglamento

espacial de las aguas negras, por lo que este reglamento tiene como objetivo velar

porque las aguas residuales no alteren la calidad de los medios receptores, y

contribuir a la recuperación, protección y aprovechamiento de los recursos

hídricos. En los análisis de las características físicos - químicas y microbiológicas

de las aguas residuales de tipo especial vertidas a un medio receptor, deberán ser

determinados esencialmente los valores de los siguientes componentes e

indicadores:

4Fuente: Elaboración Propia

132


a) Demanda Bioquímica de Oxígeno (DBO’5);

b) Demanda Química de Oxígeno (DQO);

c) Potencial hidrógeno (Ph);

d) Grasas y aceites (G y A);

e) Sólidos sedimentables (Ssed);

f) Sólidos suspendidos totales (SST), y

g) Temperatura (T).

Según la CONACYT norma salvadoreña, establece las características y valores

físicos – químicos y microbiológicos que deben presentar el agua residual para

proteger y rescatar los cuerpos receptores de agua.

En la siguiente tabla se presentan los valores máximo requeridos del efluente,

establecido según la norma salvadoreña CONACYT para aguas residuales.

Tabla: 4.45. Valores Máximos Requeridos por la CONACYT

PARAMETROS

VAOLOR MAXIMO

PERMISIBLE

Demanda Bioquímica de Oxigeno (DBO5) 60 mg/L

Demanda Química de Oxigeno (DQO) 100 mg/L

Grasas y Aceites 20 mg/L

Potencial de Hidrogeno (PH) 5.50 – 9.0 Uni – PH

°C 20° - 35° °C Cloruros n.n

Sólidos sedimentables 1.0 mg/L

133


El tratamiento de las aguas negras es de mucha importancia por lo que la

determinación de los parámetros tomados del efluente que involucran y

determinan la contaminación presente en un vertido de descarga a un cuerpo

receptor de agua.

Para nuestro caso la Ciudad de Carolina, no consta con un sistema de

alcantarillado sanitario, por lo que decidimos tomar las muertas en Ciudad Barrios

ya que posee los mismos aspectos sociales, culturales, económicos y sobre todo

tiene un sistema de alcantarillado sanitario. Por lo que decidimos tomar la muestra

en el punto de descarga ubicado en la Colonia Gerardo Barrios, para los análisis

de laboratorio y comparar con los parámetros requeridos según la norma

CONACYT los cuales se muestran a continuación.

5Fuente: Norma Salvadoreña CONACYT

134


135


4.6 INTERPRETACIONES DE LOS RESULTADOS.

Los datos que se muestran a continuación son los resultados obtenidos en el

punto de descarga y son comparados con la reglamentación propuesta por el

Consejo Nacional de Ciencias y Tecnología (CONACYT). Tomando en cuenta los

datos de la tabla técnica Numero 4.4

Tabla: 4.56. De Interpretaciones de los Resultados

PARAMETROS

UNIDAD

RESULTADOS

OBTENIDOS

Y N° DE

MUESTRA

LIMTES DE

PROPUESTA

DE

CONACYT

OBSERVACIONES

Demanda Bioquímica de

Oxigeno (DBO5)

mg/L

1- 987.60

2- 997.65

3- 673.12

60 mg/L

El parámetro esta fuera de de

los limites establecidos por la

Norma CONACYT

Demanda Química de

Oxigeno (DQO)

mg/L

1- 745.20

2- 865.60

3- 539.24

100 mg/L



Norma CONACYT

Grasas y Aceites

mg/L

1- 41.20

2- 46.80

3- 24.20

20 mg/L



Norma CONACYT

Potencial de Hidrogeno

(PH)

Uni– PH

1- 7.3

2- 7.9

3- 7.9

5.50 – 9.0

Uni – PH

El parámetro se encuentra

entre los rangos establecidos

por la Norma CONACYT

Temperatura del Agua

°C

1- 26.50

2- 26.70

3- 75.30

20° - 35°C.

El parámetro se encuentra

entre los rangos establecidos

por la Norma CONACYT

Cloruros

n.n

1- 63.10

2- 73.20

3- 83.10

n.n

Sólidos sedimentables

mg/L

1- 37.40

2- 47.10

3- 36.40

1.0 mg/L



Norma CONACYT

136


Comparando lo resultados obtenidos con los que la Norma establece se concluye

que la mayoría de los parámetros, no cumplen por lo que se revela la

contaminación hídrica que generan las descargas de las Aguas Negras sobre un

cuerpo receptor.

Basándose en información empírica de ANDA en cuanto al tratamiento de aguas

residuales sí la relación DQO/DBO < 2.4 se puede utilizar procesos biológicos de

tratamiento.

