PROPUESTA DE DISEÑO DE PTAR

CAPITULO IV: PROPUESTA DE DISEÑO DE PLANTA DE TRATAMIENTO

90


4.1 INTRODUCCIÓN En este capítulo se desarrolla la propuesta de diseño de la planta de tratamiento

de

aguas

residuales,

partiendo

de

las

consideraciones

generales que deben ser tomadas en cuenta a la hora de elaborar proyectos de este tipo. Esta propuesta se divide en cuatro fases de tratamiento, siendo éstas las siguientes: preliminar, primario, secundario y digestión de lodos. Cada una de estas fases la constituyen elementos diseñados para lograr remover algunos componentes presentes en las aguas residuales una vez que ésta pasa por ellos, logrando de esta manera producir un efluente de la planta que cumpla con los requisitos para ser descargada a un cuerpo receptor, en este caso quebrada “La Bóveda”, sin alterar negativamente la flora y fauna presente en éste. Es decir lograr los requerimientos de ANDA mencionados anteriormente.

91


4.2 CONSIDERACIONES GENERALES 4.2.1 CARACTERÍSTICAS FISICOQUÍMICAS DE LAS AGUAS RESIDUALES Período de muestreo Parámetro pH Sólidos totales Demanda

bioquímica

de oxígeno (DBO) Demanda

química

de

oxígeno (DQO) Grasas y aceites Sólidos sedimentables

11/06 /03

09/07/ 03

6.90

7.11

614.50 Mg/lt

533.00 Mg/lt

305.35 Mg/lt

319.25 Mg/lt

359.85 Mg/lt

647.48 Mg/lt

20.40 Mg/lt

27.00 Mg/lt

-

6.00

Mg/lt

Los muestreos al agua residual se realizaron en distintos períodos de tiempo con el objeto de medir su calidad. Basándose en información empírica de ANDA

en cuanto al tratamiento de

aguas residuales sí la relación DQO/DBO < 2.4 s e puede utilizar procesos biológicos de tratamiento. Así tenemos: Período 11/06/03; DQO/DBO = 359.85/305.35 = 1.18 Período 09/07/03; DQO/DBO = 647.48/319.25 = 2.03 “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 Nueva Guadalupe se pueden utilizar procesos biológicos”.

92


4.2.2 DIMENSIONAMIENTO DE TRATAMIENTO PRELIMINAR I- ETAPAS DE IMPLANTACIÓN •

Inicio de operación: 2003

•

Horizonte del proyecto: 2028

II- POBLACIÓN A SERVIR ( P ) P 2 0 0 3 = 5736 habitantes P 2 0 2 8 = 9527 habitantes III- CÁLCULO DE CAUDALES 4.2.2.1 Alcantarillado Doméstico Las normas técnicas de ANDA en la sección I numerales 5 y 6 establece lo siguiente: Consumo “per cápita” de agua:

q = 175 lt/p/d

Coeficiente de variación diaria

K 1 = 1.20 a 1.50

Coeficiente de variación horaria

K 2 = 1.80 a 2.40

Coeficiente de variación mínima horaria, consumo medio diario

K 3 = 0.10 a 0.30.

93


Las normas técnicas de ANDA en la sección II numeral 4 establece que: Coeficiente de retorno de agua residual

C = 0.8

Caudal de Desecho Domestico. Se obtiene a través de las siguientes expresiones. Caudal Medio:

P q C

Qmd =

(Ec. 4.1)

86400

Qmd =

(9527 hbts) (175lt/hbt/día) (0.8) 86400

Q = 15.44 lt/seg Caudal Máximo

Qmax = K1. K2 . Q

(Ec. 4.2)

Caudal Mínimo

Qmin = K3 . Q

(Ec. 4.3)

Los caudales resultantes se presentan a continuación utilizando los valores 1.5, 2.4 y 0.3 para K 1 , K 2 y K 3 respectivamente. Tabla 4.1. Caudal de desecho domestico (lt/s)

Los

AÑO

MEDIO

MÁXIMO

MINIMO

2003

9.29

33.46

2.79

2028

15.44

55.58

4.63

caudales

de

desechos

líquidos

Industriales

serán

considerados

constantes en todo el horizonte del proyecto.

