PROY-CIV-2238

FACULTAD NACIONAL DE INGENIERIA INGENIERIA CIVIL-SANITARIA I-CIV-2238

INDICE GENERAL I.

GENERALIDADES

I.1

ASPECTOS GENERALES

1.1 1.2 1.3 1.4 1.5 1.5

Nombre del Proyecto Tipo de de Pr Proyecto Objetivos vos del del Proye oyecto cto Acceso a la zona Desc Descri ripc pció ión n de de la la zon zona a del del Proy Proyec ecto to

I.2

FACTORES QUE AFECTAN AL CONSUMO DE AGUA

I.2.1 I.2.2 I.2.3 I.2.4 I.2.5 I.2.6

Tipo de Comunidad Situaci ación Ge Geográf ráfica y Demo emográf ráfica Población Clima Topografía Actividades Socioeconómicas

I.3

CALIDAD DE AGUA PARA CONSUMO HUMANO

I.3. I.3.1 1 I.3.2 I.3.3

Form Formas as de mues muestr treo eo para para la capt captac ació ión n de de Obr Obras as Supe Superf rfic icia iale less Calidad Físico-Química Calidad Bacteriológica

I.4

PROYECCIONES DEMOGRAFICAS Y CAUDALES

I.4.1 I.4.2 I.4.3

Dete etermi rminación de de la la Po Pobla blación de de Di Diseño eño Dete etermi rminación de Dotación Futu utura Dete etermi rminación de Ca Cauda udales de Diseño eño

II.

OBRA OBRAS S DE TOMA TOMA – COND CONDUC UCCI CIO ON Y ALM ALMAC ACEN ENAM AMIE IENT NTO O

II.1

ADUCCIONES PR PRINCIPALES

2.1.1 2.1.2 2.1.3 2.1. 2.1.4 4

Diseño de Canales Diseñ seño de Tubería rías de Impulsión Diseñ seño de aducc ucciones nes a Presi esión Anál Anális isis is de Pres Presio ione ness por por efec efecto toss de de Gol Golpe pe de Arie Ariete te

Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

1


II.2

DISEÑO DE POZOS

2.2.1 2.2. 2.2.2 2 2.2.3

Cálculo de condiciones nes de Pozo ozo Cálc Cálcu ulo de Pot Potenc encia y El Elecci ección ón de Equi quipo Ubicación de de Po Pozos a Perforar

II.3

DISEÑO DE LECHO FILTRANTE

II.4

DISEÑO DE TANQUES

2.4. 2.4.1 1 2.4.2 2.4.3

Det Determ erminac inació ión n de de vol volum umen en de los Tanq Tanqu ues Dimencionami amient ento de de lo los Ta Tanques Cálculo de de Ti Tiempo de de Va Vaciado

III. II.

3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 IV.

4.1 4.2 4.3 4.4 4.5 4.6 4.7 4.8 V.

5.1 5.2 5.3 5.4 5.5 5.6

DISE DISEÑO ÑO DE LA RED RED DE DIST DISTRI RIBU BUCI CION ON

AREAS DE IMPULSION CAUDAL UNITARIO DETERMINACION DE CAUDALES EN LOS NODOS CALCULO DE ELEVACION DE LOS NODOS VERIFICACION DE PRESIONES DET DETALLE ALLES S CO CONSTR NSTRU UCTIV CTIVOS OS Y PL PLAN ANOS OS

PLANO AL ALTIMETRICO DE DE LA LA PO POBLAC LACION Y EL TR TRAZADO DE DE LA LA RED DE DISTRIBUCION DETALLE DE TA TANQUES DE ALMACENAMIENTO DETALLE DE POZOS DETALLE DE GALERIA FILTRANTE DETALLE DEL CONJUNTO DE MOTOR-BOMBA PERFILES LO LONGITUDIANLES DE LA LA ADUCCIONES PLANO DE DEL CÁ CÁLCULO DE ARE AREA AS DE DE IN INFLUE LUENCIA PA PARALA RE RED OTROS DETALLES CONSTRUCTIVOS ANALISIS ECONOMICO

ANALISIS DE PRECIOS UNITARIOS COMPUTOS METRICOS PRESUPUESTOS GE GENERAL ESPECIFICACIONES TECNICAS ESPECIFICACION DE MATERIALES PROGRAMACION DE EJECUCION DE LA OBRA


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II.2

DISEÑO DE POZOS

2.2.1 2.2. 2.2.2 2 2.2.3

Cálculo de condiciones nes de Pozo ozo Cálc Cálcu ulo de Pot Potenc encia y El Elecci ección ón de Equi quipo Ubicación de de Po Pozos a Perforar

II.3

DISEÑO DE LECHO FILTRANTE

II.4

DISEÑO DE TANQUES

2.4. 2.4.1 1 2.4.2 2.4.3

Det Determ erminac inació ión n de de vol volum umen en de los Tanq Tanqu ues Dimencionami amient ento de de lo los Ta Tanques Cálculo de de Ti Tiempo de de Va Vaciado

III. II.

3.1 3.2 3.3 3.4 3.5 IV.

4.1 4.2 4.3 4.4 4.5 4.6 4.7 4.8 V.

5.1 5.2 5.3 5.4 5.5 5.6

DISE DISEÑO ÑO DE LA RED RED DE DIST DISTRI RIBU BUCI CION ON

AREAS DE IMPULSION CAUDAL UNITARIO DETERMINACION DE CAUDALES EN LOS NODOS CALCULO DE ELEVACION DE LOS NODOS VERIFICACION DE PRESIONES DET DETALLE ALLES S CO CONSTR NSTRU UCTIV CTIVOS OS Y PL PLAN ANOS OS

PLANO AL ALTIMETRICO DE DE LA LA PO POBLAC LACION Y EL TR TRAZADO DE DE LA LA RED DE DISTRIBUCION DETALLE DE TA TANQUES DE ALMACENAMIENTO DETALLE DE POZOS DETALLE DE GALERIA FILTRANTE DETALLE DEL CONJUNTO DE MOTOR-BOMBA PERFILES LO LONGITUDIANLES DE LA LA ADUCCIONES PLANO DE DEL CÁ CÁLCULO DE ARE AREA AS DE DE IN INFLUE LUENCIA PA PARALA RE RED OTROS DETALLES CONSTRUCTIVOS ANALISIS ECONOMICO

ANALISIS DE PRECIOS UNITARIOS COMPUTOS METRICOS PRESUPUESTOS GE GENERAL ESPECIFICACIONES TECNICAS ESPECIFICACION DE MATERIALES PROGRAMACION DE EJECUCION DE LA OBRA


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PROYECTO ACADEMICO ACADEMICO DE ABASTECIMIENTO ABASTECIMIENTO DE AGUA POTABLE POTABLE I.-

GENERALIDADES. El agua es un vital elemento para la existencia de todo ser viviente sobre la faz de la tierra. Por tanto el agua es uno de los recursos mas indispensables indispensables para la vida en la tierra y sin embargo el hombre la desperdicia sin medida, de una forma o otra la mejor forma de contrarrestar este problema es concienciar a las personas y a las nuevas generaciones sobre la utilización de este liquido elemento vital que es el agua el agua ocupa el gran parte del terrestr terrestre, e, en su mayoría mayoría es agua salada que no es apta para el consumo consumo humano, humano, adema nuestro cuerpo humano esta conformado por el 70% de liquido. Como vemos el agua no solo es esencial para los humanos sino que para todo ser viviente de nuestro planeta el agua es un elemento vital para la supervivencia, dicho requerimiento es muy importante en el desarrollo de un grupo de personas, personas, entonces como vemos vemos sin agua no existe existe vida.

1.1.-

ASPECTOS GENERALES.1.1. NOMBRE DEL PROYECTO •

PROYECTO ACADEMICO DE ABASTECIMEINTO DE AGUA POTABLE PARA LA POBLACION DE MONTERO-SANTA CRUZ-BOLIVIA CRUZ-BOLIVIA

1.2. TIPO DE PROYECTO •

SISTEMA DE DOTACION DE AGUA POTABLE

1.3. OBJETIVOS DEL PROYECTO •

LOS OBJETIVOS DEL PROYECTO SON EL DE DAR SUMINISTRO DE AGUA POTABLE A LA POBLACION POBLACION DURANTE LAS 24 HORAS HORAS DEL DIA.

1.4. ACCESO A LA ZONA •

LOS ACCESOS AL ZONA SON:


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En Montero y su zona de influencia funcionan funcionan ingenios que benefician el algodón algodón y el arroz también se han instalado varios aserraderos.

•

La campiña es intensivamente cultivada y en ella se aprecian huertos de cítricos, bananas, mangos; en los campos roturados no es extraño ver apacibles ñandúes o bandadas de palomas silvestres. El aire es cortado por el inconfundible llamado de parabas, tojos tojos maticos o tordos; tordos; todo el ambiente bulle bulle y a la vez serena el espíritu. espíritu.

•

A partir de Montero se desprende una red de carreteras que vinculan las zonas productoras de maderas, arroz, caña de azúcar soya, etc. Con la capital del departamento.

•

Hacia el este de Guabira esta la carretera que eslabona una serie de haciendas como la loma, Madrecita Madrecita,, el Retiro, Retiro, etc. Al norte norte sale una carretera carretera que toca Saavedra, Saavedra, Mineros y llega al al río Chane. Al oeste el camino camino asfaltado empalma empalma poblaciones poblaciones como portachuelo. Buena Vista. San Carlos y Yapancani. La nueva carretera que une la ciudad de Cochabamba- vía chaparé – se une a Yapacani logrando vincular esta rica región con el occidente del país esta nueva carretera acorta la distancia entre Cochabamba y Santa Cruz en aproximadamente aproximadamente 60km.

1.5.

DESCRIPCION DE LA ZONA DEL PROYECTO •

Montero no es tan grande grande como esperaba la Alcaldía Alcaldía

Los datos preliminares preliminares dan cuenta de que allí hay 78.311 habitantes. habitantes. El Alcalde Alcalde está defraudado con la realidad, pero aceptó resignado los resultados. Faltan reportes de otras comunidades.

COMPONENTES DEL SISTEMA DE ABASTECIMIENTO Las principales fuentes de abastecimiento abastecimiento de agua son el agua superficial y el agua subterránea. En el pasado, las fuentes superficiales incluían sólo las aguas dulces naturales como lagos, ríos y arroyos, pero con la expansión demográfica y aumento del uso de agua por persona en relación con estándares de vida más altos, deben tenerse también en cuenta la desalinización y el aprovechamiento de aguas de deshecho o negras. Los diversos factores que deben considerarse considerarse en la selección de las fuentes de abastecimiento, con que esta sea adecuada y segura, calidad costo, así como aspectos legales y políticos. Estos criterios no se citan en ningún orden especial porque, en gran parte, son interdependientes. No obstante el costo es quizá el más importante porque podría usarse casi cualquier fuente si los usuarios Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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estuvieran dispuestos a pagar un precio lo bastante alto. En algunas zonas, conforme la demanda excede la capacidad de las fuentes existentes, el costo cada vez mayor de cada nuevo suministro enfoca la atención hacia el aprovechamiento de las aguas residuales de deshecho y desalinización. desalinización. Lo adecuado del abastecimiento implica que la fuente sea lo bastante grande para satisfacer toda la demanda de agua. No obstante, es indeseable depender de un a sola fuente y, en algunos casos, la diversificación es indispensable para tener seguridad. La fuente debe satisfacer la demanda dura durant ntee las las inte interr rrup upci cion ones es de ener energí gíaa y cuan cuando do has has desa desast stre ress natu natura rale less o acci accide dent nte. e. Los Los abastecimientos más deseables deseables desde un punto de vista de la seguridad, en orden son: 1) Un abastecimiento inagotable, de agua superficial o subterránea, que circule por gravedad en el sistema sistema de distribución; distribución; 2) Una fuente por gravedad complementada con depósitos de almacenamiento y bombeo. La calidad de la fuente determina su aceptabilidad y costo: tiene variaciones considerables entre las regiones. Pueden hacerse estimaciones preliminares de la calidad examinando la fuente, la geología y el grado grado de adelanto del área. área. La legalidad del suministro se determina por las doctrinas y principios de los derechos de agua, como los derechos apropiativos, ribereños y de propiedad. El derecho de apropiación tiene prioridad sobre los demás: " el primero en tiempo es el primero en derecho". El derecho ribereño permite al propietario de una tierra adyacente a una corriente o un lago tomar el agua de esa corriente o lago para usarla en su tierra. El derecho de propiedad da al dueño de la tierra la posesión de todo lo que hay encima y debajo de ella. La legalidad del uso es de especial importancia para suministros de aguas aguas freáticas o cuando cuando hay transferencia transferencia de agua de una cuenca cuenca a otra. El problema político con el suministro suministro de agua existe por las divisiones políticas, políticas, que rara vez siguen los límites de las cuencas y áreas de drenaje. Este problema es mucho más agudo cuando se trata de "importar" agua de otra división política, pero también existe en diferentes formas para los proyectos de recuperación recuperación y aprovechamiento aprovechamiento de aguas de deshecho deshecho y desalinización. desalinización. Los procesos para desalinización desalinización son de dos tipos fundamentales: fundamentales: los que extraen las del agua, como el electro diálisis y la permutación de iones y los que extraen el agua de la sal como la destilación, la congelación y la ósmosis inversa. El costo de los energéticos en los procesos de extracción de la sal dependen de la concentración de sal y su uso principal es para aguas salobres. Los costos de energéticos para la extracción de agua dependen de la salinidad y se utilizan para la conversión del agua de mar. Se han propuesto plantas muy grandes, de doble propósito, como núcleo eléctrico y desalinizadora que aprovechan los aspectos económicos de sus enormes instalaciones, pero esas plantas sólo son factibles para áreas urbanas muy grandes en las costa.- Debido a que los costos


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de conducción y bombeo son antieconómicos tierra adentro. Aunque la desalinización puede tener ventajas como fuente local, no es en la actualidad la panacea que permitiría regar los desiertos. desiertos. La aceptación de las aguas de desecho tratadas y aprovechadas para servicios de agua potable doméstica tiene la oposición de la opinión pública y de la incertidumbre en relación con los virus que pudiera contener. Se han dedicado muchos esfuerzos para resolver estos problemas, pero hasta que ello ocurra, las aguas de deshecho tratadas siguen teniendo un uso muy limitado para el suministro de agua. agua.

FUENTES DE ABASTECIMIENTO. Las fuentes de abastecimiento de agua constituyen el elemento primordial en el diseño de un acueducto y previo a cualquier paso debe definirse su tipo, cantidad, calidad y ubicación. De acuerdo a la forma forma de aprovechamiento, aprovechamiento, consideraremos dos tipos principales: principales: Aguas superficiales superficiales Aguas subterráneas. subterráneas. Para el ingeniero de Diseño, el conocimiento de todas las características, características, ventajas e inconveniente y previsiones adecuadas para cada una de ellas, le permitirá la mejor selección técnica y económica entre las alternativas alternativas posibles posibles de utilización utilización de las fuentes de abastecimiento. abastecimiento. La experiencia nos enseñas cuáles son las ventajea que nos reporta determina sistema o determinada herramienta de trabajo, pero también nos enseña las desventajas e inconvenientes de su uso en situaciones específicas. En el caso específico de las fuentes de abastecimiento, abastecimiento, es frecuente oír quejas acerca de los inconvenientes y problemas que acarrea, por ejemplo, un río que se utilizado como fuente de abastecimiento y se clama por un equipo de perforación para obtener agua del subsuelo. La misma consideración puede hacerse y es real para aquellas comunidades que, habiendo sido abastecidas por agua subterráneas y que conociendo sus problemas, suponen que la utilización de una fuente superficial acabará con los problemas que intrínsecamente una fuente subterránea conlleva. El mejor diseño será aquel que reduzca al mínimo durante el período útil, los inconvenientes peculiares a cada fuentes fuentes y haga más eficiente eficiente el servicio. A fin de formarnos una idea acerca de las características características generales de estos dos tipos de fuentes de abastecimiento, abastecimiento, se presenta el CUADRO 3, que permite compara algunas características que pueden privar en ocasiones para su selección.


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CARACTERÍSTICAS DE LAS AGUAS SUPERFICIALES Y SUBTERRÁNEAS. A) ASPECTOS CUANTITATIVO Y DE EXPLOTACION Aguas superficiales Generalmente aportan mayores

Aguas subterráneas Generalmente sólo disponen de

caudales Caudales variables No siempre precisan bombeo Generalmente la captación debe

caudales relativamente bajos. Poca variabilidad del caudal Generalmente requieren bombeo Permitir más cercanía al sitio de

hacerse distante del sitio de consumo Costos de bombeos relativamente

utilización. Costos de bombeo más altos.

bajos

B) ASPECTOS CUALITATIVOS Turbiedad

Variable (baja o muy

Prácticamente

Color

alta) Variable

ninguna Constante, bajo o

Variable Variable,

ninguno Constante Constante y

generalmente muy

dependiente del

alta Generalmente baja

subsuelo Dependiente del suelo

Variable,

generalmente alta. Constante,

generalmente algo

generalmente algo

Contaminación

corrosivas. Variable

incrustantes. Constantes,

bacteriológico

generalmente

generalmente poca o

Contaminación

contaminadas Expuestas a

ninguna Protegida contra la

radiológica.

contaminación

contaminación

directa.

directa.

Temperatura Mineralización

Dureza Estabilización

Estas consideraciones son de tipo general, y la selección de una u otra dependerá de factores económicos, de tratamiento requerido, de la operación y mantenimiento y de la productividad de la fuente.

AGUAS SUPERFICIALES Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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Las aguas superficiales, construidas por ríos, quebradas y lagos, requieren para su utilización de información detallada y completa que permita visualizar su estado sanitario, caudales disponibles y calidad de agua. Estado sanitario de la hoya Debe comprender a) Naturaleza de la geología superficial (rocosa, arenosa, arcillosa, desmoronable, etc) b) Características de la vegetación (bosques, terrenos cultivados e irrigados) c) presencia o ausencia de moradores en los márgenes, principalmente aguas arriba de los posibles sitios de captación d) distancias o focos de contaminación (descargas de aguas negras, cochineras, balnearios, lavaderos, etc.)