Así tenemos:

Período 29/08/08; DQO/DBO = 745.20/987.60 = 0.75

Período 02/09/08; DQO/DBO = 865.60/997.65 = 0.87

Período 06/09/08; DQO/DBO = 539.42/673.12 = 0.80

“Debido a los valores obtenidos de la relación DQO/DBO en ambos períodos es

menor que 2.4 establecemos que para tratar el agua residual de la Ciudad de

Carolina se pueden utilizar procesos biológicos”.

4.7 DISEÑO HIDRAULICO.

Para el diseño de la planta de tratamiento tomaremos el caudal de diseño ha

cumulado el cual fue calculado en la (Ecu. 6 pag. 108) del diseño de la red de

alcantarillado sanitario y el cual se refleja en la tabla de cálculos de Exel.

Q diseño = 25,49 Lt/Seg

6Fuente: Norma Salvadoreña CONACYT y O. M Juárez Consultores Ingeniería Sanitaria Y Medio Ambiente.

137


Pero también utilizaremos los caudales siguientes.

Tabla 4.6 Caudal de alcantarillado sanitario (lt/s)

Mínimo Medio Máximo

0.86 2.883 6.92

4.7.2 TRATAMIENTO PRELIMINAR.

4.7.2.1 DISEÑO DEL CANAL DESARENADOR.

“Se construirán dos canales desarenadores con las mismas dimensiones y en

paralelo, los cuales funcionarán alternadamente para facilitar su limpieza. Se

construirá además aguas debajo de los desarenadores un regulador de

velocidades constituido por un canal Parshall”

Datos básicos para el diseño:

Qmaxh : 25,49 lt/seg = 0.90 pie3 / seg

Qmin : 0.86 lt/seg = 0.0303 pie3 / seg ( de tabla 4.6 )

Velocidad reja: 0.3 m/seg = ya que esta velocidad arrastra la mayoría de de las

partículas orgánicas através del canal desarenador y permite que las partículas de

arena sedimente, según Tabla 2.1 de libro Metcalf Eddy

Tabla 4.7 Velocidades de sedimentación según Imhoff

Diámetro (mm) 1.000 0.50 0.20 0.10 0.05 0.010 0.005

Arena (cm/seg) 13.94 7.17 2.28 0.67 0.17 0.008 0.002

Carbón (cm/seg) 4.220 2.11 0.72 0.20 0.042 0.002 4.2x10-5

138


La tabla 4.7. Muestra que para sedimentar partículas de 0.20mm diámetro que son

los utilizados para este diseño se debe utilizar una velocidad de sedimentación de

2.28 cm/seg.

Cálculo de las dimensiones de los canales desarenadores

“Dado que el ancho (B) del canal varía entre 2 y 3 veces el ancho de la garganta

(W) de la canaleta Parshal y para este diseño W = 1pie = 0.305 m, se asumirá un

ancho del canal B = 76 cm aplicando una relación 2.5W”.

Por lo tanto el ancho del canal B = 0.76 m (ver plano 4.11)

El nivel máximo de agua en el canal desarenador representado por (dmax) será

calculado mediante la expresión:

Qmax = V.A (Ec. 4.1)

Qmax/V = A pero A = B x dmax

Sustituyendo A en Ec. 4.1 se tiene:

dmax = Qmax / V.B (Ec. 4.2)

dmax = (0.025 m3/seg) / (0.3 m/seg) (0.76 m)

dmax = 0.11 m

El nivel mínimo de agua en el canal desarenador representado por (dmin) será

calculado mediante la ecuación 4.2 pero utilizando el caudal mínimo.

dmin = Qmin / V.B

dmin = (0.00086 m3/seg) / (0.3 m/seg) (0.76 m)

dmin = 0.0038 m

139


“Consecuente con los valores obtenidos para dmax y dmin en el desarenador, las

paredes verticales de éste tendrán una altura de 50 cm dejando 22 cms de borde

libre a partir del nivel máximo calculado en el desarenador”.

Cálculo de la longitud (L) de los canales desarenadores

Datos básicos:

Diámetro mínimo de las partículas a sedimentar = 0.20 mm

La velocidad de sedimentación correspondiente a un diámetro de 0.20 mm

es = 22.8 mm/seg. (De tabla 4.7)

Por lo tanto la longitud de los canales desarenadores viene dada por la expresión:

L= (0.3 m/seg) (0.11 m) / (0.0228 m/seg.)