94


4.2.2.2 Desechos Líquidos Industriales. “Según la inspección y levantamiento de datos de campo, no existe en el área ubicación de industria, tales como: Ingenios, Beneficios u otros, básicamente son actividades económicas pequeñas las que predominan. Sin embargo tomando en cuenta el posible desarrollo de la zona, se han incluido los siguientes caudales: •

Caudal Medio:

•

Caudal Máximo:

INDmax =

0.60 lt/seg

•

Caudal Mínimo:

IND m i n =

0.0 lt/seg.

“En este

IND =

0.40 lt/seg

caso el caudal medio de desecho líquido industrial = 0.40 lt/seg

será considerado constante en todo el horizonte del proyecto” 4.2.2.3 Caudal de Infiltración 2 0 . Características de la ciudad: Mediante visitas al municipio se pudo determinar que: - La superficie de las calles por donde pasa la red de recolección de las aguas residuales se encuentra asfaltada en un 15%, Adoquinadas un 50% y un 35% lo constituyen calles de tierra o empedradas. - Los pozos de visita que se encuentran en carretera pavimentada poseen tapaderas de hierro fundido, mientras que los que se encuentran en calles adoquinadas

y

de

tierra

o

empedradas

tienen

tapadera

de

concreto

reforzado.

95


Extensión de red colectora (L). •

L 2 0 0 3 = 10,006.18 mts

“Tomada de

la

propuesta del

rediseño

del

sistema

de

alcantarillado

sanitario de la ciudad”. “Debido a que la población se incrementa en un 60% al final del período de diseño, se aplica un aumento del 50% a la extensión de la red actual obteniéndose una longitud total para el año 2028 de 15,009.27m, la cual será utilizada para calcular el caudal de infiltración” Tasa de infiltración La tasa de infiltración según lo establecen las normas técnicas de ANDA en la sección II numeral 4 será i = 0.20 lt/seg.ha para tubería de cemento y 0.10 lt/seg.ha para tubería PVC. Caudales de Infiltración. Los caudales de infiltración son calculados por: I = ha x i

(Ec. 4.4)

Donde: i = Tasa de infiltración ha = Área de calles

20

Normas Técnicas de A.N.D.A. Sección 2, numeral 4, El Salvador 1998

96


Tabla 4.2. Caudales de Infiltración (lt/s)

Año

Longitud (m) Ancho de calle ( m)

Área (ha)

Caudal

2003

10,006.18

6.50

6.504

1.301

2028

15.009.27

6.50

9.756

1.951

La tabla 4.2 muestra los caudales de infiltración para los años 2003 y 2028 respectivamente.

4.2.3 Cálculo de los Caudales Totales del Alcantarillado Sanitario. El caudal total del alcantarillado sanitario, es la sumatoria de las tres áreas: Afluente = Desecho Domestico + Desecho Industrial + Infiltración.

Caudal general de afluente sanitario. Tabla 4.3. Caudal de alcantarillado sanitario (lt/s)

Año

Mínimo

Medio

Máximo

2003

3.298

10.995

39.582

2028

5.336

17.788

64.037

97


4.3 FASE I - TRATAMIENTO PRELIMINAR Según la norma Brasileña NBR. 12.208/89 y 12.290/90, se establece que el gradamiento

y

desarenación,

deben

tener

remoción

mecánica

de

los

materiales retenidos, cuando el caudal de dimensionamiento fuera igual o superior a 250

lt/seg, como en nuestro caso el caudal máximo final es de

64.037 lt/seg podemos definir que: •

El gradamiento utilizará rejillas de barras de remoción manual.

•

La desarenación será por caja de arena tipo canal de limpieza manual, siendo dos unidades en paralelo, una de las cuales queda en reserva.