CAUDALES DISPONIBLES La utilización de una fuente de abastecimiento supone suficiente capacidad para suplir el gasto requerido durante el período de diseño prefijado para el sistema de abastecimiento. Al considerar fuentes superficiales, ríos, quebradas principalmente, debemos verificar la posibilidad de suministro constante, bien sea por que los aforos mínimos representan valores superiores a la demando o bien porque sea factible establecer una regulación de sus gastos de forma que el período de crecidas permite almacenar volúmenes compensatorios de la demanda en la época de sequía. Evidentemente, esto sólo puede conocerse si disponemos de los registros de escorrentía durante períodos lo suficientemente largos que permitan predecir la situación en lapsos similares los del período de diseño.

FUENTES SUPERFICIALES SIN REGULACION Conocidos estos datos de escorrentía, analizaremos la posibilidad de utilizar la fuente superficial sin necesidad de regularla, en cuyo caso el gasto mínimo para el período de registros debe ser superior al gasto del día de máximo consumo para el período de diseño fijado. Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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La utilización de una fuente superficial sin regulación supone el diseño de obras de captación específicas, de acuerdo a las características particulares de río o quebrada utilizada. La existencia de registros de escorrentía en períodos largos (20 años o más) permite determinar los valores de gasto mínimo, medio y máximo de la fuente: sin embargo, es también aconsejable la realización de aforos en las cercanías a los posibles sitios de captación. Es también importante el conocimiento de otras características del río, que incidirán en el diseño de la obra de captación, tales como contenidos normal de arena, arrastre de sedimentos durante las crecidas, velocidad del río en los sitios de captación, magnitud del material de arrastre, etc. Esta información será útil para la selección de los dispositivos de captación más aconsejable, su función del grado y tipo de material arrastrado, la magnitud de las fuerzas de empuje e impacto sobre las estructuras y las previsiones en cuanto a material a utilizar para evitar daños mayores en las mismas.

FUENTES SUPERFICIALES QUE REQUIERE REGULACION Cuando los aforos mínimos del río en determinadas épocas no son suficientes para cubrir la demanda es posible lograr, mediante el represamiento de aguas de épocas de crecidas, compensar el déficit y aportarlo para satisfacer la demanda. Se dice entonces que la fuente precisa de una regulación. Bajo el punto de vista físico, cualquier río es regulable, pero bajo el punto de vista práctico consideraremos a una fuente superficial como regulable, sólo cuando podamos satisfacer la demanda en las épocas de baja escorrentía con el exceso almacenado durante la época de crecida, ello supone, por tanto, un período más crítico, dentro de una serie de registros (20años mínimos), que estará comprendido entre una época de mínima y una máxima consecutiva que definirá el volumen necesario de embalse. Existen varios métodos para determinar los volúmenes de almacenamiento requeridos para satisfacer las demandas de agua. El método a seleccionar dependerá del grado de exactitud requerido para el proyecto y de los datos disponibles de la fuente de abastecimiento.

AGUAS SUBTERRANEAS Las aguas subterráneas constituyen parte del ciclo hidrológico y son aguas que por percolación se mantienen en movimiento a través de estratos geológicos capaces de contenerlas y de permitir su circulación. Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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Se llaman acuíferos, aquellas formaciones geológicas capaces de contener agua y de permitir su movimiento a atraes de sus poros, cumpliendo dos funciones importantes: a) almacenar agua y b) conducirla. Este movimiento del agua a través de un acuífero no se realiza necesariamente en forma idéntica en toda su extensión, ya que ellos son dependientes de las propiedades y características del acuífero. Esto conduce a considerar la isotropía o anisotropía de los acuíferos. Dependiendo de la presencia o ausencia de una masa de agua, los acuíferos se clasifican en libre o confinados. Acuíferos Libres Son aquellas formaciones en las cuales el nivel del agua coincide con el nivel superior de la formación geológica que la contiene, es decir, la presión en los acuíferos es la presión atmosférica. Acuíferos Confinados, llamados también artesianos, en los cuales el agua esta confinadas entre dos estratos impermeables y sometida a presiones mayores que la presión atmosférica. En los acuíferos libres, las elevaciones en la mesa de agua dependen principalmente de cambios de volumen del agua almacenada. En los acuíferos confinados los cambios de elevación dependen primordialmente de cambios en las presiones más que de cambios de volúmenes almacenados. La línea piezométrica de un acuífero confinado es una línea imaginaria que coincide con el nivel de la presión hidrostática. En el caso de acuíferos confinados cuya línea piezométrica está por encima del terreno, se presentan los casos de pozos saltantes que brotan a la superficie.

CARACTERISTICAS DE LOS ACUIFEROS La propiedad de los acuíferos de contener y conducir agua está gobernada por varios factores; Porosidad, permeabilidad, transmisibilidad, producción específica y coeficiente de almacenamiento. El conocimiento de estas características permite hacer una evaluación de la magnitud del recurso y su aprovechamiento racional sin peligro de agotarlo.

POROSIDAD Por lo general, las rocas no son completamente sólidas, sino que poseen gran cantidad de grietas o espacios ínter granulares. El conjunto de estas abertura 9o intersticios es lo que se llama porosidad. Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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Cuando estos poros están interconectados entre sí, existe la posibilidad del movimiento de agua. Esto nos indica que la porosidad por sí sola no define la existencia de un acuífero, ya que se precisa además de la interconexión de los intersticios. La porosidad es una medida del contenido de vacíos o intersticios y se expresa como un porcinita del espacio vacío respecto del volumen total. La porosidad está afectada por los siguientes factores: a) Grado de compactación del material; b) Forma y arreglo de las partículas c) Gradación de las partículas, pero es independiente del tamaño de las mismas. La porosidad varía de 0 a 50 por 100, dependiendo de los factores mencionados.

PERMEABILIDAD Un estrato geológico, con cierto grado de porosidad, podrán contener eventualmente agua en su interior, pero si los espacios vacíos o intersticios no están interconectados, esta agua no circulara. Esta propiedad de las rocas de permitir o no el flujo del agua es lo que se llama permeabilidad. Esta permeabilidad o libertad de movimiento del agua a través de un material poroso, depende de: a) Tamaño de las partículas b) Formas de partículas c) Gradación del material d) Viscosidad Se define el coeficiente de permeabilidad o permeabilidad de un material, como el volumen de agua que pasa en la unidad de tiempo, a través de una sección de acuífero de área unitaria, cuando el gradiente hidráulico es unitario y en condiciones de temperatura de 60ºF (15ºC) La permeabilidad tiene dimensiones de velocidad m/día o m 3 /día/m2.

TRANSMISIBILIDAD Es una medida de la capacidad de un acuífero para conducir transmitir agua, y se definen: como el volumen de agua que pasa en la unidad de tiempo, a través de una franja vertical de acuífero


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de ancho unitario extendida en todo el espesor saturado, cuando el gradiente hidráulico es unitario y a una temperatura de 60ºF.

PRODUCCION ESPECÍFICA Y RETENCION ESPECÍFICA Si llenamos un recipiente con un material poroso completamente seco y luego añadimos agua hasta saturar dicho material, no será posible recuperar por medio de drenaje la cantidad total de agua añadida, ya que parte del agua quedará adherida al material granular por atracción molecular y tensión superficial. El volumen de agua retenido, dividido por el volumen total del material poroso y expresado como porcentaje, se llama retención específica.

COEFICIENTE DE ALMACENAMIENTO El coeficiente de almacenamiento de un acuífero se define como el volumen de agua que es drenado por área unitaria, cuando la presión hidrostática desciende una unidad. En el caso de acuíferos libres una disminución de un metro de presión equivale a un descenso unitario de la columna de agua; luego, coeficiente de almacenamiento y producción específica son iguales. En cambio, en acuíferos confinados una disminución en la presión hidrostática se traduce en un aumento de presión de los estratos superiores sobre el acuífero. Como consecuencia de ello, el agua se expande en pequeña cantidad y el acuífero se contrae por el peso de los estratos superiores. El cambio de volumen resultante es sumamente pequeño; de allí que los coeficientes de almacenamiento habré este tipo de acuíferos son relativamente bajos.

OBRAS DE CAPTACION. GENERALIDADES


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Las aguas que rinden las distintas fuentes de alimentación tienen en algunos casos caudales suficientemente constantes. Otras requieren una recolección o acondicionamiento especial y ese trabajo se realiza por medio de las obras de captación. A su vez la extracción de esos volúmenes así aprisionados debe cumplir en forma especial o total, en condiciones determinadas, y a ese objeto se instalan las obras de toma. El estudio de estas instalaciones lo abordaremos por separado para las aguas meteóricas, las superficiales y las subterráneas.

CAPTACION Y TOMA DE LAS AGUAS METEORICAS La captación de las aguas se verifica usando como superficie colectora los techos o patios de las fincas. Pueden servir también a ese fin solar de tierras duras, convenientemente limpiadas y cercadas. Las aguas fluentes son recogidas por cañerías y concentradas en aljibes o cisternas. Los aljibes son depósitos de mampostería que se construyen soterrados para conservar el agua fresca y sana. Deben ser perfectamente estancos y bien aireados. Se limita su altura a 3 metros, puesto que a mayores cargas es difícil evitar las filtraciones. Las aguas pluviales pueden ser recibidas directamente o pasarse previamente por una cámara de decantación. Las primeras aguas recogen impurezas en su recorrido, por ello es prudente desviar las primeras corrientes con los distintos dispositivos automáticos de fácil ejecución. El rebosamiento de las aguas excesivas se asegura por medio de un aliviadero. La superficie de recolección de fija según el consumo anual presunto. Si lo llamamos Q, y H a la altura anual de lluvias, estaría dado por la relación S = Q/H. se toma el doble de esa superficie en atención a las pérdidas por evaporación, infiltración, etc. El agua almacenada debe tener un volumen suficiente para cubrir las necesidades en las épocas de sequía y el tamaño del aljibe es función del régimen de lluvia local. Se adoptarán valores empíricos para pequeñas instalaciones familiares. Si ha de servirse una colectividad es conveniente calcular su capacidad siguiendo el método de Rial, usado en los embalses, que se detalla más adelante. Las cisternas, del griego cistos, o sea cesto, son depósitos de mayores dimensiones, que están provistos de dispositivos de filtración. Está formada por una excavación troncocónica cuyas paredes se vuelven impermeables por medio de arcilla apisonada o con revestimiento de mampostería u hormigón. Se llena el interior con arena disponiendo las capas de granos de mayor diámetro hacia el fondo. En el centro se construye un


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pozo de toma en cuya parte inferior se han abierto numerosas barbacanas. Las aguas pluviales recolectadas llegan por un canal circular sin platea.

CAPTACION Y TOMA DE AGUAS SUPERFICIALES La extracción de las aguas en los lagos o en los ríos caudalosos no requiere obras de captación especiales. Pero el lugar de preferencia para la obtención de aguas de río suele ser el de su salida de la cuenca imbrífera. Se dispone en este punto de un líquido muy puro y de un desnivel que permite su conducción por gravitación, y además la formación de saltos para creación de energía hidroeléctrica. En cambio, el régimen torrencial que es la característica del primer tramo del río obliga a la construcción de obras de captación costosas. Consiste en la formación de pantanos de reserva, mediante la elevación de muros de embalse.

EMBALSES Y REPRESAS Todo proyecto para esta clase de obras debe ser precedido por un estudio minucioso del régimen hidrológico de la cuenca y de su capacidad para suplir los requerimientos del consumo. Será seguido por el estudio económico del problema para lo cuál se necesita determinar la capacidad de embalse y la consiguiente altura del dique de represa.

Diagrama de Rial La solución del primer punto puede verificarse por medio del diagrama de Rial. Sobre el sistema de coordenadas de la figura anterior , se toman como avisas divisiones iguales de tiempo, que pueden ser meses, y se alzan ordenadas representativas de las afluencias de aguas acumuladas en dichos períodos, teniendo en cuenta el coeficiente de derrame de la cuenca, cuando no existan aforos directos. Sea la curva resultante de forma O H D, las tangentes dan la tasa de los aportes. Son negativos cuando las pérdidas provenientes de la evaporación o infiltración son superiores a los volúmenes de crecimiento. A continuación se construye la curva O I S de los consumos acumulados, la que puede identificarse con la recta O S dada la constancia del consumo. La diferencia de las Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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ordenadas de las dos curvas dará la reserva disponible en la fecha dada por la avisa, y su valor máximo indicará el volumen máximo acumulable. El valor máximo de reserva necesario para satisfacer la demanda O S se obtendrá trazando a la curva O H D las tangentes paralelas a la recta O S. Sea la B C una de ellas. La máxima deficiencia estará dada por la máxima ordenada R. H. Se investigará en igual forma sobre las demás tangentes y la mayor de las ordenadas que en nuestro caso es R H representará el volumen necesario para el embalse. El intervalo entre B y C da el tiempo en que se usará de la reserva. Si la tangente del vértice no corta la curva se deduce que en dicho período el aporte no iguala al gasto y para asegurar en B un embalse lleno será necesario que la tangente trazada hacia atrás desde H corte la curva en un punto P. Al investigar por lo tanto varios períodos secos, será preciso empezar la curva desde uno o dos años anteriores a los años secos. Para conocer el volumen de evaporación a que nos hemos referido anteriormente, debíamos conocer el área ocupada por la superficie del agua en el embalse. Puede asignársele un primer valor igual a 1/20 de la cuenca de alimentación. Una vez fijado el volumen del embalse será fácil determinar su altura por medio del plano altimétrico del lugar. Se miden el planímetro las superficies encerradas por las curvas de nivel, y sus medias aritméticas multiplicadas por las diferencias de nivel nos darán los volúmenes parciales. En pendientes suaves el error de este método es importante y entonces podrá usarse la fórmula prismática. El volumen de dos capas sucesivas en función de sus tres áreas, será (a + 4b + c )d/3 en la cual a, c son las extremas, b la intermedia y d la diferencia de cota. Atento a la calidad poco satisfactoria de las aguas de fondo, no debe computarse como útil la porción contenida en el lecho del embalse. Se aconseja no tomar en cuenta en los cálculos la última quinta parte de la altura. La superficie que ha de ocupar el futuro pantano debe limpiarse de toda materia vegetal o animal, y durante las bajantes que se produzcan cuando esté en uso, se procederá a la destrucción de la vegetación espúmea que se forma de preferencia en los bordes.

DIQUES DE REPRESA Los diques que han de formar el lago artificial se construyen con muy distintos materiales por selección circunstancial. Se clasifican en sumergibles o diques vertederos, e insumergibles o

elevados. En los primeros las aguas de crecientes rebalsan sobre el coronamiento y su tipo constructivo se adapta a esa función. Los segundos mantienen se coronamiento a niveles superiores al más alto espejo del agua y el volumen de las crecidas se elimina por aliviadores consistentes en vertederos, sifones y canales o túneles desviadores. Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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DIQUES DE TIERRA Su empleo se remonta muy atrás en la historia. En las Indias inglesas es digno de mención el dique de Veranun aún en uso, el que tiene 20 Km. De largo. Los perfiles tenían dimensiones exageradas y su construcción era muy laboriosa, realizándose con material aportado en canastos. Se recurre a los diques de tierra cuando la roca firme de fundación sólo es obtenible a gran profundidad y cuando se dispone en la proximidad de un buen material. A causa de sus suaves taludes naturales se extienden según grandes masa que hacen innecesarios los cálculos de estabilidad contra el vuelco y presión admisible. Sólo debe prevenirse contra el deslizamiento para lo cual se impone una base impermeable y firme. El perfil se proyecta según reglas sacadas de la experiencia. El talud en contacto con el agua, llamado también mojado , varía en la práctica de 3 a 1 hasta 2 ½ a 1, y la inclinación del talud seco se toma de 2 a 1 hasta 1 ½ a 1. El dique puede construirse todo de un solo material cuando éste tiene suficiente proporción de arcilla para ser impermeable. En caso contrario debe elevarse en su interior un muro impermeable o cubrirse su talud mojado con un revestimiento de esa naturaleza. El coronamiento del dique debe ser más elevado que las máximas olas del embalse lleno, puesto que su único tipo de construcción es como insumergible. La altura de las olas depende de la longitud del pantano, o sea, del largo de su venida. Es corriente el uso de la fórmula Stephenson:

H = 1.5

F

+ (2.5 - 4 F )

En la cual H es la altura de la ola en pies y F la distancia de formación en millas. El ancho del coronamiento se toma según la formula

a=

1 5

h + 1.5 m

Siendo a el ancho y h la altura en metros. No debe ser nunca inferior a 3 m. El talud mojado debe protegerse contra la acción del oleaje. Para ello es de práctica revestirlo con un pavimento de unos 35 cm. de espesor, colocado sobre una cama de grava y piedra menuda que se inicia con un espesor de 30 cm. en la cima, aumentando al bajar en 30 cm. por cada 3 m. de altura de dique. El talud de aguas abajo se protege contra la acción de las lluvias y el Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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agrietamiento por el sol con plantaciones o un escollerado adecuado. Se atenúa la velocidad excesiva de las aguas llovidas mediante cunetas de desagüe sobre banquinas horizontales.

PROCEDIMIENTO DE CONSTRUCCION Se inicia por remover la capa superficial de la tierra de fundación hasta obtener una base firme. Se efectúa un corte provisional en la montaña para dar paso al agua del arroyo. Las tierras que forman el dique se asientan en capas de 15 a 20 cm.; se riegan y se apisonan con rodillos con presión no menor de 3.5 Kg. por cm 2. El acarreo del material al pie de la obra puede hacerse con medios mecánicos comunes o con

relleno hidráulico cuando se usa el agua como medio de transporte. En ese caso la tierra a excavar es atada con monitores , que lanzan chorros de 300 litros por segundo bajo 30 a 60 m. de velocidad. El volumen de tierra derribado varía de 10 a 40 por ciento del caudal del agua. El material diluido es conducido por gravitación en canales o tuberías de madera o de hierro hasta el dique y distribuido por caño hacia los bordes, donde se depositan las partes más pesadas, fluyendo en plano inclinado hacia el centro las porciones más finas.