L = 1.50m (ver plano 4.7.3)

Cálculo de volumen de arena depositada en el canal desarenador

Se estima que el volumen retenido de arena será de 30 lt por cada 1000 m3 de

agua, o sea:

VArena = (0.030 m3) (2,202.34 m3 /día) /1000 (Ec. 4.4)

VArena = 0.066 m3 /día

Previendo su retiro o limpieza cada 6 días se determina la altura que se

profundizará el fondo de las cajas para el almacenamiento de la arena:

(Velocidad de reja ) (dmax)

Velocidad de sedimentaciónL= (Ec. 4.3)

140


6Vol =B. L.h (Ec. 4.5)

Donde:

6 = dias de limpieza o retiro Vol = Volumen de arena

B = Ancho del canal L = Longitud

h = altura de profundidad de las cajas para almacenar arena

Despejando h de Ec. 4.5 se tiene:

h = 6Vol / B.L

h = 6 (0.066 m3) / (0.76 m) (1.50 m)

h= 0.35 m se asumirá una altura de 0.60 m (ver corte A-A, plano 4.11)

Para los sólidos retirados de la Rejilla se construirá una plataforma de secado o

bandeja de escurrimiento. Esta consistirá en una placa perforada para que los

objetos extraídos se puedan almacenar temporalmente para su drenaje.

Las dimensiones de esta bandeja debido a que se ubicará sobre el canal

desarenador tendrán el mismo ancho que este canal es decir 0.76m y de largo

tendrá una longitud de 0.60m.

El área útil de la plataforma de secado será de:

AP = (0.60 m) (0.76 m) = 0.46 m2 (Ec. 4.6)

A la misma se le serán perforados 48 agujeros menores de 2.5 cm de diámetro

espaciados cada 5 cm para el drenaje del agua remanente en los sólidos

retirados.

141


4.7.2.2 DISEÑO DE REJILLA.

Para el cálculo de la rejilla colocaremos varilla de Φ1/2” y tomaremos los valores

según Metcalf Eddy7, los cuales son:

Ancho de barra (a) = 1.27 cm

Espesor de barras (b) = 1.27 cm

Angulo de inclinación (Φ) = 60°

Velocidad de entrada (V) = 0.3 m/s

Calculando tenemos:

Área libre (Al)

Despejando (Al) de Qmax = V.A (Ec. 4.7)

Tenemos Al = Qmax V (Ec. 4.8)

Al = 0, 02549 m3/s 0.3 m/s

Al = 0.085 m2

Cálculo del Área de la sección transversal de flujo (Af) aguas arriba de la reja:

Donde:

Af = Área de flujo

a = Separación entre barras

t = Espesor de las barras

Af = 0.17 m2

7Fuente: Tomada del Libro Metcalf Eddy

Af = 0.085 m2 (0.0127 m + 0.0127 m) / 0.0127m

Af = AL (a + t) / a (Ec. 4.9)

142


Como el ancho del canal desarenador = 0.76 m entonces el ancho de la rejilla

debe ser el mismo.

Por lo tanto ancho de la rejilla = 0.76m (ver plano 4.11)

La longitud sumergida de la reja (LS) será:

L S = dmax / sen 60º (Ec. 4.10)

Donde:

Ls = Longitud Sumergida

dmax = Distancia Máxima del nivel del agua en el desarenador

Sen60º = Angulo

L S = 0.11 m / sen 60º

L S = 0.13 m

Sí N° = Número de barras que conforman la reja, entonces:

(N° + 1) a + N° ( t ) = B (Ec. 4.11)

Donde:

B = Ancho del canal desarenador

t = Espesor de las barras

a = Separación entre barras

N° = (B – a) / (a + t)

N° = (76 cm – 1.27 cm) / (1.27 cm + 1.27cm)

N° = 29 barras

143


Pendiente de la plantilla del canal (S)

De Cheezy – Manning

V = (1/n) (R 2/3) (S 1/2) (Ec. 4.12)

Donde:

V = Velocidad de reja limpia = 0.3 m/seg.

n = Coeficiente de rugosidad, para = 0.011

S = Pendiente

R = Radio Hidráulico

Para el cálculo del radio hidráulico (R) se tiene:

R = 8.53cm

Sustituyendo R en Ec. 4.12 se tiene:

S = 0.029 %

Como se puede observar la pendiente en el canal desarenador es casi cero, es

decir casi plano.

( 76 cm ) ( 11cm )

76 cm + 2 (11cm) R =

0.011 (0.3 m / seg.)

(0.085 m) 2 /3 S =

2

0.011 V

R2/3 S = 2

( B ) (dmax )

( B + 2 dmax ) R = (Ec. 4.13)

144


4.7.2.3 DISEÑO DEL CANAL PARSHALL.

Datos básicos:

Caudal Q = 0.90 pie3/seg.