•

El control del escurrimiento en la caja de arena y en el canal de unión de la rejilla será obtenido por la instalación de una canaleta Parshall, precedida de un rebalse, el cual también permitirá la lectura del caudal afluente.

El control de velocidad de escurrimiento evitará que ocurra un arrastre de material arenoso, cundo la velocidad excede los 0.60 m/seg. y ocurrirá la disposición de materia orgánica cuando la velocidad es inferior a 0.30 m/seg. De acuerdo con la norma brasileña NBR. 12.290/90, la velocidad debe ser igual o superior a 0.30m/seg; Para un caudal medio, no debiendo exceder a 0.40 m/seg; para caudal máximo.

98


4.3.1 Diseño Hidráulico del Canal Desarenador “Se construirán dos cámaras desarenadoras iguales en paralelo, las 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: Q m a x : 64.037 lt/seg

= 2.26 pie 3 / seg

( de tabla 4.3 )

Q m i n : 3.298 lt/seg

= 0.116 pie 3 / seg

( de tabla 4.3 )

Velocidad reja limpia: 0.3 m/seg = 0.984 pie/ seg, ya que a velocidades menores la materia orgánica se decantaría. Tabla 4.4. 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

La tabla 4.4 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”.

99


Por lo tanto el ancho del canal B = 0.76 m (ver plano 4.2) El nivel máximo de agua en el canal desarenador representado por (d m a x ) será calculado mediante la expresión: Q m a x = V.A

(Ec. 4.5)

Q m a x /V = A pero

A = B x dmax

Sustituyendo A en Ec. 4.5 se tiene: d m a x = Q m a x / V.B

(Ec. 4.6)

d m a x = (0.064 m 3 /seg) / (0.3 m/seg) (0.76 m) d m a x = 0.28 m El nivel mínimo de agua en el canal desarenador representado por (d m i n ) será calculado mediante la ecuación 4.6 pero utilizando el caudal mínimo. d m i n = Q m i n / V.B d m i n = (0.0033 m 3 /seg) / (0.3 m/seg) (0.76 m) d m i n = 0.014 m “Consecuente

con

los

valores

obtenidos

para

dmax

y

dmax

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”.

100


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 4.4) Por lo tanto la longitud de los canales desarenadores viene dada por la expresión: L=

(Velocidad de reja limpia) (d m a x )

(Ec. 4.7)

Velocidad de sedimentación

L= (0.3 m/seg) (0.28 m) / (0.0228 m/seg.) L = 3.68 m (ver plano 4.2) 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 m 3 de agua, o sea: V A r e n a = (0.030 m 3 ) (5532.8 m 3 /día) /1000

(Ec. 4.8)

V A r e n a = 0.166 m 3 /día Previendo su retiro o limpieza cada 5 días se determina la altura que se profundizará el fondo de las cajas para el almacenamiento de la arena: 5Vol =B. L.h

(Ec. 4.9)

101


Despejando h de Ec. 4.9 se tiene: h = 5Vol / B.L h = 5 (0.166 m 3 ) / (0.76 m) (3.68 m) h= 0.297 m se asumirá una altura de 0.30 m (ver corte A-A, plano 4.2) 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 tendrá 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: A P = (0.60 m) (0.76 m) = 0.46 m 2

(Ec. 4.10)

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. 4.3.2 Diseño de la Trampa de Sólidos Gruesos (Rejilla) Consiste en interponer una malla, usualmente de barras de hierro planas en el canal de entrada de las aguas residuales crudas. Estas mallas generalmente se colocan con las varillas inclinadas con un ángulo de 30 a

102


60º en la dirección del flujo, con una separación de 2 a 3 cm de claro libre entre barras. Los datos básicos para el diseño de la rejilla son los siguientes: Espesor de las barras en cm t = 1/4" = 0.635 cm Ancho de las barras en cm b = 2.5 cm Separación entre barras a = 2.5 cm Ángulo de inclinación de las barras: ∝ = 60º Velocidad de entrada: V R L = 0.30 m/seg (reja limpia) Velocidad de entrada V R S = 0.60 m/seg. (reja semiobstruida) Para la velocidad de entrada el área libre entre las barras (A L ) será: De Ec. 4.5 se tiene: AL = Qmd / VRL A L = (0.017788 m 3 ) / (0.3 m/seg) = 0.06 m 2

