DISEÑO CIVILCAD ALCANTARILLADO.pdf

Capitulo IV: Diseño de Alcantarillado Sanitario y Planta de Tratamiento

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Capitulo IV Diseño Hidráulico de la Red de Alcantarillado Sanitario y Planta de Tratamiento


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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.


4.2

99

CONSIDERACIONES BÁSICAS PARA EL DISEÑO

Para la elaboración de este diseño se toman en cuenta básicamente cinco consideraciones las cuales consisten en: 9 Levantamiento topográfico del área en estudio 9 Perfiles de cada tramo de calles y avenidas del área en estudio 9 Ubicación en la red de los pozos de visita 9 Determinación de áreas tributarias 9 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”.


CUADRO 4.1

100

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).


4.3

106

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 *

Las áreas tributarias se calcularon por medio del software CivilCad


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 Q máx hor = 2.40 x 0.0333 lt/seg Q máx hor = 0.0799 lt/seg

(Ec. 4)


Caudal del tramo (Q del

108

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

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

100 90 80 70 60 50

OJ

AD

O

(1

)

40

M RO

(

ET

EA

PE

AR

M

A

U

D

20

2) RI

A

L

(3

)

30

C

( Y D ) PROFUNDIDAD DEL FLUJO EN PORCENTAJE

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

10

0

10

20

RA

D

IO

30

HI

DR

AU

O L IC

VE

40

LO

(4 )

A C ID

50

5) D (

60

70

80

90

100

110

ELEM ENTO S HIDRÁULICO S PO RCENTAJE DEL V ALO R PARA S ECCIO N LLENA p , a ,q , r , v P A Q R V

120

130


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 representados en el plano Plano 4.9 (Datos Hidráulicos).

y cuadro 4.3,

y


113


114


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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.

Lote N°2

Lote N°1 Planta de Tratamiento

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


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.

2 3

Fuente: Elaboración Propia Fuente: 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:

4

Fuente: 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 VAOLOR MAXIMO PARAMETROS

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.

5

Fuente: 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

LIMTES DE

OBTENIDOS

PROPUESTA

Y

N°

MUESTRA

DE

DE CONACYT

1- 987.60 Demanda Bioquímica de

mg/L

Oxigeno (DBO5)

Demanda

Química

de

mg/L

Oxigeno (DQO)

Grasas y Aceites

Potencial

de

Hidrogeno

mg/L

Uni– PH

(PH)

2- 997.65

El parámetro esta fuera de de 60 mg/L

los limites establecidos por la

3- 673.12

Norma CONACYT

1- 745.20

El parámetro esta fuera de de

2- 865.60

100 mg/L


3- 539.24

Norma CONACYT

1- 41.20

El parámetro esta fuera de de

2- 46.80

20 mg/L


3- 24.20

Norma CONACYT

1- 7.3

El parámetro se encuentra

2- 7.9

5.50

3- 7.9

Uni – PH

–

9.0 entre los rangos establecidos

1- 26.50 Temperatura del Agua

°C

OBSERVACIONES

2- 26.70

por la Norma CONACYT El parámetro se encuentra

20° - 35°C.

3- 75.30

entre los rangos establecidos por la Norma CONACYT

1- 63.10 Cloruros

n.n

2- 73.20

n.n

3- 83.10 1- 37.40 Sólidos sedimentables

mg/L

2- 47.10 3- 36.40

El parámetro esta fuera de de 1.0 mg/L

los limites establecidos por la 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

6

Fuente: 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 = 0.0303 pie3 / seg

Qmin : 0.86 lt/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=

(Velocidad de reja ) (d m a x )

(Ec. 4.3)

Velocidad de sedimentación

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:


6Vol =B. L.h

140

(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) Tenemos Al =

de

Qmax = V.A

Al =

Qmax V 3 0, 02549 m /s 0.3 m/s

(Ec. 4.7) (Ec. 4.8)

0.085 m2

Al =

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

A f = A L (a + t) / a

(Ec. 4.9)

Donde: Af = Área de flujo a = Separación entre barras t = Espesor de las barras A f = 0.085 m 2

(0.0127 m + 0.0127 m) / 0.0127m

Af = 0.17 m2 7

Fuente: Tomada del Libro Metcalf Eddy


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=

( B ) (d m a x )

(Ec. 4.13)

( B + 2 dmax )

R = 8.53cm R=

( 76 cm ) ( 11cm ) 76 cm + 2 (11cm)

Sustituyendo R en Ec. 4.12 se tiene:

S=

S=

0.011 V

2

R2/3

0.011 (0.3 m / seg.) (0.085 m)

2

2/3

S = 0.029 %

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


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 Q m a x = 4WHa 1 . 5 3 W

(Ec. 4.14)

Donde: Ha = Nivel del agua en la garganta del canal W = Ancho de la garganta 0.90 pie 3 /seg. = 4(1pie)Ha 1 / 1 . 5 3

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 W = Ancho de la garganta D' = 2 (0.845m – 0.305m)/3 + 0.305m D' = 0.67 m


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 V13 – 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

145


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. W = Ancho de la garganta 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

=

0.040 m 2

1 + 8 (3.40)

2

0.5

– 1

h2 = 0.17 m

b) Sumergencia S = (h2 – N) / hO

(Ec. 4.22)

Donde: S = Sumergencia h2 = Altura después del resalto N = valor tomado de a tabla 4.8 de dimensiones de la canaleta Parshal 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.