DIQUES DE ESCOLLERA Bajos los mismos principios que los diques de tierra, se construyen macizos de piedra suelta. Se recurre a ellos cuando el piso de fundación es de roca permeable. Los diques de tierra no pueden usarse en esas condiciones, y los de mampostería exigen volúmenes excesivos para contrarrestar la subpresión. Han sido adoptados también con preferencia en las regiones expuestas a movimientos sísmicos. Estos diques son esencialmente permeables por razón de los huecos libres entre piedras. Su impermeabilización se obtiene por medio de muros centrales, substituibles por chapas de acero cubiertas por una capa de asfalto o fieltro asfaltado. En otros casos se cubre el paramento mojado con una losa impermeable que frecuentemente es de hormigón armado. El talud del paramento seco es por lo común de 1 x 1 y la pendiente del lado mojado es de 2 x 1. El coronamiento tiene un ancho mínimo de 3 m. y debe elevarse como mínimo 1,5 m. sobre el nivel de las más altas aguas.

DIQUES DE MAMPOSTERIA


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Requieren como condición inicial la roca resistente e impermeable para la fundación. Presentan el mejor tipo de obra por su duración y solidez. Las más antiguas construcciones tienen perfiles pesados, inspirados por el empirismo.

1.2.-

FACTORES QUE AFECTAN AL CONSUMO DEL AGUA.

1.2.1. TIPO DE COMUNIDAD Montero cuenta con escuelas y colegios modernamente equipados y es a la vez centro ganadero y agrícola de enorme importancia. Uno de los más grandes ingenios azucareros (Guabirá) se encuentra a muy poca distancia de la ciudad. En Montero y su zona de influencia funcionan ingeríos que benefician el algodón y el arroz también se han instalado varios aserraderos. La campiña es intensivamente cultivada y en ella se aprecian huertos de cítricos, bananas, mangos; en los campos roturados no es extraño ver apacibles ñandúes o bandadas de palomas silvestres . 1.2.2. SITUACION GEOGRAFICA Y DEMOGRAFICA A 53 Km. de la capital sobre carretera asfaltada. Es la población de más rápido crecimiento de Santa Cruz y una de las más bellas del departamento. Es ya una ciudad dotada de todos las comodidad de la civilización: luz eléctrica, agua potable alcantarilla y calles enlosetadas. Sus parques, con árboles siempre en flor, invitan a gustar de su sombra en infinita paz. Montero cuenta con escuelas y colegios modernamente equipados y es a la vez centro ganadero y agrícola de enorme importancia. Uno de los más grandes ingenios azucareros (Guabirá) se encuentra a muy poca distancia de la ciudad. En Montero y su zona de influencia funcionan ingeríos que benefician el algodón y el arroz también se han instalado varios aserraderos. La campiña es intensivamente cultivada y en ella se aprecian huertos de cítricos, bananas, mangos; en los campos roturados no es extraño ver apacibles ñandúes o bandadas de palomas silvestres. El aire es cortado por el inconfundible llamado de parabas, tojos maticos o tordos; todo el ambiente bulle y a la vez serena el espíritu.


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A partir de Montero se desprende una red de carreteras que vinculan las zonas productoras de maderas, arroz, caña de azúcar soya, etc. Con la capital del departamento, hacia el este de Guabira esta la carretera que eslabona una serie de haciendas como la loma, Madrecita, el Retiro, etc. Al norte sale una carretera que toca Saavedra, Mineros y llega al río Chane. Al oeste el camino asfaltado empalma poblaciones como portachuelo. Buena Vista. San Carlos y Yapacani. La nueva carretera que une la ciudad de Cochabamba- vía chaparé – se une a Yapacani logrando vincular esta rica región con el occidente del país esta nueva carretera acorta la distancia entre Cochabamba y Santa Cruz en aproximadamente 60km.

PROVINCIA

N° DE

CAPITAL DE

94. O.

SECCIÓN PRIMERA

LA SECCION CAPITAL

SANTIESTEBAN

SECCION

MONTERO

1.2.3.

UBICACIÓN GEOGRAFICA SUR OESTE 17° 21’

63° 17’

POBLACION


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CENSO •

De acuerdo a datos preliminares del Censo de Población y Vivienda, Montero ha tenido un

incremento mínimo de habitantes en los últimos nueve años. En toda la mancha urbana y algunos sectores alejados, la cantidad de habitantes contabilizados llegó hasta los 78.311 habitantes, de los cuales 38.368 son hombres y 39.943 son mujeres. Según los datos, en cada año Montero tuvo un incremento de 8.700 habitantes, teniendo en cuenta que en el anterior censo de 1992 la cifra contabilizada fue de 58 mil habitantes. Sobre estos datos el alcalde monterero Edgar Orlando Limpias dijo sentirse muy defraudado debido a que las expectativas era llegar por lo menos a sobrepasar los 100 mil habitantes. Sin embargo, los resultados fríos arrojados preliminarmente por la Comisión del INE de Montero dan a conocer que la realidad es muy distinta a la que se esperaba. •La autoridad municipal dijo que ojalá, con los datos que aún faltan de las comunidades vecinas como El Torno, Cupesí, Villa Copacabana y Turobito se pueda llegar por lo menos a 85 mil habitantes. •“De esta manera podríamos tener un incremento sustancial de los ingresos de coparticipación para los próximos años”, dijo Limpias. •La realidad que confronta Montero es por la constante migración de ciudadanos montereños a otros países en busca de mejores oportunidades de vida. •Se presume que en los últimos 9 años, más de 10 mil ciudadanos de Montero han migrado a la Argentina y otros países, mientras que los que han nacido en el mismo lapso de tiempo, son los únicos incrementos de población que ha tenido Montero. •Actualmente, con la cantidad de 58 mil habitantes del censo de 1992, Montero recibe aproximadamente 2 millones de dólares anuales y ahora, con la posibilidad de llegar a 85 mil habitantes podrían superar los 2.5 millones de dólares. •El Alcalde, quien no pudo ocultar su preocupación por este tema, dijo posteriormente que aunque se espera llegar a los 100 mil habitantes, estamos ‘contentos’ con los nuevos datos. •La labor censal en esta zona norte se llevó a cabo con normalidad, a excepción de otras localidades como San Julián y El Puente donde hubo hasta enfrentamiento por causa del Censo 2001.


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•Las cifras La diferencia entre mujeres y hombres es reducida. Habitantes

78.311

Hombres

38.368

Mujeres

39.943

Pobladores en 1992

58.000

Aumentó

20.311

1.2.4. CLIMA . La temperatura ha de ser sensiblemente constante y mantenerse entre 7° y 18° C. Debe contener no menos de 150 miligramos por litro en materias minerales sin pasar de 500. Se toleran hasta 1000. 1.2.5. TOPOGRAFIA La topografía de Montero es totalmente llana, con montes totales y espesa vegetación. 1.2.6. ACTIVIDADADES SOCIO ECONÓMICAS En Montero y su zona de influencia funcionan ingenios que benefician el algodón y el arroz también se han instalado varios aserraderos. La campiña es intensivamente cultivada y en ella se aprecian huertos de cítricos, bananas, mangos; en los campos roturados no es extraño ver apacibles ñandúes o bandadas de palomas silvestres. El aire es cortado por el inconfundible llamado de parabas, tojos maticos o tordos; todo el ambiente bulle y a la vez serena el espíritu. A partir de Montero se desprende una red de carreteras que vinculan las zonas productoras de maderas, arroz, caña de azúcar soya, etc. Con la capital del departamento.

1.3.

CALIDAD DEL AGUA PARA CONSUMO HUMANO.-

1.3.1.

FORMAS DE MUESTREO PARA LA CAPTACION DE OBRAS SUPERFICIALES


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La calidad del agua potable se designa con este nombre las aguas que son apropiadas para la alimentación. Deben ser claras, agradables al paladar, inodoras e incoloras. Su ingestión no debe causar perturbaciones en el organismo humano. La temperatura ha de ser sensiblemente constante y mantenerse entre 7° y 18° C. Debe contener no menos de 150 miligramos por litro en materias minerales sin pasar de 500. Se toleran hasta 1000. La presencia de carbonato de calcio es muy deseable por su acción sobre el desarrollo del sistema óseo. También deben encerrar gases disueltos, como ser: 6 a 7 centímetros cúbicos de oxígeno por litro, 14 a 15 de nitrógeno y 15 a 18 de ácido carbónico. Estos requisitos son cumplidos a veces por las aguas naturales, que son recogidas directamente. En otros casos se vuelven después de un tratamiento que puede consistir, en la clarificación, decoloración, la reducción de la dureza, la desinfección o la esterilización. La presencia de otros cuerpos, fuera de los que han sido mencionados anteriormente, no será motivo para invalidar la potabilidad de las aguas. Serán reveladas por un minucioso examen físico, químico, microscópico y biológico, y según cantidad y calidad determinarán el valor de las aguas.

NORMAS DE CALIDAD PARA EL AGUA The Safe Drinking Water Act. De 1974, ordenó establecer normas a nivel nacional para asegurar que el público reciba agua de buena calidad en Estados Unidos. Se adoptaron normas primarias en este sentido, en 1975, con base prioritaria en las normas del Servicio Público de la Salud (Publicación Nº 956 ) las cuales se utilizaron a fin de controlar la calidad del agua para acueductos interestatales. Estas normas preliminares fueron extensamente aceptadas en forma voluntaria por entidades públicas y privadas, recibiendo el apoyo inmediato de la

american Water

Works

Association como normas mínimas para todos los suministros de agua potable en Estados Unidos. Normas similares fueron desarrolladas por la Organización Mundial de la Salud como normas para la calidad de agua potable en puertos internacionales (Normas internacionales para agua potable, Organización Mundial de la Salud, Ginebra, Suiza). La creciente preocupación por los cambios en nuestro medio ambiente y su efecto en la salud a través del suministro de agua fue la causa principal del cambio en las normas de calidad de agua de voluntarias a obligatorias. The Safe drinking Water Act define como contaminante cualquier sustancia en el agua sea física, química, biológica o radiológica. El nivel máximo de contaminación (NMC) indica el máxima o Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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nivel permisible de contaminaste e n el agua que suministra a cualquier usuario de un sistema público de agua. El Decreto establece diferencia claras entre calidad de contaminantes relacionados con la salud y contaminantes relaciones con la estética, clasificando a los primeros con primarios y a los segundos como secundarios.

NORMAS PRIMARIAS La lista de pruebas y n niveles máximos de contaminación que demanda el National Primary Drinking Water Regulations (registro Federal, del 24 de diciembre de

1975) se encuentra en las

siguientes tablas. A continuación se da material explicativo y de frecuencia de las pruebas para cumplir con los reglamentos. La responsabilidad recae sobre la U.S. Environment Protection Agency o en aquellos estados que eligen tomar la responsabilidad de asegurar el cumplimiento de los reglamentos.

1.3.1.- FORMAS DE MUESTREO PARA LA CAPTACION DE AGUAS SUPERFICIALES Y SUBTERRANEAS ANALISIS Y SUS ALCANCES Las muestras deben recogerse en botellas de 2 a 4 litros de capacidad, esterilizadas al vapor con agua en ebullición. Se cerrarán con tapones de vidrio. Si se toman una canilla, se aconseja dejar primero escurrir el contenido de la cañería. En ríos o depósitos es conveniente abrir la botella bajo la superficie libre y cerrarla en igual condición. El tapón se fija con sello y la muestra se enviará al laboratorio, si es posible en hielo, para los fines del análisis bacteriológico. Su remisión no tardará más de 48 horas, si se trata de aguas puras, ni más de 12 horas, si son contaminadas. Para las sustancias químicas los niveles máximos de contaminación (NMC) para compuestos químicos inorgánicos y orgánicos se listan en la siguiente tabla. Las pruebas para esas sustancias, que determinan el cumplimiento de dichos niveles, deben efectuarse cada año para sistemas comunitarios que utilizan fuentes superficiales de agua, y cada tres años para sistemas que utilizan agua subterránea. Los sistemas de agua n o comunitarios, alimentados por superficie o agua subterránea, deben repetir las pruebas cada 5años.


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Si los resultados de pruebas de rutina indican que el nivel de cualquier sustancia en la lista excede el NMC, se requieren muestras de comprobación adicionales. Para componentes químicos inorgánicos y orgánicos, con excepción de nitratos, si se exceden uno o más NMC, se reportan los datos al estado dentro de los 7 días siguientes, y se toman 3 muestras adicionales en el mismo punto de muestreo dentro del mes. Si el valor medio de la muestra original y las tres muestras de comprobación exceden el NMC, se reporta al Estado dentro de las48 horas; además se notifica al público y entonces se hacen muestras en forma continua con la frecuencia designada por el Estado hasta que no se exceda el NMC en dos muestras sucesivas o hasta que se establece un programa de observaciones como condición de variación, exención o imposición legal. Cuando las pruebas de nitratos indican que se excede el NMC, debe tomarse una muestra adicional dentro de las 24 horas. Si la media de las muestras original y de verificación excede el NMC, el encargado del suministro debe reportarlo al Estado dentro de las 48 horas y notificarlo al público. Cuando las pruebas de nitratos indican que se excede el NMC, debe tomarse una muestra adicional dentro de las 24 horas. Si el medio de las muestras originales y de verificación excede el NMC, el encargado del suministro debe reportarlo al Estado dentro de las48 horas y notificarlos al público.

Tipo de contaminante Químicos inorgánicos en todo sistema de agua.

Niveles máximos de contaminación

Arsénico

0.05 mg/L

Bario

1

Cadmio

0.010 mg/L

Cromo

0.05 mg/L

Plomo

0.05 mg/L

Mercurio

0.002 mg/L

Selenio

0.01 mg/L

Plata

0.05 mg/L

mg/L

Sulfatos (como N) 10.0 mg/L Químico orgánico sólo en sistemas superficiales de agua. Endrin Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

0.002 mg/L

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Lindano

0.004 mg/L

Metoxicloro

0.1

Toxafeno

0.005 mg/L

2,4-d

0.1

mg/L mg/L

2,4,5-T2 (silvex) 0.01 mg/L Contaminantes radiológicos(naturales) en todo sistema de agua Alfa gross

15 pCi/L

Ra-226 y Ra-228 combinados. Contaminantes radiológicos (sintéticos) en sistemas

5 pCi/L

superficiales de agua para poblaciones de 100 000 habitantes y más. Beta gross Tritium

50 pCi/L 20000 pCi/L

Estroncio 90

8 pCi/L

1.3.2. CALIDAD FISICO-QUIMICA

1.3.2.1.- ANALISIS FISICO Se examinan el grado de turbidez, color, olor, sabor, la temperatura y la dureza. Para ser considerada apta para el consumo, el agua debe tener límpio y conservarlo inalterable, pues el agua turbia es conceptuada como inapetente. No debe tener color en pequeños espesores, admitiéndose para grandes volúmenes un tinte azul verdoso. Se tolera hasta 40 grados de color. Ha de carecer de olor y no Deberá adquirirlo antes de 15 días si se guarda en frasco cerrado. Se exige un sabor agradable. Cuando contiene un exceso de sulfato de calcio o de cloruro de sodio se torna salobre. Un sabor amargo revela abundancia de sales de magnesio y el gusto terroso es indicio de compuestos de aluminio. La turbidez ha establecido un límite como contaminante primario debido a que una turbidez alta puede interferir en la eficiencia de desinfección, de modo especial en la desactivación de virus; además, un exceso de partículas puede estimular el crecimiento de microorganismos en un a sistema de distribución. Se requiere un muestreo de turbidez diario en agua superficial al entrar al sistema de


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distribución, con ciertas excepciones en sistemas que efectúan desinfección y mantiene un desinfectante residual activo en el sistema. La temperatura debe mantenerse constante dentro de los grados Celsius 7 a 18. Las aguas mas frías pueden causar cólicos y las de mayor temperatura cesan de ser refrescantes. No es deseable un grado de dureza superior a 30 unidades francesas.

1.3.2.2.- ANALISIS QUIMICO Dará a conocer los elementos presentes en cantidad y denominación, y en general también sus combinaciones o sales. Revelará las materias orgánicas existentes pero no podrá informar si tienen vida. Sus inducciones deben ser confirmadas por el examen microscópico. Si, por ejemplo, el agua de un río cualquiera contiene nitrógeno en exceso sobre lo normal y sabiendo que los líquidos cloacales son ricos en nitrógeno, se puede inferir su contaminación. Existe sin embargo, la posibilidad de que provenga de otro origen, arrastre del aire por las lluvias y otras causas. Pero si el examen bacteriológico revela gran cantidad de gérmenes, incluso el bacilo coolí, casi característico del sewage, se confirmará la sospecha de polución. Se recurrirá al microscopio y si se encuentran en el agua filamentos de algodón, lana y de otros desperdicios, quedará asegurado el éxito de la investigación.

El nitrógeno , puede presentarse en diferentes combinaciones. El nitrógeno albuminoide da la medida de la materia orgánica nitrogenada. Las sustancias animales contienen aproximadamente 4/25 de nitrógeno y las vegetales 1/15 de nitrógeno.

El nitrógeno amoniacal , al estado libre puede ser tolerado hasta un miligramo por litro. Los nitritos , son el resultado de la reciente oxidación de nitrógenos orgánicos o de la descomposición de nitratos, y son indicios sospechosos.

Los nitratos , provienen de la total mineralización del nitrógeno orgánico y son indicio de una antigua contaminación.

Las proporciones de carbonatos y de sulfatos de calcio no deben sobrepasar de 300 miligramos por litro cada uno. Después de estos límites, las aguas se vuelven muy duras. Un agua que lleva más de 300 miligramos de sulfato de calcio se llama selenitosa.


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El cloro se encuentra en todas las aguas naturales. Cuando el tenor excede de 10 miligramos por litro y salvo causas a indagarse, da lugar a reservas. Son tolerables los fosfatos hasta ½ miligramo por litro, y el ácido sulfúrico hasta 100 miligramos.