103


Cálculo del Área de la sección transversal de flujo (A f ) aguas arriba de la reja: A f = A L (a + t) / a

(Ec. 4.11)

Donde: A f = Área de flujo a = Separación entre barras t = Espesor de las barras A f = 0.06 m 2

(0.025 m + 0.00635 m) / 0.025 m

A f = 0.062 m 2 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 4.2) La longitud sumergida de la reja (L S ) será: L

S

= d m a x / sen 60º

L

S

= 0.28 m / sen 60º

L

S

= 0.32 m

(Ec. 4.12)

Sí N° = Número de barras que conforman la reja, entonces: (N° + 1) a + N° ( t ) = B

(Ec. 4.13)

104


Donde : N° = (B – a) / (a + t) N° = (76 cm – 2.5 cm) / (2.5 cm + 0.635 cm) N° = 24 barras

Pendiente de la plantilla del canal (S) De Cheezy – Manning V = (1/n) (R

2/3

) (S

1/2

)

(Ec. 4.14)

Donde: V = Velocidad de reja limpia = 0.3 m/seg. n = Coeficiente de rugosidad, para concreto = 0.013 S = Pendiente R = Radio Hidráulico Para el cálculo del radio hidráulico (R) se tiene: R=

R=

( B ) (d m a x ) ( B + 2 dmax )

(Ec. 4.15)

( 76 cm ) ( 28 cm ) 76 cm + 2 (28 cm)

R = 16.12 cm

105


Sustituyendo R en Ec. 4.14 se tiene:

S=

S=

0.015 V

2

R2/3 0.015 (0.3 m / seg.) (0.1612 m)

2

2/3

S = 0.023 % Como se puede observar la pendiente en el canal desarenador es casi cero, es decir casi plano. Diseño hidráulico de canaleta Parshall Datos básicos: Caudal Q = 2.26 pie 3 /seg. Ancho de la garganta W = 1 pie de tabla 2.5 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 2 2 W

0.026

2.26 pie 3 /seg. = 4(1pie)Ha 1 . 5 2 2 ( 1 )

(Ec. 4.16) 0.026

2.26 pie 3 /seg. = 4(1pie)Ha 1 . 5 2 2

106


Obteniéndose el valor de Ha = 0.69 pies = 0.21 m. 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 0.69 /1 = 0.69 por lo tanto se cumple dicha condición. b) Ancho de la canaleta en la sección de medida D' = 2(D - W)/3 + W

(Ec. 4.17)

D' = 2 (0.845m – 0.305m)/3 + 0.305m D' = 0.67 m

c) Velocidad en la sección D' V O = Q/( D' . h O )

(Ec. 4.18)

Donde: h O = Ha V O = (0.064m 3 /seg.)/ (0.67m) (0.21m) V O = 0.45 m/seg. d) Energía específica E = (V O 2 / 2g) + h O + N

(Ec. 4.19)

107


E = [(0.45 m/seg.) 2 / 2 (9.8 m/seg 2 )] + 0.21m + 0.114m E = 0.33 2. Condiciones en la garganta a) Velocidad antes del resalto V 1 3 – 2g . V 1 . E O = - 2 Qg/W

(Ec. 4.20)

V 1 3 – 6.468 V 1 = - 4.11 De donde V 1 por tanteo es = 2.13 m/seg.

b) Altura antes del salto hidráulico h 1 = Q / (V 1 . W)

(Ec. 4.21)

h 1 = (0.064 m 3 /seg) / (2.13 m/seg.) (0.305m) h 1 = 0.098 m c) Número de Froude N f = V 1 / (g . h 1 ) 0 . 5

(Ec. 4.22)

N f = (2.13 m/seg) / [(9.8 m/seg 2 ) (0.098 m)] 0 . 5 N f = 2.17

108


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 se

cumple. 3. Condiciones de salida a) Altura después del resalto h 2 = (h 1 / 2) [(1 + 8 N f 2 ) 0 . 5 – 1]

h2

=

0.098 m 2

1 + 8 (2.17)

2

0.5

(Ec. 4.23) – 1

h 2 = 0.256 m

b) Sumergencia S = (h 2 – N) / h O

(Ec. 4.24)

S = (0.256 m - 0.114 m) / 0.21 m S = 0.68 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 = 0.68 < 0.7 por lo tanto se cumple esta condición.