Ancho de la garganta W = 1 pie de tabla 4.8 de dimensiones de la canaleta

parshal

1. Condiciones hidráulicas de entrada

a) El nivel de agua en la garganta de la canaleta (Ha) se calcula con la fórmula

Donde:

Ha = Nivel del agua en la garganta del canal

W = Ancho de la garganta

Obteniéndose el valor de Ha = 0.40 pies = 0.12m. Uno de los requisitos en el diseño de la canaleta parshall establece que la relación

de Ha/W esté entre 0.40 y 0.80 y en este caso esta relación 0.40 /1 = 0.40 por lo

tanto se cumple dicha condición.

b) Ancho de la canaleta en la sección de medida

D' = 2(D - W)/3 + W (Ec. 4.15)

Donde:

D' = Ancho de la canaleta

D = valor tomado de a tabla 4.8 de dimensiones de la canaleta Parshal


D' = 2 (0.845m – 0.305m)/3 + 0.305m

D' = 0.67 m

0.90 pie3/seg. = 4(1pie)Ha1/1 .53

Qmax = 4WHa1.53W (Ec. 4.14)

145


c) Velocidad en la sección D'

VO = Q/( D' . hO) (Ec. 4.16)

Donde: hO = Ha

D' = Ancho de la canaleta

Caudal Q = 0.90 pie3/seg

VO = (0.02549m3/seg.)/ (0.67m) (0.12 m)

VO = 0.32 m/seg.

d) Energía específica

E = (VO 2/ 2g) + hO + N (Ec. 4.17)

Donde:

E = Energía especifica

VO 2 = Velocidad

2g = valor de la gravedad

hO = Ha

N = valor tomado de a tabla 4.8 de dimensiones de la canaleta Parshal

E = [(0.32 m/seg.)2 / 2 (9.8 m/seg2)] + 0.12m + 0.114m

E = 0.24

2. Condiciones en la garganta

a) Velocidad antes del resalto V1

3 – 2g. V1. EO = - 2 Qg/W (Ec. 4.18)

V13 – 4.9 V1 = - 1.63

De donde V1 = Velocidad por tanteo es = 2.13 m/seg.

2g = valor de la gravedad

146


b) Altura antes del salto hidráulico

h1 = Q / (V1. W) (Ec. 4.19)

Donde:

h1 = Altura

V1 = Velocidad por tanteo es = 2.13 m/seg.


Caudal Q = 0.02549 m3/seg

h1 = (0.02549m3/seg) / (2.13 m/seg.) (0.305m)

h1 = 0.040 m

c) Número de Froude

Nf = V1 / (g . h1)0.5 (Ec. 4.20)

Donde:

Nf = Numero de Froude

V1 = Velocidad por tanteo es = 2.13 m/seg.

h1 = Altura antes del salto hidráulico

g = Gravedad

Nf = (2.13 m/seg) / [(9.8 m/seg2) (0.040 m)]0.5

Nf = 3.40

Según requisito de diseño de canaleta parshall el número de Froude debe estar

comprendido entre los rangos 1.7 – 2.5 o 4.5 – 9.0, lo cual si cumple.

147


3. Condiciones de salida

a) Altura después del resalto

h2 = (h1 / 2) [(1 + 8 Nf2)0.5 – 1] (Ec. 4.21)

Donde:

h1 = Altura antes del salto hidráulico

Nf = Numero de Froude

h2 = 0.17 m

b) Sumergencia

S = (h2 – N) / hO (Ec. 4.22)

Donde:

S = Sumergencia

h2 = Altura después del resalto


hO = Ha

S = (0.17 m - 0.114 m) / 0.12 m

S = 0.49

Otro de los requisitos en el diseño de la canaleta parshall establece que la relación

de máxima Sumergencia Hb/Ha para una garganta de 1 pie no debe exceder de

0.7 y en este caso esta relación Hb/Ha = 0.49 < 0.7 por lo tanto se cumple esta

condición.

0.040 m

2 1 + 8 (3.40) 2

0.5– 1 h2 =

148


c) Pérdida de carga hf = Ho + N – h2 (Ec. 4.23)

Donde:

hf = Perdida de carga

hO = Ha = Nivel del agua en la garganta del canal


h2 = Altura después del resalto

hf = 0.12 m + 0.114 m – 0.17 m

hf = 0.40 m

Los valores de N, D, W, son los que aparecen en la tabla 2.5 de dimensiones de la

canaleta Parshal para una garganta de 0.305 m

Tabla: 4.88 Dimensiones de la canaleta Parshal

W cm A B C D E F G K N 9” 22.90 88.0 86.40 38.0 57.5 61.0 61.0 45.70 7.60 11.40

1” 30.5 137.30 134.40 61.0 84.50 91.50 61.0 91.50 7.6 22.90

Como ha podido comprobar, se cumplen todos los requisitos de diseño hidráulico

para la canaleta parshall que se ha propuesto.