El hierro es favorable en pequeñas dosis, pero puede ser molesto en grandes cantidades. El peso precipitado por medio del hidrógeno sulfurado podrá llegar hasta 3 miligramos por litro. El plomo proviene del ataque a las cañerías por el agua pura, y es toxico. Pero el carbonato de calcio del agua detiene esta acción por la formación de una capa de carbonato de plomo insoluble que recubre los tubos.

El residuo total por evaporación a 105° C, da el peso de todas las sustancias en suspensión y disolución. Se practica en cápsulas de platino de 100 centímetros cúbicos. El residuo se resta después de la ignición es conocido como residuo fijo.

CONCENTRACION IONICA DEL HIDROGENO O HIDRGENOINES DEL AGUA .- Es muy importante conocer su valor para la aplicación ventajosa de los coagulantes. Indica el factor “intensidad” de las propiedades ácidas o alcalinas, por oposición al factor “cantidad” de acidez o alcalinidad. Un litro de agua pura contiene 0,0000001 gramos de hidrógeno ionizado. Bajo forma de quebrado sería 1/10 7 gramos. Por la incomodidad de expresar números pequeños, se ha optado por adoptar el valor del exponente llamándolo p uniéndolo al símbolo del hidrógeno H . entonces se dice sencillamente que el pH del agua pura es 7. Este valor corresponde a 22°C y varía con la temperatura. Cambia asimismo cuando se disuelven sales, ácidos y bases en el agua. La reacción del agua pura es neutra, cuando el pH disminuye, da reacción ácida. En los análisis de agua se estima el pH por comparación con indicadores cuyos valores en solución, responden a la concentración iónica del hidrógeno del líquido. Más exacto es el procedimiento electrométrico.

Los indicadores son soluciones de sustancias orgánicas que cambian su color según el pH del líquido. Sorensen da la escala y cambio de colores del cuadro siguiente: Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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Indicadores para el pH del agua Indicador Valor pH al virar Azul nilo 10 a 11

Cambio de violeta al azul

Fenolftaleína

9

rojo a incoloro

Rojo neutral

7.5

amarillo pálido a rojo

Tornasol

6.8

azul a rojo

p.Nitrofenol

6

amarillo a incoloro

Rojo metileno

5


Rojo congo

4

rojo a azul

Naranjo de metileno

4


Violeta de metileno

3

violeta a verde azulado

Violeta de metileno

2a1

verde a amarillo

Se vierten, por ejemplo, algunas gotas de rojo neutral en el líquido cuyo pH queremos averiguar. Si aparece el rojo se sabrá que el pH es menor que 7.5. Se prueba con el tornasol, si queda rojo el pH es menor que 6.8, etc. Se sigue así por eliminación. Obtenido el pH aproximado, se gradúan los decimales por comparación de los tonos de un mismo color con el que produce el líquido examinado. En última fecha se ha introducido en el comercio una mezcla de materias colorantes como

indicador universal . Esa mezcla, según la concentración de los hidrogenoides, da una gama de colores que responde a la del espectro solar:

pH 3

Viraje rojo

pH 9

Viraje verde

4

rojo oscuro

8

verde azulino

5

anaranjado

9.5

azul

6

amarillo

10

violeta

7

amarillo verdoso

11

rojo

1.3.2.3.- CALIDAD RADIOLOGICA

Tipo de contaminante Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

Niveles máximos de contaminación 28


Contaminantes radiológicos(naturales) en todo sistema de agua Alfa gross

15 pCi/L

Ra-226 y Ra-228 combinados. Contaminantes radiológicos (sintéticos) en sistemas

5 pCi/L

superficiales de agua para poblaciones de 100 000 habitantes y más. Beta gross Tritium

50 pCi/L 20000 pCi/L

Estroncio 90

8 pCi/L

RADIOACTIVIDAD Los valores límites para sustancias radioactivas de la tabla anterior se aplican a los resultados medio obtenidos del análisis de cuatro muestras trimestrales o a una muestra compuesta formada por cuatro muestras trimestrales. Todos los sistemas de agua que se sirven de agua superficial o subterránea deben probarse para buscar contaminantes radiológicos naturales. Peso sólo aquellos sistemas que sirven agua potable a poblaciones de más de 100 000 habitantes requieren pruebas de contaminantes sintéticos. Cuando la actividad media alfa gross es mayor de 5 pCi/L debe efectuarse un análisis para identificar los constituyentes radiactivos principales presente. Se calculan las dosis aproximadas para órganos y cuerpo humano a fin de determinar si exceden el nivel de 4 milirem/año. Este cálculo se requiere cuando están presentes el tritio y el estroncio 90 en cualquier concentración. Si se desean mayores detalles de los requerimientos para controlar las dosis radioactivas.

1.3.3. CALIDAD BACTERIOLOGICA

MATERIAS ORGANICAS


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Las materias orgánicas contenidas en un líquido se miden globalmente por el peso del oxígeno necesario a su combustión. Se usa una solución titulada de permanganato potásico. Un agua potable no debe contener más de 1.5 miligramos de esas materias por litro.

EXAMEN MICROSCOPICO Con el auxilio del microscopio conviene averiguar si no existen trazas de fibras musculares, granos de almidón, fibras de lana o algodón, etc. en caso de encontrarlas, habrá seguridad de que han habido infiltraciones residuales en las aguas.

EXAMEN BIOLOGICO Implica la investigación de todos los organismos con vida contenidos en el agua y en particular el de las bacterias. Las especies superiores no son nocivas y sólo el naturalista preocupa. Al higienista interesan las inferiores y su importancia aumenta en razón inversa de sus dimensiones. Algas y tubérculos.- Son microorganismos vegetales sin clorofila y de especies saprofitas o parásitas. En las distribuciones de aguas, desempeña un rol molesto un alga denominada “Cladothrix Cromogena”. Prolifera rápidamente y cubre los filtros con una alfombra verde que dificulta el paso del agua. Las cañerías quedan también obstruidas. Se usa el sulfato de cobre como germicida. En las aguas ferruginosas abunda el “Clenothrix”, que algunos clasifican como alga y otros como bacteria. La bioquímica ha evidenciado la potencialidad de los micro procesos capilares de esa bacteria para precipitar el fierro en forma de óxido, que se superpone por capas hasta la oclusión de las cañerías. Se evita con la desferrización previa por medio de una abundante aireación. Investigación de las bacterias.- Es de un valor fundamental. El procedimiento es facilitado por la gran proliferación de las bacterias. Se admite que están diseminadas en forma homogénea en un mismo líquido. Se procura por diluciones sucesivas obtener alrededor de 200 bacterias por centímetro cúbico, procediendo por tanteos y repitiendo la operación en caso de error. Se realiza luego un examen complementario, usando esta vez agar litmo lactoso en vez de agar y la incubación a 37° durante 24 horas. Colibacilo.- La investigación de las bacterias patógenas de la tifoidea y del cólera es complicada. Pero su presencia en las aguas sólo puede provenir de líquidos cloacales y cómo estos contienen en abundancia colibacilos, la investigación se orienta a este microbio en particular.


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El colibacilo es un huésped normal en los intestinos. Se halla en pequeña proporción en toda clase de tierra y hasta en el polvo atmosférico. Para juzgar pues las aguas es indispensable conocer la cantidad contenida en un litro. En la investigación se usan los tubos Eijckhman, llenados con lactosa estándar. Se hacen diluciones sucesivas de las muestras que podrían ser 1 a 10, 1 a 100 y 1 a 1000. Se vierte 1 cm 3 de cada una en los tubos citados y se incuba a 37° durante 48 horas. La formación de gas de un 20 % o más en cualquier tubo es prueba de presunta existencia del colibacilo, y se simboliza con el signo positivo. Se admite que la dilución máxima que dío resultado positivo, existía un colibacilo. Esta prueba debe complementarse, sembrando una porción del contenido del tubo positivo sobre placas con agar litmo lactoso. Si se desarrollan colonias clasificables como colibacilos, se separa una de ellas y se introduce en un tubo Eijckhman con lactosa, y si se observa formación de gas, queda confirmada la presunción. En las aguas potables no se tolera un contenido mayor de 10 colibacilos por litro.

1.3.3.1.- CALIDAD MICROBIOLOGICA El mayor peligro asociado con el agua potable es la posibilidad de su contaminación pro el drenaje que contiene excremento humano. El drenaje puede tener bacterias patógenas capaces de producir fiebre tifoidea, cólera u otra enfermedades entéricas. Los organismos que se han empleado más comúnmente como indicadores de contaminación fecal son la Escherichia coli y el grupo coliforme en su conjunto.

Tipo de contaminante Contaminantes microbiológicos sistema de agua

en

Niveles máximos de contaminación(NMC) todo Cuando se usa la prueba de filtro de membranas a: 1 colonia 100 ml. para el promedio de todas las muestras mensuales. O 4colonias/100 ml. en más del 5% de las muestras, si se examinan 20omásmuestras al mes. Cuando se usa la prueba del tubo múltiple de fermentación (porciones de 10ml.) No deben estar presente coniformes en más de10% de las porciones por mes. No más de una muestra debe tener tres o más


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porciones positivas cuando se examinan menos de20 muestras por mes O no más de 5% de las muestras deben tener tres o más porciones positivas cuando se examinan 20 o más muestras al mes. Turbidez en la superficie del agua sólo en 1 TU promedio mensual (5TU promedio mensual sistemas

pueden aplicarse como opción del estado) O 5 Tu en promedio en dos días consecutivos.

La anterior tabla describe los resultados de las pruebas de coliformes que se requieren para cumplir con el NMC para calidad bacteriológica. Cuando están presente organismos del grupo coliforme entre dos o más de las porciones de10ml de una sola muestra estándar, o exceden los valores dados para una muestra estándar en la prueba de filtro de membrana deben tomarse medidas correctivas hasta que las muestras diarias en el mismo punto de muestreo indiquen que por lo menos dos muestras consecutivas son de calidad satisfactoria. El mínimo número demuestras que debe tomarse en un sistema de distribución y examinarse cada mes, se determina según la población de que se trate. Ha de tomarse el mínima o de una muestra en cualquier caso, 11 muestras para 10000 habitantes, 100 para 100 000 habitantes, 300 para un millón y 500 para cinco millones de habitantes en adelante. 1.4. PROYECCIONES DEMOGRAFICAS Y CAUDALES.1.4.1. DETERMINACION DE LA POBLACION DEL DISEÑO 1.4.2. DETERMINACION DE LA POBLACION FUTURA 1.4.3. DETERMINACION DE CAUDALES DE DISEÑO

OBRAS DE TOMA - CONDUCCION Y ALMACENAMIENTO

II.

II.1 II.1.1

ADUCCIONES PRINCIPALES DISEÑO DE CANALES

DISEÑO DE CANAL TRAMO Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

32


Datos: n= Canales de Hormigón con revestimiento liso n=0.012 Qm=0.35*252.098=88.23(lt/seg) S= 0.00735 -Para el Caudal de Diseño, tratándose de un sistema por gravedad con tanque de almacenamiento. (Reglamento Técnico de Diseño) K 1=1.2

= K 1 * Qm = 1.2 * 88.23 = 105.87(lt / seg ) ⇒ 0.10587(m3 / seg )

Qmd

-Nuestra aducción será con un canal Trapezoidal de Máxima eficiencia Hidráulica, el canal trapezoidal es el que generalmente se construye: -Como es de Máxima Eficiencia Hidráulica: θ=60º ;

Z =

3 3

Por Manning: Q b y

A

R

=

a P

1 =

n

 = 2  

2



2

 3   1 +  3  −  

3 3

 

⇒

b y

;

R

=

( b + Zy ) b + 2 y * 1 + Z 2

0.866 * b + 0.433 * b b + 2*b

y

= 2[

3

b

1.155

− Z ] …..Ecu. 2 ⇒ y = 0.886 * b

3

  

* 0.866 * b  0866 * b 2

b + 2( 0.866 * b ) *

⇒ R =

1 + Z 2

1 + Z 2

  b + ⇒ 

2


b

= 1.155 ⇒ y =

= ( b + Z * 2) y ; P = b + 2 y *

2

R =

….Ecu.1;

* A * e 3 * S

1.299 * b 3*b

 3   1+   3   

2

⇒ R = 0.433 * b

33


A

3

= (b +

⇒

3

⇒ 0.866 * b 2 + 0.433 * b 2 ⇒ A = 1.3 * b 2

α, β en Manning:

0.101369

0.101369 b

* 0.866 * b) * 0.866 * b

=

1 0.012

* (1.3 * b 2 ) * ( 0.433 * b )

= 0.101369 * b

2

3

* 0.00735

8

2

*b

2

3

= 0.019 = b ⇒ b = ( 0.019) 3

3 8

= 0.227 ≅ b = 0.25(m)

Tg θ =

1 Z

⇒ Tg θ =

1 3

⇒ θ = 60º

3

y

= 0.866 * 0.25 ⇒ y = 0.217(m)

A

 = 0.25 + 

3 3

  

* 0.217  * 0.217

T = 2 * Z * Y + b

= 2*

3 3

⇒ A = 0.081(m2 )

* 0.217 + 0.25 ⇒ 0.501(m)

SECCION TRANSVERSAL DEL CANAL Esc: 1:5 (m) II.1.2

DISEÑO DE TUBERIAS DE IMPULSION

CRITERIO DE DISEÑO DISEÑO DE ADUCCIONES TRAMO POZOS – TANQUE 1 Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

34


Q b = 408.398 (lt/seg)

h s = 715.8 - 711.86

h i = 755 – 715.8

h s = 3.490 (m)

h i = 39.8 (m)

L = 8200 (m) Longitud de Tuberia

TUBERIA DE SUCCION Qb

d = 1.1284 *

v

Según reglamento v = 0.60 - 0.90 (m/s) UNIDADES

= 4085.5398

Qb

d = 1.1284

lt seg

0.408 0.9

*

 3 = 0.408 m  1000lt  seg  1m3

d = 0.759( m)

≅ d = 750(mm) dc = 610( mm)

Verificando la Velocidad: d = 1.1284 * 2

v

2

=

Qb v

1.12842 * Qb d 2

=

1.12842 * 0.408 0.752

⇒ v = 0.923(m / s )

TUBERIA DE IMPULSION D

= k *

Q

⇒ D = 1.15 *

0.408

= 0.734 ( m) ⇒ D = 0.75( m) ⇒ D = 750 ( mm) ⇒ dc = 610 ( mm)

Donde: k = Coeficiente que varia de 1.0 a 1.4 Q = Caudal de Bombeo ACCESORIOS DE LA TUBERIA DE SUCCION D = 610 (mm) F.F. Válvula de pie con filtro o criba

= 90

Codo de 90º radio corto

= 21

Longitud de succión

= 3.94


35


∑114.940 Por Flamant: hfs =

k = 0.00113 (tubería nueva) 1.75

k * Q

D 4.75

1.75

0.00113 * 0.408

* L =

0.6104.75

*114.94 ⇒ hfs = 0.283( m)

Metodo Long. Equiv.

ACCESORIOS DE LA TUBERIA DE IMPULSION D = 610 (mm) F.F. 1 Codo de 45º

= 8.5

Válvula de Compuerta

= 600

Válvula de salida

= 55

Salida de Tubería

= 11

1 Codo de 90º

= 20

Longitud de tubería

= 8200

∑8894.50 Pero antes calculamos la perdida de carga por H.W. y Manning sin considerar accesorios Por H.W.: L = 8200 (m) ; Q = 0.408 (m3/seg) ; c = 120 1.852

Q  hf = 10.665   c 

*

1.852

L D

; D = 0.610 (m)

4.87

0.408  = 10.665  120 

*

8200 0.6104.87

⇒ hf = 25.776(m)

Por Manning: L = 8200(m)

; Q = 0.408 (m3/seg) ; n = 0.01

10

hf

=

10 2

4 * n * L 3

19 π

; D = 0.610 (m)

2

=

* D 3

4 3 * 0.408 2 * 8200 16 . π

2

* 0.610

⇒ hf = 23 .730 (m )

3

Calculando la perdida de carga por Longitudes equivalentes usando un Flamant: TUBERIA DE IMPULSION K = 0.00113 ( tubería nueva) 1.75

hfi =

k * Q D

4.75

1.75

* L =

0.00113 * 0.408 0.6104.75


* 889405 ⇒ hfi = 21.9047(m)

36


Por tanto la perdida total es:

= hf s + hf i = 0.283 + 21.905 ⇒ hf t = 21.623(m)

hf t

Por lo tanto calculamos la POTENCIA DE LA BOMBA e = 2 a 10 (m) asumiendo e = 5 (m) Tomando la perdida de carga por accesorios = 20.596 (m) Hm = hf t + hi + hs + e

= 21.623 + 39.20 + 3.94 + 5 ⇒ Hm = 69.763(m)

Calculando la Potencia de la Bomba: n = rendimiento p = densidad (kg/m3)

Qb * Hm * δ 76 * n

p

=

p

= 600[ HP ]

= 0.408 * 69 .763 * 1000 ⇒ p = 576 .180 CV 76 * 0.65

ANALISIS DE GOLPE DE ARIETE (tramo Pozos-Tanque I) -

Periodo de la Fase de la tubería

T =

2 * L

T = Fase o periodo de la Tubería (s)

c

L = Longitud de la tubería (m) C = Velocidad de propagación de la onda o celeridad (m/s) - Velocidad de Propagación de la onda de celeridad c

=

9.900 D 48,3 + k e

C = Celeridad (m/s)

D = Diámetro del tubo (m) e = Espesor de la Pared del tubo (m) k = Cohef. Que tiene en cuenta el módulo de elasticidad k = 1.0 (Fierro Fundido) e = 0.009 (m) Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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D = 0.641 (m) C =

9.900 48.3 + 1

T =

2 * 8200 0.906

0.641

⇒ C = 0.9055(m / seg )

0.009

⇒ T = 18101.545( seg )

LINEAS DE ADUCCIÓN POR BOMBEO La existencia de fuentes de abastecimiento de agua a elevaciones inferiores a los sitios de consumo, obligará a estudiar alternativas de bombeo que mediante análisis económico permitan la solución más ventajosa. Nos limitaremos a considerar las características de diseño de una línea de bombeo directa al estanque de almacenamiento. A diferencia de una línea de aducción por gravedad, donde la carga disponible es un criterio lógico de diseño que permite la máxima economía, al elegir diámetros cuyas pérdidas de carga sean máximas: en el caso de aducciones por bombeo, la diferencia de elevación es carga a vencer que va a verse incrementada en función de la selección de diámetros menores y consecuentemente ocasionará mayores costos de equipos y de energía. Por tanto, cuando se tiene que bombear agua mediante una línea directa al estanque de almacenamiento, existirá una relación inversa de costos entre potencia requerida y diámetros de la tubería. Dentro de estas consideraciones se tendrán dos alternativas extremas a) Diámetros pequeños y equipos de bombeo grandes con lo cual se tiene un costo mínimo para la tubería, pero máximo para los equipos de bombeo y su operación. b) Diámetros grandes y un equipo de bombeo de baja potencia, resultando altos costos para la tubería y bajos para los equipos y su operación. Entre estas dos alternativas extremas existirá una Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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gama de soluciones de acuerdo a los diferentes diámetros comerciales existentes, de cuyo análisis económico seleccionaremos el más conveniente. Para este análisis económico determinaremos el costo total capitalizado de varias alternativas preseleccionadas.