109


c) Pérdida de carga hf = Ho + N – h2

(Ec. 4.25)

h f = 0.21 m + 0.114 m – 0.256 m h f = 0.068 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. Como ha podido comprobar, se cumplen todos los requisitos de diseño hidráulico para la canaleta parshall que se ha propuesto. 4.4 FASE II - TRATAMIENTO PRIMARIO 4.4.1 Tanque de Sedimentación Primaria Tabla

4.5.

Información

usual

para

diseño

de

sedimentadores

rectangulares y circulares empleados para el tratamiento primario y secundario de aguas residuales 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

110


Tabla

4.6.

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

Para caudal medio

gal/pie 2 . d

740-1230

1000

Para caudal máximo

gal/pie 2 . d

2000-3000

2200

gal/pie . d

10000-40000

15000

Carga superficial

Carga sobre vertedero

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. 4.26)

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

111


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 4.26 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)

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. 4.27)

Donde: R = % de remoción esperado. t = Tiempo nominal de retensión (en horas) a, b = Constantes empíricas. Las constantes empíricas de la ecuación 4.27 toman los siguientes valores a una temperatura de 20 ºC.

Variable

a, h

b

DBO

0.018

0.020

SST

0.0075

0.014

112


4.4.1.1 Diseño del Tanque de Sedimentación Primaria Datos básicos: Caudal Medio Diario = 1536.88 m³/dia Caudal Máximo Diario = 5532.80 m³/dia Tasa de valor superficial = 1000 gal/pie².dia (40.72 m³/m².dia) De tabla 4.6 Profundidad efectiva del agua = 11 pies (3.35 m)

De tabla 4.5

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

A =

Qmd TVS

=

1536.88 m³/dia

(Ec. 4.28)

40.72 m³/m².dia

A = 37.74 m² 4L² = 37.74 m²

(Ec. 4.29)

De donde el ancho es 3.07 mts. y el largo 12.28 mts. Sin embargo, por conveniencia, las dimensiones del área superficial se redondean a 3.10m x 12.30 m (ver plano 4.4).

113


b) Cálculo del tiempo de retención para caudal medio, tomando un valor = 11 pies = 3.35 m

(de tabla 4.6) como profundidad efectiva del agua (ver

corte C–C, plano 4.5) Entonces el Volumen del tanque = (3.10 x 12.30 x 3.35) = 127.73 m³ Utilizando la ecuación 4.5 se tiene:

Carga superficial

Qmed

=

=

A

= 40.31 m³/m² . d

(3.10 x 12.3)

Vol.

Tiempo de retención =

1536.88 m³/día

=

Qmed

127.73 m³ 1536.88 m³/dia

= 2 Horas.

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

Carga superficial =

Qmax

5532.8 m³/día

=

A

Tiempo de retención =

= 145.10 m³/m².d

(3.10 x 12.3)

Vol. Qmax

=

127.73 m³

= 0.55 Horas.