8

Fuente: Tomada del Manual de Dimensiones de la Canaleta Parshall

149


4.7.3 TRATAMIENTO PRIMARIO.

4.7.3.1 TANQUE DE SEDIMENTADOR PRIMARIO

Tabla 4.9 Información usual para diseño de sedimentadores rectangulares y

circulares empleados para el tratamiento primario y secundario de aguas

negras

Valor según tipo de tratamiento

Primario Secundario

Parámetro Unidad Intervalo Valor usual Intervalo Valor usual

Rectangular

Profundidad pie 10-16 14 10-22 18

Longitud pie 50-300 80-130 50-300 80-130

Ancho pie 10-80 16-32 10-80 16-32

Velocidad

del barredor Pie/min 2-4 3 2-4 3

Tabla 4.10. Información para diseño de sedimentador primario seguido por tratamiento secundario.

Valor

Parámetro Unidad Intervalo Valor usual

Tiempo de retensión h 1.5-2.5 2.0

Carga superficial

Para caudal medio gal/pie2 . d 740-1230 1000

Para caudal máximo gal/pie2 . d 2000-3000 2200

Carga sobre vertedero gal/pie . d 10000-40000 15000

150


Velocidad de arrastre.

Para evitar la resuspensión de las partículas sedimentadas, las velocidades

horizontales a lo largo del tanque deben mantenerse lo suficientemente bajas. A

partir de los resultados de los estudios realizados por SHIELDS (1936), CAMP

(1946) desarrolló la siguiente ecuación para calcular la velocidad crítica horizontal.

(Ec. 4.24)

Donde:

VA = Velocidad horizontal a la cual se inicia el arrastre de partículas

K = Constante que depende del material arrastrado

S = Gravedad específica de las partículas

G = Aceleración debida a la fuerza de la gravedad

D = Diámetro de las partículas

F = Factor de fricción de Darcy Weisbach

Los valores usuales de k son: 0.04 para arenas unigranulares y 0.06 para

partículas más aglomeradas. El factor de fricción de Darcy Weisbach depende de

las características de la superficie sobre la que tiene lugar el flujo y el número de

Reynols. Los valores usuales de f van desde 0.02 hasta 0.03. La ecuación 4.24 se

puede usar tanto en unidades del sistema inglés como en unidades del sistema

internacional, siempre y cuando se haga en forma consistente ya que k y f son

adimensionales.

VA = 8k (s – 1) gd f

0.5

151


Remoción de Demanda Bioquímica de Oxígeno (DBO) y Sólidos

Sedimentables totales (SST)

Información habitual a cerca de la eficiencia en la remoción de DBO y SST en

tanques de sedimentación primaria, como función de la concentración afluente y el

tiempo de retención usando la siguiente expresión:

R = t/a + bt (Ec. 4.25)

Donde:

R = % de remoción esperado.

t = Tiempo nominal de retensión (en horas)

a, b = Constantes empíricas.

Las constantes empíricas de la ecuación 4.25 toman los siguientes valores a una

temperatura de 20 ºC.

Tabla 4.11. Constantes empíricas

Variable a, h b

DBO 0.018 0.020

SST 0.0075 0.014

4.7.3.2 Diseño del Tanque de Sedimentación Primaria

Datos básicos:

Caudal Medio Diario =2.883Lts/S = 249,09m³/dia

Caudal Máximo Diario = 25.49 Lts/S = 2,202.34 m³/dia

Tasa de valor superficial = 1000 gal/pie².dia (40.72 m³/m².dia)

De tabla 4.10.

Profundidad efectiva del agua = 11 pies (3.35 m) De tabla 4.9.

152


Dimensionamiento

a) Cálculo del área superficial para una relación largo – ancho 4-1

(Ec. 4.26)

A = 6.12 m²

4L² = 6.12 m² (Ec. 4.27)

De donde el ancho es 1.24 mts. y el largo 4.96 mts. Sin embargo, por

conveniencia, las dimensiones del área superficial se redondean a 1.25m y 5.00

m (ver plano 4.12).

b) Cálculo del tiempo de retención para caudal medio, tomando un valor = 8.20

pies = 2.50 m (de tabla 4.7.3.2.) como profundidad efectiva del agua (ver corte C–

C, plano 4.13)

Entonces el Volumen del tanque = ( 1.25 x 5.0 x 2.50) = 15.63 m³

Utilizando la ecuación 4.1 se tiene:

Qmd

TVS A =

249.09 m³/dia

40.72 m³/m².dia =

Qmed

A

249.09 m³/día

(1.25 x 5.00) Carga superf ic ial = = = 39.85 m³/m² . d

Vol.

Qmed

15.63 m³

249.09 m³/diaTiempo de retención = = = 1.5 Horas.