CRITERIOS PARA EL DISEÑO GASTO DE DISEÑO El gasto de diseño de una línea de aducción por bombeo será el correspondiente al consumo máximo diario para el período de diseño. Tomando en cuenta que no resulta aconsejable ni práctico mantener períodos de bombeo de 24 horas diarias, habrá que incrementar el gasto de bombeo de acuerdo a la relación de horas de bombeo, satisfaciendo así las necesidades de la población en las 24 horas. Por tanto:

Tomando en cuenta que estamos diseñando para un consumo medio en función de población futura, y que este factor K 1 está afectando el consumo medio de la población, puede considerarse satisfactorio un diseño de una aducción por bombeo prescindiendo de este factor K 1 , y absorbiendo el día de máximo consumo con un aumento en el tiempo de bombeo cuando tal situación ocurra, quedando, por tanto, como gasto de diseño de la línea de bombeo.

Generalmente se usa para N un valor no mayor de 16 horas, disminuyendo éste en función de las características de la localidad, principalmente del tamaño de la localidad a abastecer o de si se trata de áreas urbanas o rurales con mayor o menor facilidades de operación y mantenimiento.

SELECCION DEL DIAMETRO De acuerdo al crecimiento poblacional y al desarrollo urbanístico de la Zona, durante el período de diseño se producirán aumentos graduales en los consumos de agua. Esto significa que para un diámetro determinado, las pérdidas de carga aumentarán de acuerdo al aumento del gasto y consecuentemente se incrementarán los costos de operación y mantenimiento de la estación de Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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bombeo (gastos variables). Como quiera que la solución a adoptar será aquella que satisfaciendo criterios técnicos, resulte la más económica, se procede a graficar gastos (lts/seg) dentro del rango del períodos de diseño contre pérdidas de carga (m), Figura 1, haciendo luego el análisis económico de un cierto número, 3 ó 4 diámetros preseleccionados, o también, de un mismo diámetro, para encontrar los valores de las pérdidas de carga para diferentes gastos. Y posteriormente, encontrar para cada caso los costos y la capacidad económicos de ese diámetro. II.1.3

DISEÑO DE ADUCCIONES A PRESION

Estructuras complementarias de la línea de aducción.a) Ventosas o válvulas de expulsión de aire.- Las líneas por gravedad tienen la tendencia a acumular aire en los puntos altos. Cuando se tienen presiones altas, el aire tiende a disolverse y continúa en la tubería hasta que es expulsado, pero en los puntos altos, de relativa baja presión, el aire no se disuelve creando bolsas que reducen el área útil de la tubería. La acumulación de aire en los puntos altos provoca una reducción del área de flujo del agua, y consecuentemente, se produce un aumento de las pérdidas y una disminución del gasto. La acumulación de aire puede ser ocasionalmente desplazada a lo largo de la tubería y provocar golpes repentinos e intermitentes similares a los de golpes de ariete. A fin de prevenir contra este fenómeno deben utilizarse válvulas automáticas que ubicadas en todos los puntos altos permitan la expulsión del aire acumulado y la circulación del gasto deseado. La colocación de ventosas o válvulas de expulsión de aire en tales puntos constituirá un factor de seguridad que garantizará la sección útil para la circulación del gasto deseado. El aspecto de la ventosa es variado, pero, en general, consta de un cuerpo vacío que contiene un flotador esférico y su funcionamiento consiste en que este flotador asciende cuando existe presión de agua, el cual cierra automáticamente el orificio hacia el exterior. En cambio, si en la tubería de presión hay aire, este no es capaz de levantar el flotador, pero permite el escape de aire, que es expulsado el exterior.


40


Puntos altos se consideran todos aquellos puntos donde existiendo una curva vertical se pasa de una pendiente positiva a una pendiente negativa y donde conviene la instalación de la ventosa. Debe procurarse una pendiente que facilite la expulsión del aire, aún en aquellos casos donde el terreno es horizontal, tratando de favorecer la concentración de aire en algún punto que permita su expulsión. Ello puede lograrse creando artificialmente puntos bajos y altos, para lo cual se recomienda usar pendientes máximas de 6 por 1000 en los descensos y 3 por 1000 en los ascensos. La forma de conexión de la ventosa es de rosca, la cual puede ser conectada directamente a la tubería, como si fuera una llave maestra, o interponiendo una llave de paso del mismo diámetro, a fin de poder repararlo. Es de notar, que su instalación debe ser vertical, directamente sobre la tubería o conectada a la misma por medio de una tubería auxiliar con trazado ascendente. Para diámetros menores de 12’’ pueden usarse ventosas automáticas de ½’’ de diámetro. En el caso de redes de distribución, generalmente no se utilizan ventosas, ya que el aire es expulsado a través de las conexiones domiciliarias. b)

Purgas o válvulas de Limpieza.- En líneas de aducción con topografía

accidentada, existirá la tendencia a la acumulación de sedimentos en los puntos bajos, por lo cual resulta conveniente colocar dispositivos que permitan periódicamente la limpieza de tramos de tuberías. La limpieza consiste en una derivación de la tubería, provista de llave de paso. c)

Tanquillas rompecargas.- En líneas de aducción por gravedad la carga

estática originada por el desnivel existente en el sitio de captación y algunos puntos a lo largo de la línea de aducción, puede crear presiones superiores a la presión máxima que soportaría una determinada clase de tubería. Ello obliga a disipar esa energía antes de que tal situación pueda provocar daños a la misma. Para evitar tales


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daños se recurre a la utilización de válvulas reguladoras de presión o tanquillas rompecargas. Las tanquillas rompecargas son

estructuras destinadas a reducir la presión

relativa a cero (presión atmosférica), mediante la transformación de la energía disponible en altura de velocidad. El diseño de la tanquilla se basa en la transformación de carga estática en energía de velocidad y lograr y lograr su disipación por efecto de roce contra las paredes y tabiques, así como por la amortiguación de un colchón de agua. Generalmente son tanquillas rectangulares divididas en dos cámaras, mediante un tabique a media altura sobre el cual se desborda el gasto de entrada. Las cámaras, de acuerdo a la función que desempeñan, son de turbulencia o disipación y de salida. La cámara de turbulencia, donde se logra disipar la energía mediante un colchón de agua, que sirve de amortiguador del chorro de agua fluyendo a gran velocidad. Cámara de salida o zona tanquilla que evita la excesiva entrada de aire al sistema y cuya función principal es la de crear la altura de agua suficiente para mantener el flujo del gasto requerido. La tanquilla está provista de accesorios de entrada, salida, limpieza y rebose. De acuerdo a la investigación sobre un modelo, hecho como trabajo especial de grado, para conocer el funcionamiento de una tanquilla rompe carga, se recomienda: Mantener la condición de sumergencia del chorro en el dispositivo de entrada. Esto se logra prolongando el niple de entrada y con orificios a lo largo del mismo. A fin de evitar la formación de burbujas en la cámara de salida, se recomienda que el tabique de separación de ambas cámaras trabaje como vertedero sumergido.


42


No se recomienda la utilización de perforaciones de diámetros pequeños en el dispositivo de entrada. Los diámetros mínimos aconsejables son: ½’’ ó ¾’’, a fin de evitar condiciones de flujo objetables. En el cálculo hidráulico de una tanquilla rompe carga intervienen una serie de factores de difícil predeterminación, por lo cual a veces resulta conveniente un estudio sobre modelos; sin embargo, de una manera aproximada, su cálculo estaría basado en el gasto, presión de entrada y pérdida de carga en los accesorios de entrada y salida asegurando una altura h a la salida que permita la circulación del gasto de diseño de la línea de aducción. d)

Válvulas reductoras de presión y válvulas reguladoras de presión.- En el

diseño de los abastecimientos de agua, válvulas automáticas de alivio, tienen la función de proteger las tuberías de sobre presiones. Estas válvulas pueden ser de dos tipos:

Válvulas Reductoras de presión , que producen en su interior una pérdida de carga cualquiera que sea la presión de entrada y el gasto. Las válvulas reguladoras de presión pueden ser instaladas sin mayores inconvenientes en líneas de aducción, ya que el régimen hidráulico puede considerarse permanente, no hay requerimientos de mantener presiones limitadas por razones de servicio, como lo sería en tuberías de distribución. La graduación de una válvula debe ser hecha experimentalmente, actuando sobre el tornillo de graduación y valiéndose de la lectura directa del manómetro. Es de notar, que la reducción de la presión representa una pérdida de energía, que es absorbida por la turbulencia ocasionada por el estrangulamiento entre el disco y su asiento.


43


Válvulas Reguladoras de Presión , se usan para mantener una presión constante en la descarga, aunque en la entrada varíe el flujo o la presión. En general, el funcionamiento de una válvula reguladora de presión, es como sigue: En el tubo B existe una presión Pe de entrada; en el tubo C, la Ps de salida; y en el tubo A, la presión Pd, que se ejerce sobre el diafragma. Si la válvula piloto está cerrada, se establece una corriente de agua entre B y C y debido a la estrangulación se producirá en A un Pd menor que Pe, por lo cual la válvula permanecerá abierta. EL hecho de que la válvula piloto esté abierta, cerrada o estrangulada, depende de la diferencia de presión entre Pe y Ps, por lo cual deberá cumplir una función reguladora sobre el flujo entre B y C, y consecuentemente, por medio de la estrangulación sobre la presión de la cara del diafragma. Las válvulas reguladoras de presión son más útiles en redes de distribución que en líneas de aducción. II.1.4

ANALISIS DE PRESIONES POR EFECTOS DEL GOLPE DE ARIETE

Se entiende por Golpe de Ariete, al fenómeno oscilatorio causado por el cierre rápido de válvulas o por el paro repentino del sistema de bombeo y que dá lugar a la transformación de la energía cinética del liquido en energía elástica almacenada, tanto en el agua como en la tubería, provocando sobre presiones que puedan originar la ruptura de la tubería. CLASIFICACION Y DURACION DE LAS MANIOBRAS DE CIERRE

Se denomina fase o periodo (T) de la tubería, al tiempo en que la onda de sobrepresión va y vuelve de una extremidad a otra de la tubería. El periodo se define por: T =


2 * L C 44


Donde: T= Fase ó periodo de la Tubería (s) L= Longitud de la Tubería (m) C= Velocidad de Propagación de la onda o celeridad (m/s) El tiempo de cierre de la válvula (t) es un factor importante. Si existe paro repentino de l abomba o el cierre de la válvula quedará completamente cerrada antes de actuar la onda de depresión. Por otro lado, si la válvula es cerrada lentamente, habrá tiempo para que la onda de depresión Por otro lado si la válvula es cerrada lentamente habrá tiempo para que la onda de depresión actué, antes de la obturación completa. La clasificación será Si

t ≤ 21/ C ,

maniobra rápida

Si

t ≥ 21/ C

maniobra lenta

Donde: t = tiempo de maniobra (seg.) La sobrepresión máxima ocurre cuando la maniobra es rápida, esto es, cuando: t ≤ 21C VELOCIDAD DE PROPAGACIÓN DE LA ONDA O CELERIDAD La velocidad de propagación de la onda puede ser calculada por la fórmula: 9.900

C =

48.3 + k *

D e

Donde: C = Celeridad (m/s) D = Diámetro del tubo (m) e = Espesor de la pared del tubo (m) k = Coeficiente que tiene en cuenta el módulo de elasticidad del material Los valores de k son presentados en el cuadro siguiente MATERIAL DE LA

VALOR DE “ k “

TUBERIA ACERO Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

0.5 45


FIERRO FUNDIDO

1.0

CONCRETO

5.0

ASBESTO – CEMENTO

4.4

PLASTICOS

18.0

VALORES DE K POR TIPO DE MATERIAL La sobrepresión ejercida por la onda sobre la tubería estará en función de la velocidad de cierre por tanto, se definen los siguientes casos: Sobre presión máxima en cierre rápido: ha

=

C * V

ha

=

2 * L * V

g

Sobrepresión encierre lento: g * t

Donde: ha = Sobrpresión máxima en la tubería por efecto del golpe de Ariete (m.c.a) C = Velocidad de la onda de propagación o celeridad (m/s) g = Aceleración de la gravedad (m/s) t = Tiempo de maniobra (s) L = Longitud de la Tubería (m) La sobrepresión debe ser incrementada a la presión estática. Por tanto la presión total al momento del golpe de ariete será la máxima presión estática más la sobrepresión por golpe de Ariete. La presión total será mayor a la capacidad de trabajo de la tubería. Se expresa por: P u

ha

II.2

e

a

Presión máxima de trabajo de la tubería

P u P c

≥ P + h

= Presión estática máxima en el sector del golpe de ariete (m.c.a.) =

Sobrepresión máxima en la tubería por efecto del golpe de ariete (m.c.a.)

DISEÑO DE POZOS


46


AGUAS SOMERAS

La naturaleza de las capas terrestres que las encierran y la relativa distancia del nivel del suelo determinan el medio de captación. Las trincheras son zanjas que recogen las exudaciones del terreno y las reúnen en cámaras colectoras. Los pozos comunes se usan para alumbrar las aguas, cuya profundidad no exceda de 30 m. Se excavan en forma cilíndrica con diámetros que varían de 1 a 20 m. En terrenos flojos deben llevar muros de revestimiento, dotados de barbacanas en la porción que atraviesa la capa acuífera. Sus aguas son impropias para la bebida en las ciudades y sólo son tolerables en el campo cuando el pozo está muy alejado de las casas. El método de ejecución corriente con brocal y toma por medio de baldes es poco higiénico, pues da cabida a la fácil entrada de cuerpos extraños. Gartner señala los defectos de la construcción común, según la Fig.44, donde el agua de un estercolero encuentra una fácil entrada, y propone el tipo perfeccionado de la misma figura. La parte superior es cerrada en bóveda con una tapa de acceso eventual. Una capa de arcilla perfecciona la impermeabilidad del muro de revestimiento ejecutado en mortero de cemento y con un enlucido interno de igual material. La extracción del agua se realiza por medio de bombas. Los pozos de grandes dimensiones pueden servir para la alimentación de ciudades importantes. El aumento del diámetro solo eleva la capacidad de reserva, pero tiene escasa influencia sobre el rendimiento.


47


POZOS INSTANTANEOS O NORTON O ABISINIOS

Una categoría especial de pozos comunes son los instantáneos, conocidos como Norton por haber difundido su empleo el coronel de ese nombre durante la guerra de secesión en Norte América. También se denominan abisinios por haberlos usado las tropas inglesas, en 1867, durante la conquista de Abisinia. Se ejecutan hincando con un pequeño martinete un tubo de hierro de 3 a 6 cm. de diámetro, cuyo extremo inferior lleva pequeñas aberturas y termina en un azuche cónico de acero. Se le agregan sucesivos trozos enroscándolos hasta alcanzar la napa acuífera. El agua se extrae por medio de una bomba de mano. Cuatro horas bastan para llegar a 8 m. de profundidad. Ese tipo de pozo es de gran utilidad en las campañas militares y en las colonizaciones provisorias de tierra.


48


TEORIA DE LOS POZOS COMUNES

Si se accede con un pozo a una napa acuífera libre o sin presión y si se efectúa un bombeo, se observa que el nivel del agua en el pozo baja y que la superficie de la napa que era sensiblemente horizontal se deforma en la manera que indica la fig. 46. A B es la superficie original y C D E F su nueva forma. Esa curva tiene una pendiente decreciente a partir del pozo hasta volverse insensible a cierta distancia. El área que limita se llama su círculo de influencia, y cono de depresión al embudo que forma. Si la napa acuífera es un simple depósito ocasional de agua, el bombeo continuando producirá un incremento paulatino del área de influencia hasta cubrir la extensión total y el agotamiento subsiguiente. Pero si existen aportes a la napa entonces el círculo de influencia se extenderá hasta equilibrar esos aportes con las extracciones.