5532.8 m³/dia

d) Cálculo de la velocidad de arrastre usando la 4.26 ecuación

114


VA =

8 k (s-1) gd

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 =

0.5

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

= 0.34 m/s

0.025

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

VH =

Qmax A

=

5532.8m³/día ( 3.1 m x 3.35 m)

=

532.77 m/dia

=

0.006 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 4.5) desde donde serán extraídos en forma intermitente

a través de tuberías

115


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 4.27 R=

t a + bt

Donde: R = porcentaje de remoción esperado t = tiempo nominal de retención a,b = constantes empíricas 1) Para caudal promedio: Remoción de DBO

Remoción de SST

t

=

=

a + bt t a + bt

=

=

2 0.018 + ( 0.020 x 2 ) 2 0.0075 + ( 0.014 x 2 )

=

=

34.5 %

56.3 %

2) Para caudal máximo Remoción de DBO =

t

=

a + bt

Remoción de SST

=

t

=

a + bt

0.55 0.018 + ( 0.020 x 0.55) 0.55 0.0075+ ( 0.014 x 0.55)

=

19 %

=

36.2 %

“Como se mencionó en el capítulo II 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 56.3% de SST y un 34.5% de DBO”

116


4.4 FASE III TRATAMIENTO SECUNDARIO 4.4.1 Filtros Percoladores Biológicos Los datos básicos para el diseño son: Caudal medio diario Q m d = 17.788 lt/seg. = 1536.88 m 3 /día Caudal máximo horario Q m a x = 64.037 lt/seg. = 5532.88 m 3 /día DBO bruto = 319.25 mg/lt DBO del efluente final: 60 mg/lt

(Requerido por ANDA en la sección II

numeral 20) Profundidad = 1.8 m Para el diseño se usarán las ecuaciones del NCR (National Research Council U.S.A.) 100

E1 =

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

E2 = 1+

0.4425 1 – E1

(Ec. 4.30)

(Ec. 4.31)

( W2 / V2 . F )0.5

Donde: E 1 = Rendimiento de eliminación de la DBO para el primer filtro E 2 = Rendimiento de eliminación de la DBO para el segundo filtro

117


W 1 = Carga de DBO aplicada al primer filtro W 2 = Carga de DBO aplicada al segundo filtro V 1 = Volumen del primer filtro V 2 = Volumen del segundo filtro F = Factor de recirculación F=

1+ r ( 1 + 0.1r )

(Ec. 4.32)

2

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 E 1 y E 2 Eficiencia conjunta =

209.11 – 56.5

E 1 + E 2 (1 – E 1 ) = 0.73

209.11

x 100 = 73 %

(Ec. 4.33)

(Ec. 4.34)

E 1 = E 2 = 0.48

118


b) Cálculo de la carga de Demanda Bioquímica de oxígeno (DBO) del primer filtro W 1 = (DBO influente) (Q m d )

(Ec. 4.35)

W 1 = (209.11 mg/lt) (1536.88 m 3 /día) W 1 = (0.20911 kg/m 3 ) (1536.88 m 3 /día) W 1 = 321.38 kg/día c) Cálculo del volumen para la primera etapa usando la Ec. 4.30

E1 =

48 =

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

100 1 + 0.4425 ( 321.38 / V 1 . 1) 0 . 5

V 1 = 53.62 m 3 d) Cálculo del área del primer filtro A1 = V1/ h A 1 = 53.62 m 3 /1.8 m A 1 = 29.79 m 2 De donde: L 1 = 3.0 m y L 2 = 10.0 m

119


“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 4.7). e) Cálculo de la carga de Demanda Bioquímica de oxígeno (DBO) del segundo filtro W 2 = (1 – E 1 ) (W 1 )

(Ec. 4.36)

W 2 = (1 – 0.48) (321.38 Kg/día) W 2 = 167.12 Kg/día f) Cálculo del volumen del filtro para la segunda etapa usando Ec. 4.31 100

E2 = 1+

0.4425 1 – E1

( W2 / V2 . F )