153


c) cálculo del tiempo de retención y la carga superficial para caudal máximo

d) Cálculo de la velocidad de arrastre usando la Ecu. 4.24

Donde:

Constante de cohesión (k) = 0.05

Gravedad específica (s) = 1.25

Aceleración de la gravedad (g) = 9.8 m/seg²

Diámetro de las partículas (d) = 0.003 m

Factor de fricción de Darcy – Weisbach (f) = 0.025

Qmax

A

2,202.34 m³/día

(1.25 x 5.00)Carga superf ic ial = = = 352.37 m³/m².d

Vol.

Qmax

15.63 m³

2,202.34 m³/diaTiempo de retención = = = 0.17Horas.

VA = 8 k (s-1) gd

f

0.5

VA = 8 ( 0.05 )( 0.25 )( 9.8 )( 0.003 )

0.025

0.5

= 0.34 m/s

154


Comparando la velocidad de arrastre calculada con la velocidad horizontal bajo

condiciones de caudal máximo.

La velocidad horizontal a través del sedimentador para caudal máximo es igual al

caudal máximo entre el área de la sección del flujo

“El valor de la velocidad horizontal, incluso bajo condiciones de caudal máximo, es

sustancialmente menor que la velocidad de arrastre. Por lo tanto, el material

sedimentado no será resuspendido. Para recolectar los sólidos sedimentados se

utilizarán rasgadores horizontales que arrastran el fango hasta la poseta

situada en el extremo del tanque (ver plano 4.13) desde donde serán extraídos

en forma intermitente a través de tuberías instaladas en el fondo de la poseta,

dicha extracción se realizará por presión hidrostática”

a) Cálculo de las tasas de remoción de DBO y SST a caudales medio y

máximo utilizando la ecuación 4.25

Donde:

2,202.34m³/d

( 1.25 m x 2.50 A= = 0.0082 m/seg

Qmax VH = = 704.75 m/dia

R = t

a + bt

155


Remoción de DBO

1.50

1.50

R = porcentaje de remoción esperado

t = tiempo nominal de retención

a,b = constantes empíricas

1) Para caudal promedio:

2) Para caudal máximo

“los tanques de sedimentación primaria son capaces de remover entre un 30 a un

60% de los sólidos totales en suspensión (SST) y de reducir la demanda

bioquímica de oxígeno (DBO) entre 25 a 35%, el tanque sedimentador diseñado

estará removiendo un 52.63% de SST y un 31.25% de DBO”

0.018 + ( 0.020 x 1.50 )

t

a + bt

= 31.25 % = =

= t

a + bt =

0.17

0.018 + ( 0.020 x 0.17) = 7.94 % Remoción de DBO

= t

a + bt =

0.17

0.0075+ ( 0.014 x 0.17) = 17.21%Remoción de SST

0.0075 + ( 0.014 x 1.50)

t

a + bt = 52.63% = =Remoción de SST

156


4.7.4 TRATAMIENTO SECUNDARIO.

4.7.4.1 Filtros Percoladores Biológicos

Los datos básicos para el diseño son:

Caudal medio diario Qmd = 2.883 lt/seg. = 249.09 m3/día

Caudal máximo horario Qmax = 25.49 lt/seg. = 2,202.34 m3/día

DBO bruto = 997.65 mg/lt

DBO del efluente final: 60 mg/lt (Requerido por la Norma CONACYT)

Profundidad = 1.8 m

Para el diseño se usarán las ecuaciones del NCR (National Research Council

U.S.A.)

Donde:

E1 = Rendimiento de eliminación de la DBO para el primer filtro

E2 = Rendimiento de eliminación de la DBO para el segundo filtro

W1 = Carga de DBO aplicada al primer filtro

W2 = Carga de DBO aplicada al segundo filtro

V1 = Volumen del primer filtro

V2 = Volumen del segundo filtro

F = Factor de recirculación

E1 = 100

1 + 0.4425 ( W1 / V1 . F )0 .5 (Ec. 4.28)

E2 = 100

0.4425 1 + 1 – E1

( W2 / V2 . F )0 .5 (Ec. 4.29)

F = 1+ r

( 1 + 0.1r ) 2 (Ec. 4.30)

157


r = Razón de circulación: para nuestro caso r = 0 entonces F =1

Considerando lo anterior y el requerimiento de ANDA se determina realizar el

proceso en dos etapas a través de dos filtros colocados en serie.