49


El proceso hidráulico puede relacionarse de la siguiente manera:

Sea en fig. 46, A B el espejo horizontal de la napa de aguas sobre la cual actúa la presión atmosférica, a través del terreno permeable y admitamos que descansa con una altura uniforme H sobre una capa de tierra impermeable. El material del terreno se supone homogéneo y el pozo cavado hasta el estrato firme. Sea r su radio, h el tirante de agua en su interior en estado de régimen, H la altura de la napa, x, y, las coordenadas de la curva C F , referidas al centro en el fondo del pozo como origen, Q el rendimiento. La carga H - h se consume con su mayor parte en vencer la resistencia del terreno al paso del agua. La fracción restante se gasta para dar la velocidad de subida y en los frotamientos en el pozo. Antes de buscar la ecuación de la curva de depresión conviene rememorar algunos principios sobre la circulación del agua en tierras permeables y arenas. Interesa conocer el caudal de filtración. Los granos justapuestos en el terreno dejan en una superficie de un metro cuadrado espacios vacíos que son una fracción p de la misma. Este coeficiente de porosidad varía con el diámetro de los granos constituyentes y su forma de agrupamiento. Oscila entre 0,25 y 0,40 en las arenas ordinarias. Si lo multiplicamos por la velocidad de circulación obtenemos el caudal filtrado. Esta velocidad que depende de la pendiente y la naturaleza del terreno fue estudiada primero y experimentalmente por Darcy. Dupuit la calculó comparando la marcha del


50


agua con la de numerosos canalículos capilares, a los cuales aplicaba la ley de Prony despreciando el término en v2. En cambio Nourtier parangonó el proceso con los conductos forzados suponiendo la pérdida de energías proporcional al cuadrado de la velocidad. Allan Hazen por experimentos en arenas homogéneas tamizadas de filtros dío la formula limitada. V = 2500 di en la cual d es el diámetro de los granos siendo i la pendiente. Poniéndola bajo la fórmula v = ki dando además a la pendiente i el valor uno, se tendría la velocidad de circulación para la pendiente unitaria, la que se llama

coeficiente de permeabilidad . Pero la fórmula de Hazen no es de aplicación general. Las arenas comunes tienen granos de tamaños muy variables. En realidad son los menores los que limitan la permeabilidad. Se ha convenido en clasificar como diámetro

efectivo determinante de la calidad de una arena, al que tiene un grano de su masa seleccionado en forma tal que el 10% del conjunto sea menor que el y el 90% restante por ende mayor. Además interviene otro factor en la permeabilidad. Es la mayor o menor diferencia de los diámetros extremos de los granos y la forma de su agrupación. Ese carácter se define por el coeficiente de uniformidad que es el resultado de dividir por el diámetro efectivo, el diámetro de un grano de la arena examinada elegido en forma que el 60% de los demás granos sea menor que él. En las arenas comunes el coeficiente de uniformidad es de 1,5 a 2,5. El valor experimental del coeficiente de permeabilidad k en metros por día para una arena de 0,32 de porosidad aparece en el siguiente cuadro de Slichter:

Material

Diámetro efectivo

Coeficiente k

en mm.

en m. por día 5 a 20

Arena fina

0.10

Arena mediana

0.25

Arena gruesa

0.50


a a

0.20 0.45

a

0.95

30

a

100

120

a

450 51


Gravilla

1.00

a

5.00

500

a

12.000

Si multiplicamos el coeficiente k por el de porosidad y por la sección de emergencia, tendremos el caudal de salida Q igual a k p s. Ese caudal tomado en una sección de 1m 3 da un valor que se llama coeficiente de filtración del terreno. AGUAS PROFUNDAS

El alumbramiento de las aguas profundas no es practicable económicamente por los medios antes descritos. Se ganan las napas bajas, por medio de pozos de diámetro reducido, guareciendo su contorno con caños metálicos de difícil corrosión. Las aguas profundas se encuentran en general bajo presión y ascienden o rebalsan del caño, dando lugar a los pozos semisurgentes o surgentes. Ambas categorías quedan hoy incluidas en el nombre de artesianos según todos los tratadistas, mientras que antiguamente se reservaba esa denominación para los pozos surgentes. Otro medio de alumbramiento de aguas profundas utilizado ocasionalmente, es la galería captante. POZOS ENTUBADOS

Se recurre a ellos forzosamente después del límite de los pozos comunes que habíamos fijado como máximo de 30 m. de profundidad. Su construcción comprende las operaciones de perforación, extracción de detritos y la entubación. La perforación de los pozos se efectúa por aparatos de sonda cuyo movimiento es gobernado desde una torre de maniobra constituida por cuatro montantes. El aparato de sonda se compone del mango o cabeza de suspensión, del vástago formado por una serie de varillas rígidas o por una cuerda y del útil perforador. Este último es la barrena cuando se taladran terrenos flojos y se maniobra por rotación. Para terrenos rocosos se usa el trépano actuando por percusión. Últimamente han sido utilizados también barrenas a coronas de diamante, las que actúan por rotación. En terrenos arenosos pueden utilizarse el agua inyectada bajo presión como instrumento de ataque.


52


La entubación o revestimiento del pozo marcha paralelamente a la perforación. Al aumentar la longitud, el frotamiento opone una resistencia creciente a la penetración. Se detiene entonces la operación y se introduce en el caño uno de menor diámetro con el cual se continua un pozo menor y así sucesivamente formando una entubación telescópica hasta llegar a la napa acuífera. POZOS SURGENTES .- Se denominan así a los pozos profundos cuyas aguas son

presionadas más arriba que el nivel del terreno natural. Son conocidos desde mucha data. TEORIA DE LOS POZOS ARTESIANOS.- Estos pozos originan cuando la perforación

encuentra una napa de agua cautiva bajo presión, según aparece en la fig. 54. La entrada del agua en el pozo no es acompañada por un cambio en el espejo del agua como en los comunes, pero la curva de las presiones es similar.

Sea t el espesor de la capa acuífera, A B la línea original de las presiones y C D E F la línea de presiones producidas por el bombeo.

CONCLUSIONES PRÁCTICAS


53


El análisis teórico sobre el escurrimiento del agua en los pozos sólo tiene valor por las relaciones generales que establece. Los resultados directos de su aplicación dan únicamente valores gruesos de operación puesto que dependen de factores empíricos de gran variación. II.2.1

CALCULO DE CONDICIONES DE POZO

DISEÑO DE POZOS (ACUIFERO LIBRE ) DATOS: Q P

= 57l (lt / seg )

Φ = 0.4( m) Qm = 0.45*252.098

r o

= 0 .2 ( m)

r 1

= 22.5( m)

r 2

= 47.5(m)

Qm = 113.444 (l/seg) UNIDADES Q

= 57

l

*

1m3

seg 1000l

* 86400

 3 = 4924.8 m   dia 

Cálculo del coeficiente de permeabilidad

 r 1   22.5  * 4924.8    *Q m3 dia  ln       r  o   0.2     68 . 528 k = k ⇒ = =   1 2 2 2 2 π * ( h − h ) π * (10.32 − 8.94 ) 1 o  m2    ln  

 r 1   47.5  * 4924.8     *Q m3 dia  ln       r o    k = ⇒ k 2 =  0.2  = 68.525   2 2 2 2 π * ( h − h ) π (10.32 − 8.94 ) 1 0  m2    ln 

k =

68.528 + 68.525 2

 m3 dia      ⇒ k = 68.527    m2   

Analizándo el Abatimiento: S 0 = 6.12m. ⇒ en% ⇒

6.12 15.06


*100 = 40.637[ %]

54


Para un abatimiento máximo diario: 40.637%

→ 57 l seg

→

67.00%

Q max l seg ⇒ Q max

  l   = 93.978  seg 

abatimiento máximo

= Qb = 93 .978

Q max

86400 l * seg 1000

⇒ Qb = 8119.699 [m3 dia ]

Por lo tanto la Distancia entre POZOS:

 r 3  π k ( h12 − h02 ) π * k π k 2 2 ( ) ( h12 − h02 ) + ln r 0 r r h h r ln   = ⇒ ln − ln = − ⇒ ln = 3 0 1 0 3  Q Q Q  r 0  ln r 3

=

π

* 68.527

8119.699

− (15.062 −14.322 ) + ln 47.5 ⇒ ln r 3 = 4.437 ⇔ r 3 = 84.521(m)

Pero como el proyecto necesita un 455 del caudal de diseño de todo el sistema , este caudal es igual a 108.60 (l/seg) y según el reglamento técnico de diseño: Qb

=

24 N

* Qmd ⇒

24 8

* 1.2 * 108 .609

 l  = 408 .398    seg 

Pero un POZO solo aporta un caudal de Qb = 93..978 lt/seg por lo tanto: 1 pozo

 lt  →93 .978    seg 

xpozos

 lt  → 408 .398    seg 

x

= 4.345[ pozos] ≅ 4[ pozos]

La distancia entre pozos será: d = 84.521 * 2 ⇒ d = 169.042(m)


55


II.2.2

CALCULO DE POTENCIA Y ELECION DE EQUIPO

II.2.3

UBICACIÓN DE LOS POZOS A PERFORAR

Ver detalles constructivos de los pozos en el inciso IV , ANEXOS. II.3 2.3.1

DISEÑO DE GALERIA FILTRANTE LECHO FILTRANTE n=17 INDICE DE CRECIMIENTO POBLACIONAL

i = 1+

n 180

= 1+

17 180

= 0.01094(%)

PERIODO DE DISEÑO D

t =20 años

n  17  = 180 * 1 + = 180 * 1 + = 190.928(lt / hab)dia   280   280 

CRECIMIENTO DE DOTACION 

d = 1 +



n 

17   1 = + = 0.010607(%) 280   280

POBLACION INICIAL Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

Pi=80000 (hab.) 56


DISEÑO DE LECHO FILTRANTE Datos: Población de Diseño

= 92378 (hab.)

Tiempo

=20 (años)

Dotación de Diseño

=235.785 (lt/seg)/dia

Caudal del Lecho Filtrante

=20 (%)

Tasa de Infiltración para el Lecho Filtrante

=10 (m 3 /dia)/m2

CALCULO DEL CAUDAL MEDIO DEL SISTEMA

Qm

=

P * D 86400

=

92378 * 235.785 86400

= 252.098((lt / seg )

CALCULO DEL CAUDAL DEL LECHO FILTRANTE Qu

= 252.098 * 0.20(%) = 50.42(lt / seg )

-SEGÚN REGLAMENTO TECNICO PARA DISEÑO 1.-

Los parámetros básicos para el diseño de obras de toma de agua superficial

1.1.-

Caudal de Diseño

CAUDAL MAX. DIARIO - Tratándose de un Sistema por Gravedad con Tanque de Almacenamiento K 1=1.2 Qmd

= K 1 * Qm = 1.2 * 50.42 = 60.50(lt / seg )

CAUDAL MAX. HORARIO - Tratándose de un Sistema por Gravedad sin Tanque de Almacenamiento K 2=1.6 (según reglamento) Qmh

1.2.-

= K 1 * K 2 * Qm = 1.2 *1.6 * 50.42 = 96.81(lt / seg )

CALCULO DEL AREA DEL LECHO FILTRANTE A

=

QC q

Donde: Qc=Caudal de Captación (m 3 /día) q =Tasa de Infiltración (m 3 /día)/m2 SEGÚN REGLAMENTO -

Nuestro caudal de Captación será igual al Caudal de Diseño


57


CAUDAL MAX-DIARIO Qmd : Qdis

= 60.50

1m3 60 seg 60 min 24hr = 5227.20( m3 / dia) * * * seg 1000lt 1 min 1hr 1dia lt

*

CAUDAL MAX-HORARIO Qmh : Qdis

= 96.81

1m3 60 seg 60 min 24 hr * * * = 8364.384( m3 / dia) 1hr 1dia seg 1000lt 1 min lt

*

CALCULO DEL AREA DEL LECHO FILTRANTE * EL AREA PARA EL Qmd: A

=

Qdis q

=

5227.20 10

= 522.72(m2 )

* EL AREA PARA EL Qmh: A =

1.3.-

Qdis q

=

8364.384

= 836.438( m2 )

10

CALCULO DE LOS LADOS DEL AREA

ósea: L = 2 * B

A = B * L

Luego: 2en 1

A

= B * (2 * B) ; A = 2 − B2 ; B =

Para Qmd;

B

=

522 .72

Para Qmh;

B

=

836.438

2. -

2

A 2

= 16.166(m) ; L = 2 * 16.166 = 32.33(m) = 20.45(m) ; L = 2 * 20.45 = 40.90(m)

2

CALCULO DEL COLLECTOR PRINCIPAL CAUDAL MAX.DIARIO Qmd: Qdis=60.50 (lt/seg) =0.0605 (m 3 /día) V c=0.2 a0.3 (m/seg) V c=0.25 (m/seg) Q

= V * A = V *

DC

=

4*Q π

* V C

π

4

=

* DC 4 * 0.060 π


* 0.25

= 0.522(m) ; DC ≅ 0.550 (m)

58


VERIFICANDO VELOCIDADES V =

4*Q 2

4 * 0.060

=

2

π * Dc

π * 0.55

⇒ V = 0.252(m / seg )

CAUDAL MAX.HORARIO Qmh: Qdis=96.81 (lt/seg) =0.096 (m 3 /día) V c=0.2 a0.3 (m/seg) V c=0.25 (m/seg)

DC

4*Q

=

π

* V C

4 * 0.096

=

π

* 0.25

= 0.699(m) ; DC ≅ 0.650( m)

VERIFICANDO VELOCIDADES V =

4 *Q 2

π * d c

=

4 * 0.096 2

π * 0.650

⇒ V = 0.289(m / seg )

3.- DISTANCIA ENTRE RAMALES l =

L

16

Donde: L=Un lado de nuestro Lecho Filtrante l=Distancia entre ramales -Según Norma Boliviana

0.8

≤ l ≤ 1.2 (recommendable)

Caudal Máx. Diario: Qmd L=32.33(m) l =

32.33 16

= 2.021(m) ; l ≅ 2(m)

Caudal Máx. Diario:Qmh L=40.90(m) l =

4.-

40.90 16

= 2.560(m) ; l ≅ 2(m)

CANTIDAD DE RAMALES N r

=

L l


59


5.-

Qmd: N r =

32.33

Qmh: N r =

40.90

2

= 16.16(m) ; N r ≅ 16(m)

2

= 20.45(m) ; N r ≅ 20(m)

CAUDAL UNITARIO EN CADA RAMAL 4.- CANTIDAD DE RAMALES Qr =

Qdis

Qmd:

Qdis

N r

Qmh:;

6.-

Qdis

= 60.50(lt / seg ) = Qr =

60.50

= 96.81(lt / seg ) = Qr =

16 96.81 20

= 3.78(lt / seg )

= 4.84(lt / seg )

DIAMETRO DEL RAMAL 1

Dr

 2 =  4 * Qr  π * V r 

Tomemos:

Según Norma: Vr=0.1 – 0.2 (m/seg)

Vr = 0.15 (m/seg)

Qmd: 1

Dr

4 * 0 .004 2 =  = 0.184(m) ≅ 0.180 ⇒ Dr = 180( mm)  π * 0.15 

Dr

4 * 0.005  2 =  = 0.206 ( m) ≅ 0.200 ⇒ Dr = 200 ( mm)  π * 0.15 

Qmh: 1

Verificando la Velocidad: 4 * 0.004

Qmd:

V =

Qmh:

V =

7.-

ORIFICIOS DE CADA DREN

π

* 0.1802

4 * 0.005 π

* 0.2002

= 0.157(lt / seg ) = 0.159(lt / seg )


60


N º

4 * Qr

=

π

* V * D02

Según reglamento: V c=0.1 a0.2 (m/seg) Do=6 – 12 (mm) Tomemos: V c=0.15 (m/seg); D o=9 (mm) Qmd: N º

=

4 * 0.00378 2 π * 0 .15 * 0 .009

⇒ N o = 396 .118 ⇒ N o = 396 (orificios )

N º

=

4 * 0.00484 2 π * 0 .15 * 0.009

⇒ N o = 507 .199 ⇒ N o = 508 (orificios )

Qmh:

8.-

DISTANCIA ENTRE ORIFICIOS

- Según Norma Boliviana: 0.15 ≤ d ≤ 0.3 d =

(m)

B N o

Qmd: B=16.16 (m)

d =

16.16 396

= 0.0408(m) ⇒ d = 0.04(m)

Qmh: B=20.45 (m)

d =

20.45 508

= 0.0402(m) ⇒ d = 0.04(m)


61


VERIFICANDO Qmd: V =

4 * 0.00378 2

π * 396 * 0.009

⇒ N o = 0.150(m / seg )

Qmh: N º

=

2.3.2

4 * 0.00484 2 π * 508 * 0 . 009

⇒ N o = 0.149 ⇒ N o = 0.15( m / seg )

GALERIAS FILTRANTES

Frecuentemente los ríos cuyo cauce se halla seco en verano, conservan una corriente subálvea de fuerte caudal. Su captación por pozos a construirse en el río sería incómoda y se recurre a galerías filtrantes transversales emplazándolas bajo el alveo. Se ejecutan abriendo trincheras, se asienta su fondo en la capa impermeable y se recubre de nuevo con el material aluvional filtrante. En sus costados llevan barbacanas para la penetración del agua. El piso tiene inclinación hacia una de las orillas donde se reúnen las aguas en un pozo de recolección. GALERIAS CAPTANTES

Cuando la napa de agua a causa de su profundidad no es abordable por trincheras, se construyen las galerías por perforación en túnel y se denominan captantes o drenantes.

II.4

DISEÑO DE TANQUES

ESTANQUES DE ALMACENAMIENTO

Los tanques de almacenamiento de agua pueden desempeñar funciones simples o combinadas. Su destino puede ser el de asegurar una reserva considerable de agua, el de


62


servir de compensadores de las fluctuaciones del gasto diario, o el de ser meros reguladores de la presión. En algunos casos cumplen con esas tres finalidades. Los mismos juegan un papel básico para el diseño del sistema de distribución de agua, tanto desde el punto de vista económico, así como por su importancia en el funcionamiento hidráulico del sistema, y en el mantenimiento de servicio eficiente. Un estanque de almacenamiento cumple tres propósitos fundamentales: 

Compensar las variaciones de los consumos que se producen durante el día.



Mantener las presiones de servicio en la red de distribución.