0.5

100

48 = 1+

0.4425 1 – 0.48

( 167.12 / V 2 . 1 ) 0 . 5

V 2 = 103.12 m 3 g) Cálculo del área del segundo filtro A2 = V2/ h

120


A 2 = 103.12 m 3 /1.8 m A 2 = 57.29 m 2 De donde L 1 = 6.0 y L 2 = 10.0 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 4.8) h) Cálculo de la carga orgánica de cada filtro Filtro de la primera etapa Carga de DBO = W 1 / V 1 = (321.38 Kg/día) / 53.62 m 3 = 5.99 kg/m 3 . día Filtro de la segunda etapa Carga de DBO = W 2 / V 2 = (167.12 Kg/día)/103.12 m 3 = 1.62 kg/m 3 . día i) Cálculo de la carga hidráulica de cada filtro Filtro de la primera etapa Carga hidráulica = Q m a x / A 1 = (5532.88 m 3 /día) / 29.79 m 2 Carga hidráulica = 185.73 m 3 /m 2 . día Filtro de la segunda etapa Carga hidráulica = Q m a x / A 2 = (5532.88 m 3 /día) / 57.29 m 2

121


Carga hidráulica = 96.58 m 3 /m 2 . día Tabla 4.7. Información típica de diseño para filtros percoladores Elemento Medio filtrante

Baja carga Carga intermedia Piedra,

Carga alta

Muy alta carga De desbaste Plástico,

Piedra, escoria

Piedra

Piedra

1.20-3.50

3.5-9.4

9.4-37.55

11.70-70.40

47-188

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

Abundantes

Algunas

Escasas

Escasas o

Escasas o

ninguna

ninguna

Intermitente

Continua

Continua

Continua

8-90

50-70

65-85

65-80

40-65

Bien

Parcialmente

Escasamente

Escasamente

No

nitrificado

nitrificado

nitrificado

nitrificado

nitrificado

escoria

madera

Carga hidráulica m3/m2 . día Carga orgánica Kg de DBO/m3 . día Profundidad m Relación de recirculación Moscas en el filtro Arrastre de sólidos

Intermitent es

Eficiencia de eliminación de la DBO, % Efluente

“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”.

4.5 FASE IV: 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

122


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. 4.5.1 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. Para

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

utilizan los datos de la siguiente tabla: Tabla 4.8 Producción de lodos en litros por persona por día Lodos Nuevos Sedimentación primaria Filtros biológicos Lodos activados

Lodos Digeridos

Lodos Secos

1.10

0.30

0.10

1.50

0.50

0.15

1.80

0.80

0.20

123


Dimensionamiento Los datos básicos para el diseño son: Población = 9527 habitantes Producción de lodos nuevos = 1.10 lt/p/día (de tabla 4.9) Período de retensión = 20 días Cálculo del volumen necesario del tanque digestor Vn = N

de habitantes x P L n x T r

(Ec. 4.37)

Donde: P L n = Producción de lodos nuevos T r = Tiempo de retensión Entonces: V n = (9527) (1.10) (20) V n = 209,594 lts = 209.594 m 3 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 4.10).

124


Una parte cónica de 2.0 m de altura (ver corte F-F, plano 4.11).

Entonces: V T = Vol. del cilindro + Vol. del cono

(Ec. 4.38)

V T = π .d 2 h c i l . /4 + π .d 2 h c o n o /12 V T = π(11.40m) 2 (1.4m) /4 + π(11.40m) 2 (2.0 m) /12 V T = 210.9 m 3 > Que el Vol. Necesario. 4.5.2 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. 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.

125


Dimensionamiento. Datos básicos: Población = 9527 habitantes Producción de lodos secos = 0.10 lt/p/día (de tabla 4.9) Período de retensión: 20 días Distribución de capas: 0.20 m Cálculo del volumen necesario (Vn) Vn = N

de habitantes x P L s x T r

(Ec. 4.39)

Donde: P L s = Producción de lodos secos T r = Tiempo de retensión Entonces: V n = 9527 x 0.10 x 20.0 = 19054 lt = 19.054 m 3

Cálculo del área necesaria An = Vn / ECL

(Ec. 4.40)

126


Donde: V n = Volumen necesario E C L = Espesor de capas de lodos Entonces: A n = 19.054 m 3 /0.20 m = 95.27 m 2 Se construirán 2 patios de secado con dimensiones de: 6.80 m de ancho y 7.0 m de largo (ver plano 4.12). 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. 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.

127

PROPUESTA DE DISEÑO DE PTAR

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