Proceso de diseño:

a) Cálculo de la eficiencia para cada filtro E1 y E2

E1 + E2 (1 – E1) = 0.94 (Ec. 4.32)

La eficiencia en la segunda etapa será 0.70 de la eficiencia en la primera etapa

(E1)

E1 + 0.7 (1 – E1) = 0.94

E1 = E2 = 0.49

b) Cálculo de la carga de Demanda Bioquímica de oxígeno (DBO) del primer

filtro

W1 = (DBO influente) (Qmd) (Ec. 4.33)

W1 = (997.65 mg/lt) (249.09 m3/día)

W1 = (0.99765 kg/m3) (249.09 m3/día)

W1 = 248.50 kg/día

997.65 – 60 997.65

x 100 = 94 % Eficiencia conjunta = (Ec. 4.31)

158


c) Cálculo del volumen para la primera etapa usando la Ec. 4.28

Donde:

E1 = Rendimiento de eliminación de la DBO para el primer filtro

W1 = Carga de DBO aplicada al primer filtro


V1 = 44.92 m3

d) Cálculo del área del primer filtro

A1 = V1/ h (Ec. 4.34)

Donde: A1 = Calculo del área del primer filtro


Profundidad = 1.8 m

A1 = 44.92 m3/1.8 m

A1 = 24.95 m2

De donde: L1 = 3.0 m y L2 = 8.40 m

“La distancia más corta ha sido asumida con el objeto de evitar elementos de apoyo

(vigas) para los canales de distribución del agua residual en los filtros y además con

estas dimensiones se logra el área anteriormente calculada” (ver planta

arquitectónica, Plano 4.14).

E1 = 100

1 + 0.4425 (W1 / V1 . F)0 .5

49 = 100

1 + 0.4425 (248.50 / V1. 1)0 .5

159


e) Cálculo de la carga de Demanda Bioquímica de oxígeno (DBO) del

segundo filtro.

W2 = (1 – E1) (W1) (Ec. 4.35)

W2 = (1 – 0.49) (248.50Kg/día)

W2 = 126.74Kg/día

f) Cálculo del volumen del filtro para la segunda etapa usando Ec. 4.29

V2 = 84.72 m3

g) Cálculo del área del segundo filtro

A2 = V2/ h (Ec. 4.36)

A2 = 84.72m3/1.8 m

A2 = 47.07m2

De donde L1 = 6.0 y L2 = 8.40 m

Este filtro estará dividido por una pared intermedia (de 30 cm de espesor) con el

fin de apoyar los canales de distribución del agua residual y además con estas

dimensiones se logra el área necesaria. (Ver corte E-E, plano 4.15)

E2 = 100

0.4425 1 + 1 – E1

( W2 / V2 . F ) 0 .5

1 – 0.48

49 = 100

0.4425 1 + (126.74 / V2 . 1 )0 .5

160


h) Cálculo de la carga orgánica de cada filtro

Filtro de la primera etapa

Carga de DBO = W1/ V1 = (248.50Kg/día)/44.92 m3 = 5.53 kg/m3día

Filtro de la segunda etapa

Carga de DBO = W2/ V2 =(126.74Kg/día)/84.72 m3 = 1.5 kg/m3 . día

i) Cálculo de la carga hidráulica de cada filtro

Filtro de la primera etapa

Carga hidráulica = Qmax/ A1 = (2202.34 m3/día) / 24.95 m2

Carga hidráulica = 88.27 m3/m2 . día

Filtro de la segunda etapa

Carga hidráulica = Qmax/ A2 = (2202.34 m3/día) / 47.07 m2

Carga hidráulica = 46.79 m3/m2. día

161


Tabla 4.12 Información típica de diseño para filtros percoladores

Elemento Baja

carga

Carga

intermedia

Carga

alta

Muy alta

carga De desbaste

Medio f i l t rante Piedra,

escor ia Piedra, escor ia Piedra Piedra Plást ico, madera

Carga hidrául ica

m3/m2 . día 1.20-3.50 3.5-9.4 9.4-37.55 11.70-70.40 47-188

Carga orgánica

Kg de DBO/m3 .

día

0.08-0.40 0.25-0.50 0.50-0.95 0.48-1.60 1.6-8

Profundidad m 1.80-2.40 1.80-2.40 0.90-1.80

Relación de

recirculación 0 0-1 1-2 1-2 1-4

Moscas en el

f i l t ro

Abundante

s Algunas Escasas

Escasas o

ninguna Escasas o ninguna

Arrastre de

sól idos

Intermitent

es Intermitente Continua Continua Continua

Ef ic iencia de

el iminación de la

DBO, %

8-90 50-70 65-85 65-80 40-65

Efluente Bien

ni tr i f icado

Parc ia lmente

ni tr i f icado

Escasamen

te

ni tr i f icado

Escasamente

ni tr i f icado No nitr if icado

162


“Basándose en los resultados obtenidos de la carga hidráulica, carga orgánica y

eficiencia requerida, se diseñarán filtros de desbaste sin recirculación para no

tener que mecanizarlos”.

4.7.5 TRATAMIENTO DE LODOS.

El término lodos se utiliza para designar a los sólidos que se sedimentan cuando

las aguas negras pasan a través del tanque de sedimentación. El lodo producido

por estos tanques está formado por los sólidos orgánicos e inorgánicos presentes

en el agua cruda, al momento de salir del tanque de sedimentación los lodos

contienen un 5% de sólidos y un 95% de agua. El método común de disposición

de lodos es la digestión.