Mantener almacenada cierta cantidad de agua para atender situaciones de

emergencia tales como incendios e interrupciones por daños de tuberías de aducción o de estaciones de bombeo. Dependiendo de la topografía del sector, se hace indispensable separar la zona (alta, media, baja) para mantener las presiones en cada red, dentro de límites admisibles. Esta separación de redes puede hacerse mediante estanques o mediante válvulas reguladoras depresión, en el caso de los primeros y cuando se trata de situaciones de bombeo habrá necesidad de contemplar los requerimientos para una situación como esa donde la eficiencia del servicio está sujeta a periodos de bombeo y almacenamiento para suministrarla en horas de descanso de los equipos. Estas consideraciones nos llevan a determinar los aspectos más importantes para el diseño de los estanques de almacenamiento, como son: 1.- Capacidad 2.- Ubicación 3.- Tipos de Estanque


63


CAPACIDAD DEL ESTANQUE.- La capacidad del estanque es función de varios factores a

considerar:

a)

Compensación de las variaciones horarias

b)

Emergencias para incendios

c)

Provisión de reserva para cubrir daños e interrupciones en la aducción o en las bombas.

d)

Funcionamiento como parte del sistema

a) Compensación de las variaciones horarias.- El estanque, como parte primordial de ese complejo que constituyen los sistemas de abastecimiento de agua, debe permitir que las demandas máximas que se producen en los consumos sean satisfechas a cabalidad, al igual que cualquier variación en los consumos registrados para las 24 horas del día. Por tanto, la capacidad requerida para compensar esas variaciones en los consumos estará basada en la curva representativa de las demandas durante las 24 horas del día y en la condición de conducción de agua al estanque, de forma tal que se produzca un equilibrio entre los caudales de llegada y salida que garanticen un servicio continuo y eficiente. Considerando el caso más sencillo de un sistema totalmente por gravedad, se tiene la figura que representa la curva de variaciones horarias de un día típico y que nos permitió construir la figura representativa de los consumos acumulados. La pendiente de la recta OA representa el promedio de los consumos habidos en ese día o gasto medio de consumo (Qm ), y las tangentes trazadas a la curva paralelas a OA representarán las horas coincidentes con el consumo medio, advirtiéndose por tanto para el resto del día, horas de mayor o menor consumo respecto al gasto medio. Esta situación hace que el estanque recibas estas variaciones y las compense mediante un continuo ascenso y descenso del nivel de aguas, dando como resultado la determinación de una capacidad de almacenamiento necesaria para que tales fluctuaciones se satisfagan. Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

64


Si suponemos un sistema por gravedad, la recta OA representará el gasto promedio del día de consumo máximo diario, y las tangentes de la curva, paralelas a OA, determinarán los puntos de tangencia a cuyas horas de consumo la población es igual al gasto de llegada al estanque a través de la línea de aducción. Desde la hora 0 hasta la hora del primer punto de tangencia (B), el agua que llega al estanque en cantidad mayor que la consumida, permite que la diferencia se almacene (definiendo la primera ordenada BB’) o volumen de almacenamiento requerido para satisfacer la demanda hasta la hora definida por el punto B (cuando todo lo almacenado se ha consumido). A partir de B, la demanda continúa, ahora a una rata mayor que la rata de suministro, hasta el segundo punto de tangencia (C) y, por tanto, esa ordenada (CC’) constituirá otro volumen que debe haber sido almacenado para poder suplirlo y superar el déficit. Por tanto, la necesidad de esa capacidad necesaria bastará analizar la curva de consumos acumulados del día de máximo consumo.

b) Reserva para emergencias por incendios.- En redes de distribución se asignaron gastos de incendios de 10, 16 ó 32 lts/seg de acuerdo a la importancia y densidad de la zona a servir. Dicho gasto se supone puede ser requerido en cualquier instante y, por tanto, debe existir en el estanque de almacenamiento para atender contingencias de incendio durante un determinado lapso. Las normas generalmente asumen un tiempo de duración del incendio entre 2 y 4 horas, con lo cual se tiene una capacidad adicional requerida. Las normas del INOS


65


establecen para capacidad por incendio los valores señalados, estimando cuatro horas de duración, con lo cual se tienen una de las siguientes alternativas: a) 10*4*3600 = 144000 lts. b) 16*4*3600 = 230400 lts. c) 32*4*3600 = 460800 lts. Las normas para acueductos rurales establecen: “El volumen adicional para combatir incendios será el que resulte de considerar un incendio de duración de 2 horas para gastos en los hidrantes entre 5 y 10 lts/seg, dependiendo de las características de las edificaciones.” “Para poblaciones menores de 2000 habitantes no se considera necesario hacer provisiones para combatir incendios”

c) Provisión de reserva para cubrir interrupciones por daños en la aducción o en las bombas.- Ante la eventualidad de que en la línea de aducción puedan ocurrir daños que mantendrían una situación de déficit en el suministro de agua mientras se hacen las reparaciones pertinentes, es aconsejable un volumen adicional que dé oportunidad de restablecer la conducción de agua hasta el estanque. En tal caso puede estimarse un periodo de interrupción de 4 horas y el gasto medio de consumo para la determinación de esa capacidad.

d) Funcionamiento como parte integrante del sistema.- En algunas ocasiones los estanques de almacenamiento sirven de almacenamiento parcial y de taquilla de bombeo o de rebombeo a otras redes más altas, simultáneamente a su condición de servicio para una red baja. En esas condiciones deben darse consideraciones especiales para la determinación de la capacidad.


66


Se consideran las siguientes reservas para la capacidad del estanque:

•

Para compensación de consumo: 40% del gasto medio anual.

•

Para compensación de gastos de bombeo, si se bombea de un estanque de

almacenamiento o de la red correspondiente, abastecidos por una fuente continua a otra red o estanque: 25% del gasto diario medio anual bombeado. •

Para compensación de gastos de rebombeo, si se rebombea de un estanque o

de la red correspondiente, abastecidos por bombeo a otra red o estanque: 12.5% del gasto diario medio anual bombeado. •

Para incendios: 4 horas de duración a los gastos indicados.

•

Especiales: las dispuestas por las fuentes disponibles.

En términos generales se puede decir que resulta ventajoso proveer varios estanques ubicados en diferentes zonas de servicio, que un solo estanque con capacidad mayor para atender a todo el sector. Aún cuando el costo de construcción de varios estanques resultará casi invariablemente mayor que uno solo, ello se compensa con redes de menor diámetro y mayores facilidades de mantenimiento y limpieza. UBICACION DEL ESTANQUE

La ubicación del estanque está determinada principalmente por la necesidad y conveniencia de mantener presiones en la red dentro de los límites de servicio. Estas presiones en la red están limitadas por Normas, dentro de los márgenes que puedan garantizar para las condiciones más desfavorables una dinámica mínima y una máxima, no superior a un determinado valor que haría impráctica su utilización en las instalaciones domiciliarias. Razones económicas y prácticas han inducido a establecer rangos de presiones diferentes de acuerdo a las características y necesidades de las localidades. En tal sentido, se han fijado valores para sistemas urbanos, cuyo rango generalmente está entre 25 y 70 mca y para áreas rurales entre 10 y 40 mca.


67


Las normas INOS establecen: “Las presiones mínimas en el sistema de distribución durante las demandas máximas horarias y sin gasto de incendio, deben ser las siguientes: - En barrios con ranchos o casas pobres que se surtirán de fuentes públicas ..... 5 mca. - En barrios de casas pobres de segunda categoría, es decir, aquellas casas de gente pobre, que se estima no usarán más de una pluma de agua ….......................….15 mca. - En áreas residenciales con edificios de primera categoría de 3 o menos pisos .25mca. - En áreas residenciales con edificios de 4 a 6 pisos ……................................... 35 mca. - En áreas comerciales e industriales, cuando están situadas en una zona especialmente separada de la zona residencial y destinada exclusivamente a esos fines: 

Para ciudades de hasta 15000 habitantes ...................….......................... 25

mca. 

Para ciudades de 15000 a 50000 habitantes .................…........................ 35

mca. 

Para ciudades de más de 50000 habitantes .......................…................... 50

mca. La máxima presión estática admisible en sistemas de distribución es de 70 mca. En cualquier caso, la tubería utilizada en el sistema de distribución será de tal clase que resista sin peligro de falla la presión máxima a la cual estará sujeta. Siendo las presiones de servicio requeridas una determinante de la ubicación, ésta necesariamente está influenciada por la Topografía y por las zonas de mayor consumo. De allí, que si consideramos una situación ideal de una zona totalmente plana y con gastos de consumo homogéneos, la ubicación ideal del tanque sería en el centro de la localidad, con lo cual logramos una distribución con menores pérdidas de carga: zonas de mayor consumo provocarán desplazamiento del centro de gravedad, y por tanto, la mejor y conveniente ubicación del estanque por razones de distribución. Indudablemente que la existencia de colinas y zonas altas en el área a urbanizar será un aspecto de Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

68


consideración para lograr la mejor ubicación del estanque que satisfaga los rangos de presión pre – establecidos. Por tratarse de una condición de análisis particular, las normas admiten que estos rangos de presiones máximas y mínimas sean satisfechos para el nivel medio del estanque. TIPOS DE ESTANQUES

Los estanques de almacenamiento pueden ser construidos directamente sobre la superficie del suelo, o sobre torre cuando por razones de servicio se requiera elevarlos. En el primer caso, los estanques son generalmente de concreto armado, de forma rectangular y dividida en varias celdas para facilitar su limpieza; o de forma cilíndrica. ESTANQUES ELEVADOS

Los estanques elevados se construyen metálicos o de concreto y sus diseños en muchos casos atienden a razones ornamentales, pudiendo construir junto con otros elementos del acueducto un atractivo sitio recreacional. Cuando se trate de estanques elevados, razones de economía y de ornamentación se consideran para seleccionar forma, dimensiones y material de construcción más convenientes. En el diseño de estanques elevados debemos considerar dos aspectos: el depósito y la torre de soporte. CUERPO DEL ESTANQUE

Formas: no es una determinante importante del diseño, sin embargo, razones ornamentales y en ocasiones económicas pueden incidir para realizar estudios analíticos tendientes a lograr formas que determinen el mejor aprovechamiento de los materiales y la máxima economía.


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a)

Esférica: Presenta la mayor cantidad de área de paredes para un volumen

determinado y tiene la ventaja de que toda ella está sometida a esfuerzos de compresión y tensión simples, lo cual se refleja en menores espesores. Su mayor desventaja estriba en aspectos de construcción, lo cual para estanques de concreto armado obliga a encofrados de costos elevados. b)

Cilíndrica: En el estanque de forma cilíndrica. Las paredes, sometidas a

esfuerzos de tensión simple, representan ventajas estructurales, pero también con la desventaja de encofrado para el caso de estanque de concreto armado. Las losas de fondo y tapa, las cuales pueden ser planas o en forma de cúpula, se articulan a las paredes. c)

Paralelepípedo: Debido a sus formas rectas producen momentos que obligan a

espesores mayores y refuerzos mayores. Sin embargo, reduce grandemente los costos por encofrados. Otras formas de paralelepípedos que reducen los momentos por empuje de agua son aquellas que tienen la forma cilíndrica, como los hexágonos, octógonos, etc. DIMENSIONES.- Dependiendo de la capacidad requerida, el estanque puede dividirse en

compartimentos o celdas, aunque generalmente los estanques elevados se construyen de una sola celda y sus dimensionado persigue la mayor economía. Determinada la capacidad, se selecciona la altura del cuerpo del estanque, tomando en cuenta la mejor relación h/L o h/D, considerando que alturas exageradas exigirán mayores espesores por razones de empuje de agua y posiblemente costos también mayores.


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MATERIALES DE CONSTRUCCION

Los estanques elevados pueden construirse de concreto armado o metálicos, y dependerá de las condiciones locales, mantenimiento, agresividad por corrosión, etc., la conveniencia para seleccionar uno u otro tipo. ESTANQUES DE CONCRETO.- Por razones de corrosividad, sobre todo en zonas cercanas a

la costa, puede resultar aconsejable la utilización de estructuras de concreto, cuya resistencia y comportamiento ante tales agresividades, les hace a largo plazo más económico por requerirse un mantenimiento menos oneroso. Para el cálculo estructural del estanque mismo, se han desarrollado diversos métodos, lo cual debe ser objeto de estudios separados. El método de la Pórtland Cement Association, que determina momentos y fuerzas cortantes como resultado de experiencias sobre modelos de estanques basados en la teoría de Plates and Shells de Timoshenko. Para ello, se consideran las paredes empotradas entre sí, quedando a criterio del proyectista la selección de una de las tres condiciones de borde que se fije: a) Tapa articulada – fondo articulado b) Tapa libe – fondo articulado c) Tapa libre – fondo empotrado Las paredes deben calcularse como marco rígido en un sentido (eje x) y como voladizo en el otro (eje y) CARGAS ACTUANTES PAREDES.- Empuje del agua. Se considera empuje de agua para el caso de estanques

superficiales con el estanque totalmente lleno. En caso de estanques enterrados, se considerarán los dos casos, estanque lleno y estanque vacío, con empuje de agua y tierra (ésta condición no es válida para estanques superficiales).


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LOSA DE FONDO.-

1.- Empuje del agua: se considera el estanque completamente lleno. 2.- Momentos en los extremos: producidos por el empotramiento entre la pared y la losa de fondo. 3.- Peso propio de la losa. 4.- Peso propio de la pared y reacción de la losa de tapa. TAPA.- Peso propio y carga viva estimada. ESTANQUES METALICOS

La ductilidad del material permite el aprovechamiento de la forma circular, con lo cual se logra la mejor absorción de esfuerzos por el material. Conocida la capacidad y dimensionado del estanque, diámetro y altura, se procede a la determinación de espesores del cuerpo cilíndrico, fondo circular y tapa. ESTANQUES SUPERFICIALES ESTANQUES DE BASE CUADRADA O RECTANGULA

Para capacidades medianas y pequeñas generalmente resulta preferible, por económica, la construcción de estanques de forma de paralelepípedo. En cambio, si se trata de grandes capacidades, los elevados esfuerzos de tensión hacen que se logren soluciones más prácticas y económicas a base de estanques de forma cilíndrica. Los estanques de concreto armado se construyen preferiblemente de dos o más celdas, pudiendo ser una sola celda cuando se trate de capacidades pequeñas. Puede hacerse el prediseño, seleccionando una relación h/L = 0.50 a 0.75, siendo h la altura y L el lado del cuadrado. En caso de diseñarse más de una celda, la capacidad total del estanque será dividida en celdas de capacidades iguales.


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ACCESORIOS COMPLEMENTARIOS: CONEXIONES, LLAVES, ETC.

1. Tubería de llegada.- El diámetro está definido por la línea de aducción y deberá estar provisto de llave de igual diámetro antes de la entrada al estanque y proveerse de By-pass para atender situaciones de emergencia. Cuando se trate de estanque de dos celdas, la bifurcación se hará manteniendo el diámetro para ambas derivaciones y proveyendo llaves a cada una.

2. Tubería de Salida.- El diámetro de la tubería de salida será el correspondiente al diámetro de la matriz de distribución, debiendo estar provisto de llave. Similarmente, cuando existen dos celdas, el diámetro de cada una de ellas será el correspondiente a la matriz de distribución y se proveerá de llaves antes de la unión hacia una sola línea de distribución. La ubicación de la salida respecto a la entrada debe reducir al mínimo las posibilidades de cortocircuito.

3. Tubería de Limpieza.- La tubería de limpieza deberá ser de un diámetro tal que se facilite el vaciado del estanque en un periodo no mayor de dos horas. La limpieza estará provista de llave y el fondo del tanque con una pendiente no menor del 1% hacia la salida. No es aconsejable que las tuberías de limpieza descarguen directamente en colectores cloacales, por lo cual deben tomarse las previsiones para evitar cualquier riesgo de contaminación posible.

4. Tubería de Rebose.- La tubería de rebose se conectará con descarga libre a la tubería de limpieza y no se proveerá de llave, permitiendo la descarga en cualquier momento. El diámetro de la tubería de rebose estará determinado por la altura de la cámara de aire en el estanque, o permitiendo un gasto igual al gasto de llegada al estanque y evitando presión sobre la tapa. En todo caso, es aconsejable que el diámetro de la tubería de rebose no sea menor que el de llegada.

5. Ventilación.- Los estanques deben proveerse de un sistema de ventilación, con protección adecuada para impedir la penetración de insectos y otros animales. Para ello Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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es aconsejable la utilización de tubos en “U” invertida, protegidos a la entrada con rejillas o telas metálicas y separadas del techo del estanque a no menos de 30 cm.

6. Medidor principal.- Es aconsejable colocar un medidor registrador a la salida del estanque, que permita determinar los volúmenes de agua entregados en forma diaria, así como las variaciones del gasto. Ello permitirá durante la fase de operación determinar fallas del servicio, desperdicios y otros usos no controlados, pudiendo tomarse medidas correctivas para el mejor funcionamiento del sistema.

7. Otros accesorios.- Debe proveerse al estanque de control de niveles flotantes, bocas de visita y escaleras de acceso interior y exterior. A continuación se indican algunos detalles de importancia que deben ser considerados en el diseño de los estanques de almacenamiento: 1.

Ubicación del estanque. Plano de situación y plano acotado de la zona servida.

2.

Cota de fondo y cota de rebose.

3.

Forma. Dimensiones. Espesor de paredes. Detalles de refuerzo.

4.

Capacidad.

5.

División del estanque en do celdas que permitan la limpieza independiente de cada una.

6.

Fuente de agua utilizada para el lavado. Cantidad.

7.

Conexiones y tuberías de lavado. Ubicación y materiales de que serán fabricadas. Llaves, tipo y número de llaves.

8.

Drenaje del agua proveniente del lavado de los filtros. Sitio de disposición de dichas aguas. Diagrama de conexiones e instalación.

9.

Colocación y diagrama de las tuberías de rebose. Diámetros y materiales. Disposición de las aguas de rebose. Conexiones.

10.

Tipo de ventilación escogido. Diámetros. Situación de los tubos de ventilación. Conexiones.

11.

Protección con tela metálica de los orificios de ventilación y de las tuberías de rebose.


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12.

Método de protección contra los rayos solares. (temperatura del agua y control de algas).

13.

Material y forma de la cubierta. Pendiente de la cubierta.

14.

Detalle de la boca o bocas de visita del estanque (celdas). Tapas. Detalles.

15.

Detalles de las escaleras de acceso exteriores e interiores (individuales para cada celda).

16.

Detalles para la barandilla de protección del operador.

17.

Detalles de la tanquilla de llaves que incluirá las llaves de distribución, las llaves de lavado y conexiones.

18.

Detalles de las conexiones de las tuberías del estanque con la tubería de distribución y con las tuberías de lavado.

19.

Los estanques estarán convenientemente protegidos con cercas con el fin de evitar el acceso al público.

20.

Indicador del nivel de agua (exterior).

21.