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

9”

22.90 88.0

1”

30.5

B

C

D

E

F

G

86.40

38.0

57.5

61.0

61.0

45.70 7.60

11.40

91.50 7.6

22.90

137.30 134.40 61.0

84.50 91.50 61.0

K

N

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 Parámetro

Secundario

Unidad

Intervalo

Valor usual

Intervalo

Valor usual

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

Pie/min

2-4

3

2-4

3

Rectangular

Velocidad del barredor

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

Unidad

Intervalo

Valor usual

h

1.5-2.5

2.0

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

Tiempo de retensión Carga superficial


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.

0.5

VA =

8k (s – 1) gd

(Ec. 4.24)

f

Donde:

V A = 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.


Remoción de Demanda Bioquímica de Oxígeno (DBO)

151 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

A =

Qmd TVS

249.09 m³/dia

=

(Ec. 4.26)

40.72 m³/m².dia

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:

Carga superficial

=

Qmed

=

A

Tiempo de retención =

Vol. Qmed

249.09 m³/día

= 39.85 m³/m² . d

(1.25 x 5.00)

=

15.63 m³ 249.09 m³/dia

= 1.5 Horas.


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

Carga superficial =

Qmax

2,202.34 m³/día

=

A

Tiempo de retención =

= 352.37 m³/m².d

(1.25 x 5.00)

Vol.

=

Qmax

15.63 m³ 2,202.34 m³/dia

d) Cálculo de la velocidad de arrastre usando la Ecu. 4.24 8 k (s-1) gd

VA =

0.5

f

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

VA =

8 ( 0.05 )( 0.25 )( 9.8 )( 0.003 ) 0.025

0.5

= 0.34 m/s

= 0.17Horas.

153


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 Qmax

VH =

A

=

2,202.34m³/d ( 1.25 m x 2.50

=

704.75 m/dia

=

0.0082 m/seg

“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

R=

Donde:

t a + bt


155

R = porcentaje de remoción esperado t = tiempo nominal de retención a,b = constantes empíricas

1) Para caudal promedio: t = Remoción de DBO

Remoción de SST

=

a + bt

t a + bt

1.50

=

=

0.018 + ( 0.020 x 1.50 )

=

1.50

= 0.0075 + ( 0.014 x 1.50)

31.25 %

52.63%

2) Para caudal máximo Remoción de DBO =

Remoción de SST

=

t

=

a + bt

t a + bt

=

0.17 0.018 + ( 0.020 x 0.17)

0.17 0.0075+ ( 0.014 x 0.17)

=

7.94 %

=

17.21%

“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”


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.) 100

E1 =

(Ec. 4.28)

1 + 0.4425 ( W 1 / V 1 . F ) 0 . 5 100

E2 = 1+

0.4425 1 – E1

( W2 / V2 . F )

(Ec. 4.29) 0.5

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

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

Eficiencia conjunta =

997.65 – 60 997.65

E1 + E2 (1 – E1) = 0.94

x 100 = 94 %

(Ec. 4.31)

(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 E 1 = E 2 = 0.49

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

W1 = (DBO influente) (Qmd) W1 = (997.65 mg/lt) (249.09 m3/día) W1 = (0.99765 kg/m3) (249.09 m3/día) W1 = 248.50 kg/día

(Ec. 4.33)


158

c) Cálculo del volumen para la primera etapa usando la Ec. 4.28 100

E1 =

1 + 0.4425 (W 1 / V 1 . F) 0 . 5

Donde: E1 = Rendimiento de eliminación de la DBO para el primer filtro W1 = Carga de DBO aplicada al primer filtro V1 = Volumen del primer filtro 49 =

100 1 + 0.4425 (248.50 / V 1 . 1) 0 . 5

V1 = 44.92 m3

d) Cálculo del área del primer filtro A1 = V1/ h Donde:

(Ec. 4.34) A1 = Calculo del área del primer filtro V1 = Volumen 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).


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

100

E2 =

0.4425 1 – E1

1+

( W2 / V2 . F )

0.5

100

49 = 1+

0.4425 1 – 0.48

(126.74 / V 2 . 1 ) 0 . 5

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)


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

160


161

Tabla 4.12 Información típica de diseño para filtros percoladores Baja

Carga

Carga

Muy alta

carga

intermedia

alta

carga

Piedr a , esco ria

Piedr a

Piedr a

Plás tico , ma der a

1 .20- 3 .50

3 .5-9 .4

9 .4-3 7 .55

1 1 .70 -70 .40

4 7-1 88

0 .08- 0 .40

0 .25- 0 .50

0 .50- 0 .95

0 .48- 1 .60

1 .6-8

1 .80- 2 .40

1 .80- 2 .40

0 .90- 1 .80

0

0 -1

1 -2

1 -2

1 -4

Algu nas

Escas as

Elemento

De desbaste Piedr a ,

M ed io f i l tr an t e esc or ia Ca rga hidrá ulica m 3 /m 2 . d ía Ca rga orgán ica K g d e D BO / m 3 . día Pro fund id ad m R e lac ió n de r ecirc ulació n Moscas en el f i l tr o Arrastre de só lidos

Ab und an te

Escas as o

s

Es cas as o n ing un a n in gun a

I n t e r m i te n t In termite n te

Co n tinua

Co n tinua

8 -90

5 0-7 0

6 5-8 5

6 5-8 0

Bien

Parc ia lmente

es

Continua

Efic i enc ia d e e l imin ación d e la

4 0- 6 5

D BO , % Escas amen E f l ue n te

Escas amente te

n i tr ificad o

n i tr ificad o

No n it r if ica do n i tr ificad o

n i tr i f icad o


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

Lodos Digeridos

Lodos Secos

Nuevos 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 Donde: PLn = Producción de lodos nuevos Tr = Tiempo de retensión

(Ec. 4.37)


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

DISEÑO CIVILCAD ALCANTARILLADO.pdf

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