4.7.5.1 Digestor de Lodos

Son tanques generalmente circulares que sirven para retener el lodo producido por

los sedimentadores. La digestión de los lodos bajo condiciones anaerobias es

producto de bacterias capaces de vivir en las mismas condiciones ambientales.

Estas bacterias atacan las sustancias orgánicas complejas, las grasas, los

carbohidratos y las proteínas convirtiéndolas en compuestos orgánicos simples y

estables.

En base a las condiciones ambientales en la zona una buena digestión se da en el

período de 20 a 30 días de retención.

163


Para el diseño de las unidades que componen el tratamiento de lodos se utilizan

los datos de la siguiente tabla:

Tabla 4.13 Producción de lodos en litros por persona por día

Lodos

Nuevos

Lodos Digeridos Lodos Secos

Sedimentación primaria 1.10 0.30 0.10

Filtros biológicos 1.50 0.50 0.15

Lodos activados 1.80 0.80 0.20

Dimensionamiento

Los datos básicos para el diseño son:

Población = 1759 habitantes

Producción de lodos nuevos = 1.10 lt/p/día (de tabla 4.13)

Período de retensión = 20 días

Cálculo del volumen necesario del tanque digestor

Vn = N de habitantes x PLn x Tr (Ec. 4.37)

Donde:

PLn = Producción de lodos nuevos

Tr = Tiempo de retensión

164


Entonces:

Vn = (1759) (1.10) (20)

Vn = 38,698 lts = 38.70 m3

Cálculo del diámetro:

Se tomará una profundidad total h = 3.40 m, distribuida de la siguiente manera:

Una parte cilíndrica con una altura de 1.40 m y un diámetro de 11.40 m (ver plano

4.17).

Una parte cónica de 2.0 m de altura (ver corte F-F, plano 4.18).

Entonces:

VT = Vol. del cilindro + Vol. del cono (Ec. 4.38)

VT = π .d2 hcil. /4 + π .d2 hcono /12

VT = π(11.40m)2 (1.4m) /4 + π(11.40m)2 (2.0 m) /12

VT = 210.9 m3 > Que el Vol. Necesario.

4.7.5.2 Patios de Secado de Lodos

En este diseño los patios de secado son lechos de 15 a 30 cm de arena que

descansa sobre capas de grava de diámetros de 3 a 6 mm en la parte superior y

de 18 a 35 mm en la parte inferior con un espesor total de grava de 30 cm.

165


Las paredes laterales y divisorias de los patios de secado son de concreto y se

elevan unos 35 cm por encima de la superficie de arena y el fondo tendrá una

ligera pendiente hacia los tubos de drenaje.

El funcionamiento de los patios de secado se distribuyen los lodos en capas de 15

a 20 cm de espesor. Se produce una pérdida de agua por evaporación y la otra

parte es conducida al cuerpo receptor. El lodo seco es inofensivo y puede

utilizarse para rellenar depresiones del terreno o como fertilizante.

Dimensionamiento.

Datos básicos:

Población =1759habitantes

Producción de lodos secos = 0.10 lt/p/día (de tabla 4.13)

Período de retensión: 20 días

Distribución de capas: 0.20 m

Cálculo del volumen necesario (Vn)

Vn = N de habitantes x PLs x Tr (Ec. 4.39)

Donde:

PLs = Producción de lodos secos

Tr = Tiempo de retensión

Entonces:

Vn = 1759 x 0.10 x 20.0 = 3518 lt = 3.342 m3

166


Cálculo del área necesaria

An = Vn / ECL (Ec. 4.40)

Donde:

Vn = Volumen necesario

ECL = Espesor de capas de lodos

Entonces:

An = 3.52 m3/0.20 m = 17.60 m2

Se construirán 2 patios de secado con dimensiones de:

6.80 m de ancho y 7.0 m de largo (ver plano 4.19).

La construcción de estos patios puede realizarse en dos etapas, el primer patio se

construirá junto con los otros elementos de la planta y el segundo cuando sea

necesario, es decir cuando la producción de lodos sea tal que supere la capacidad

de almacenamiento del primero.

Estabilización con cal de los lodos

Para estabilizar los lodos crudos se añadirá cal en cantidades suficientes como

para elevar el pH a 12. El pH alto mata los microorganismos presentes en el lodo

y, por consiguiente, estabiliza la materia orgánica.

167


Dentro de las ventajas de estabilización por cal se encuentran los tiempos de

retención cortos que se requieren, la simplicidad del proceso y, en donde hay

condiciones de suelo ácido, el pH alto del lodo es un beneficio en la aplicación en

suelo

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