Deberá contemplarse la construcción de una vía de acceso para vehículos y peatones con fines de transporte de materiales, piezas, etc., y reparaciones.

22.

Deberá reservarse una zona verde cercada alrededor del estanque.

DEPOSITOS DE RESERVA

Cuando se transportan aguas desde largas distancias conviene establecer a la entrada de la ciudad, grandes depósitos de reserva, cuyo contenido permita atender el consumo de la población mientras se reparen los desperfectos, siempre posibles, sobre un largo recorrido. Esta clase de depósitos se instalan sobre colinas o elevaciones del terreno, dándoles un tirante de agua que varía de 5 a 10 m. Pueden ser soterrados o ser semi soterrados, en cuyo caso se forman los terraplenes de contorno con las tierras de la excavación. Estos depósitos pueden ser descubiertos si almacenan aguas de fuentes superficiales, y deben ser techados si guardan aguas de fuentes subterráneas o aguas filtradas.


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DEPOSITOS COMPENSADORES

Se instalan en terrenos llanos, cuando se elevan las aguas de un río cercano, y no dispone de colinas naturales para su asiento. El depósito debe construirse en elevación y el costo es prohibitivo para grandes volúmenes. Por ello se limita su contenido, dándoles capacidad para subvenir a laws fluctuaciones del consumo del día, asignándoles el rol de compensadores. Acumulan durante las horas de baja demanda, y entregan en las horas de gasto máximo. Partiendo de los diagramas de consumo horario de distintas ciudades, se ha encontrado que el exceso del gasto equivale en valor, de 2,5 a 4,5 horas del agua media anual, entonces aquellas cifras se volverán para ese día aproximadamente 4 a 6 horas del gasto medio diario, o habitantes cuyo consumo medio diario por año fuera de 30 mil m3 , se requeriría reserva de 5,000 a 7,500 m3 de agua. Si no se desea hacer reservas tan grandes por razones económicas, puede hacerse disminuir su valor, dando mayor potencia a las bombas impulsoras, y en ese caso los depósitos sólo tendrán el rol de reguladores o equilibradores de la presión.

Agua para incendio.- A la capacidad antes calculada debe agregarse el volumen necesario para extinción de incendios. El caudal anual es poco importante, en cambio para ser eficaz, necesita concentrar fuertes volúmenes durante breves horas. El número de mangueras en trabajo simultáneo, o sea el caudal por minuto a prever, depende de la importancia de la ciudad. La National Board of Fire Underwriters exige la disponibilidad durante 10 horas de un caudal por minuto, cuyo valor en litros es: Q = 3860

p

(1 - 0.01

p

)

En esta fórmula p es el número en miles de habitantes, debiendo aplicarse para ciudades hasta 200 mil de población. Para valores superiores recomienda 45 mil litros Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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por minuto, más un adicional de 7 mil a 30 mil litros por minuto, según la importancia de la urbe. Para una ciudad de 100 mil habitantes, la fórmula daría

Q = 34.740

litros por minuto, o sea, unas 36 bocas de incendio de posible uso simultáneo. Con otras aplicaciones numéricas, se deduce que la provisión de incendio para una pequeña ciudad de 5 mil habitantes, exige una reserva equivalente al consumo de agua de unos tres días, pero para una ciudad de 200 mil sólo un equivalente a medio día de consumo, y para una ciudad de 1 millón sólo un sexto del gasto diario. TIPOS DIVERSOS DE DEPOSITOS COMPENSADORES

Se ubican en lo posible en los puntos de nivel más elevados del terreno. Son simples construcciones en mampostería ordinaria o en hormigón, para tirantes de agua hasta 5 m., recurriéndose a los tanques metálicos y en hormigón armado para mayores alturas. Otro medio para ganar niveles más elevados con mampostería común, consiste en superponer dos o más pisos. Para tirantes superiores a los 5 m., se recurre a los tanques que se ejecutan en acero u hormigón armado. Las presiones en la parte inferior de las paredes laterales crecen con su altura, e imponen para ésta un límite práctico. Se considera que no es económico pasar de 20 m. para el acero. Los tanques en hormigón armado, son de conservación menos costosa. Con tirantes de agua superiores a 15 m. no son estancos, y requieren una membrana metálica interior. Las primeras unidades que se construyeron presentaban pronto muchas fisuras, porque los aceros se calculaban a un esfuerzo de 840 kg/cm2. Su deformación en esas condiciones superaba la elongación admisible para el hormigón y éste daba aberturas. Para subsanarlo, se han usado en estos últimos diez años, hormigones muy ricos de 1 a 1 a 2, limitando los esfuerzos en los aceros a 400 kg/cm2 y en el hormigón a 30 kg/cm2.


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Para pequeñas capacidades, cuando sólo se asigna al tanque un rol regulador de la presión, puede usarse un simple caño vertical. El volumen en la parte baja de los tanques comunes no crea presión útil. Contribuye en cambio a formar las presiones excesivas en la base cuando el tirante de agua es fuerte, y debe ser eliminado. En los tanques elevados se cumple ese objetivo. Se construyen sobre torres o columnatas y se ejecutan en madera, acero y hormigón armado. La madera es usada para pequeñas capacidades. Los tipos en acero se hacen cilíndricos.

ESTACIONES DE BOMBEO Y CARCAMOS DE BOMBEO Las aguas recogidas en las fuentes naturales deben ser trasladadas a los centros de consumo para la distribución. Cuando provienen de manantiales u otros sitios de alto nivel, puede usarse con gran ventaja la gravedad como medio propulsor. En cambio la toma en ríos, lagos o napas subterráneas obliga a la provisión de energías y maquinarias de circunstancia. Su misión puede consistir en la elevación del agua hasta flor tierra o en su impulsión por conductos forzados. Los diversos tipos creados por la industria responden con preferencia a una u otra de esas dos funciones, y pueden designarse con el nombre genérico de bombas. Su clasificación presenta algunas dificultades por la gran variedad de modelos que se fabrican. Las agrupaciones, en razón del estado físico del elemento que acciona directamente sobre el líquido. El impulso puede ser dado por una masa gaseosa , por un

líquido o por un cuerpo sólido. Formaremos la primera categoría con las bombas en que la acción dinámica proviene de una masa, gas o aire. Cuando la impulsión proviene del arrastre producido por un chorro de vapor que sale de una tobera se tienen los llamados eyectores e inyectores. Cuando es provocada por la acción expansiva del vapor se llaman pulsómetros. Se puede Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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hacer actuar el aire comprimido por emulsión, formando con su mezcla un líquido de menor densidad en un sistema de vasos comunicantes. Se tienen entonces los emulsores. En la segunda categoría la acción dinámica es impartida por otro líquido, que por lo común es el agua. Se obtiene el hidroeyector o trompa que opera por mezcla, sustituyendo en los eyectores el chorro de vapor por una de agua de alta presión que aspirando arrastra al de baja presión a la altura deseada. En el ariete, en cambio la masa líquida obra por choque, siendo éste el aparato clásico de este grupo. En la tercera categoría hay una gran miscelánea. El movimiento del agua puede ser originado por la marcha alternativa de un émbolo como en la bomba de simple efecto. El impulso puede ser dado por el movimiento oscilatorio de una membrana flexible, como en la bomba a diafragma. El agua puede ser arrastrada por el movimiento de rotación de dos ruedas, como sucede en la bomba rotativa. Cuando la masa de agua contenida entre las paletas de un rodete es acelerada por el efecto centrífugo de la rotación se tiene la bomba centrífuga. Cuando el movimiento de rotación es transmitido a una hélice, produce por el impacto de sus paletas una corriente axial en las bombas a hélices. En último término pueden citarse los sistemas en que los cuerpos sólidos forman recipiente cuyo movimiento de

traslación es simultáneo con el líquido como sucede en la bomba a rosario.


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II.4.1

DETERMINACION DE VOLUMEN DE LOS TANQUES

II.4.2

DIMENCIONAMIENTO DE LOS TANQUES

II.4.3

CALCULO DE TIEMPO DE VACIADO

Los Tres Incisos Arriba Mencionados; 2.4.1;2.4.2 y 2.4.3 están calculados a continuación: REGULACION DEL TANQUE I APORTES : LECHO FLITRANTE

VOLUMEN DE REGULACION DEL T1 Hr 0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24

Consumo Periodo (lt/seg)

684.007 901.930 1.649.542 3.458.614 3.512.830 2.626.546 2.342.930 1.625.558 1.346.119 1.110.470 891.504 703.822


Volumen Periodo(m3)

136.801 180.386 329.908 691.723 702,566 525,309 468,586 325,112 269,224 222,094 178,301 140,764

Volumen Acumulado(m3)

1042,692 1042,692 1042,692 1042,692

Volumen Regulacion T-1 0 647,095 -136,801 510,294 -317,187 329,908 -647,095 0 -296,126 350,969 44 691,095 561,383 1208,478 1135,489 -1782,584 810,377 1457,472 319,059 1188,248 140,758 966,154 -0,006 787,853 647,089

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APORTE DEL LECHO FILTRANTE FILTRANTE lt

V A = 48.2728 seg * V A = ⇒

1042692 .480 1000

86400 *2 8

⇒

= 1042692.480

V A = 1042.692 (m 3 )

V r =1782.584 (m 3 ) ( De la tabla )

CALCULO DE VOLUMEN CONTRA FALLAS V f = 3475.642 (m 3 )

CALCULO DE VOLUMEN CONTRA INCENDIOS V i = 144 (m 3 ) VOLUMEN TOTAL V T = V r + V f + V i V T = 1782.584 + 3475.642 + 144 V T = 5402.226 (m 3 ) REGULACION DEL TENQUE TENQUE II APORTES : POZOS Y EMBALSE EMBALSE V m

V m

= Q * 86400 = 241.364m * 86400 = 20853.8496(m3 ) m

hrs

C O NS , %

VOL UM E N (m3)

L E C T UR A S

P R OM E D IO

OL. P R OM E D I

0,8 VOL .

A P OR T E E M B .

0 2

3 3,56

625,615 742,397

86, 891 103,111

95,001

684, 007

547, 206

608, 237

4

5,09

1061,461

147,425

125,268

901,93

721, 544

608, 237

6 8 10

10, 73 22, 44 11, 25

2237,618 4679,604 2346,058

310,78 649,945 325,841

542 480,363 487,893

1649,542 3458,614 3512,83

1319,634 2766,891 2810,264

608, 237 608, 237 608, 237

12

13, 94

2907,027

403,754

364,798

2626,546

2101,237

608, 237

14 16 18

8,53 7,06 5,85

1778,833 1472,282 1219, 95

247,06 204,484 169,438

325,407 225,772 186,961

2342,93 1625,558 1346,119

1874,344 1300,446 1076,895

608, 237 608, 237 608, 237

20

4, 8

1000,985

139,026

154,232

1110,47

888, 376

608, 237

22 3,75 782,019 Realizado por: 24 Univ. Silvia E.3Rossel Quintana 625,615

108,614 86, 891

123,82 97,753

891, 504 703, 822 20853,872

713, 203 563, 088

608, 237 82 608, 237

Univ. Juan Carlos Zurita Mercado


APORTE DEL EMBALSE V A = 84.4774 V A =

86400 *2 seg 24 lt

*

608237.280 1000

= 608237.280

⇒ V A = 608.237 (m ) 3

APORTE DEL EMBALSE V A = 108.6138 V A = ⇒

86400 *2 8 seg lt

*

2346058.080 1000

= 2346058.080

⇒ V A = 2346.058 (m ) 3

V r = 2264.444 (m 3 )

De la tabla

CALCULO DEL VOLUMEN CONTRA FALLAS V f = Q MS * 4 Hrs = 241.364 * 4 hrs.

⇒

60 min 1hrs

*

60 seg 1 min

*

1 1000

V f = 3475.642 (m 3 )

CALCULO DEL VOLUMEN CONTRA INCENDIO V i = 10*4 hrs *

60 min 1hrs

*

60 seg 1 min

*

1 1000

V i = 144 (m 3 ) VOLUMEN TOTAL V T = V f + V i + V r


⇒

V T = 2264.444+3475.642+144 2264.444+3475.642+144

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V T = 5884.086 (m 3 ) TANQUE 1 V T = 5402.226 (m 3 ) ASUMIENDO UN RADIO DE: DE: A = H =

π

r

2

R = 10 (m) ⇒ A = 314.159 (m 2 )

5402.226 314 .159

⇒

h = 17.196 17.196 (m) h = 18 18 (m)

H = (Altura eficiente) eficiente) h

1

= 2 (m) (Para tuberías y otros )

h=h+h

1

DISEÑO DE TANQUES TANQUE 2 V T = 5884.086 (m 3 )

POR TANTO ASUMIENDO UN UN RADIO DE:


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A =

π

r 2

A = 314.159 (m 2 ) 3

h=

5884.086 ( m ) 2

314.159 ( m )

h = 18.730 (m) h = 19 (m) h = (Altura eficiente) h = 2 (m) (Para tuberías y otros) 1

H = h + h

1

⇒ H = 21 (m)

CALCULO DEL TIEMPO DE VACIADO: TANQUE 1 TUBERIA DE REBOSE Q = C d * A * A =

2 * g * h

Q C d

2 * g * h

DONDE: Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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Q = Caudal maximo diario de bombeo (m 3 / seg ) A = Area del orificio de desague (m 2 ) C d

Coeficiente de contracción igual a 0.6

h = Carga hidraulica sobre la tubería de desague (m) g = Acelelracion de la gravedad (m/seg 2 ) Q md = 1.2 Q m

= 1.2 * 48.2728

Q md = 57927 lt/seg Q md = 0.058 (m 3 / seg ) h = 18 (m) A =

0.058 0.6 2 * 9.81 * 10

A = 0.005 (m 2 ) A = D =

π

4

D 2

0.006

D = 0.077 (m) D = 77 (mm) ⇒ D = 75 (mm) TUBERIA DE LIMPIEZA T=

2*5* C d * A0 *

h

2 g

DONDE: T = Tiempo de vaciado (seg) S = Area del tanque (m 2 ) A = Area del orificio de desague (m 2 ) 0

C d = Coeficiente de contracción = 0.6 Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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h = Carga hidráulica sobre la tubería de rebose (m) g = Aceleración de la gravedad (m/seg 2 ) A

0

T=

=

π

4

0.075 2

A

0

= 0.004 (m 2 )

2 * 314 .159 * 10 0 .6 * 0 .004 *

2 * 9 .81

T = 250758.123 (seg) T = 69.655 (hrs)

III.

DISEÑO DE LA RED DE DISTRIBUCION

REDES DE DISTRIBUCIÓN

Una vez hecho el estudio de campo, y definidas tentativamente las estructuras que han de constituir el sistema de abastecimiento de agua, se procederá al diseño de las diferentes partes: obras de captación, línea de aducción, estanque, red de distribución, planta de tratamiento, estructuras complementarias, etc. Para el diseño de la red es imprescindible haber definido la fuente de abastecimiento y la ubicación tentativa del estanque de almacenamiento. Cumplidos estos requisitos se procederá al diseño de la red de distribución; lo contrario significaría un proyecto de escritorio sin mayor valor, ya que todo proyecto de la red debe ser realista y no artificial. La importancia en esta determinación radica en poder asegurar a la población el suministro suficiente y continuo de agua en cantidad y presión adecuada durante todo el periodo de diseño. Las cantidades de agua estarán definidas por los consumos, estimados en base a las Dotaciones de Agua. Sin embargo, el análisis de la red debe contemplar las condiciones más desfavorables, lo cual hace pensar en la aplicación de los factores K 2 y K 3 para las condiciones de consumo máximo horario y la estimación de la demanda de incendio,


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dependiendo de la ciudad o de la zonificación de la zona en estudio. Para ello, las normas han establecido los criterios a considerar. Las presiones en la red deben satisfacer ciertas condiciones mínimas y máximas para las diferentes situaciones de análisis que pueden ocurrir. En tal sentido, la red debe mantener presiones de servicio mínimas, que sean capaces de llevar agua al interior de la vivienda. También en la red deben existir limitaciones de presiones máximas, tales que no provoquen daños en las conexiones y que permitan el servicio sin mayores inconvenientes de uso. Esto obliga en muchos casos (ciudades con topografía muy irregular) a separar redes mediante estanques, válvulas reductoras de presión o tanquillas rompecargas, a fin de poder mantener estas presiones dentro de los límites máximos tolerables en redes de distribución. TIPOS DE REDES

Dependiendo de la topografía de la vialidad y de la ubicación de las fuentes de abastecimiento y del estanque, puede determinarse el tipo de red de distribución.

a) Tipo ramificado.- Son redes de distribución constituidas por un ramal troncal y una serie de ramificaciones o ramales que pueden constituir pequeñas mallas, o constituidos por ramales ciegos. Este tipo de red es utilizado cuando la topografía es tal que dificulta, o no permite la interconexión entre ramales. También puede originarse por el desarrollo lineal a lo largo de una vía principal o carretera, donde el diseño más conveniente puede ser una arteria central con una serie de ramificaciones para dar servicio a algunas calles que han crecido convergiendo a ella. Los gastos medios de consumo en cada tramo pueden determinarse conociendo la zonificación y asignando la dotación correspondiente de acuerdo a las normas sanitarias vigentes. Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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En el caso de localidades donde no se disponga del plano regular de la ciudad, los gastos de consumo por tramo pueden asignarse en base a un gasto unitario para zonas de densidad homogénea.

b) Tipo Mallado.- Son aquellas redes constituidas por tuberías interconectadas formando mallas. Este tipo de red de distribución es el más conveniente y tratará siempre de lograrse mediante la interconexión de las tuberías, a fin de crear un circuito cerrado que permita un servicio más eficiente y permanente. En el dimensionado de una red mallada se trata de encontrar los gastos de circulación de cada tramo, para lo cual nos apoyamos en algunas hipótesis estimativas de los gastos en los nodos. En ciudades donde no exista plano regulador, la estimación de los gastos Medios de Consumo se hará en función del crecimiento poblacional para el periodo de diseño considerado. Deberán tomarse en cuenta las características de las viviendas, las densidades de población por zonas y la posibilidad de desarrollo o de expansión futura hacia alguna zona en particular. Resulta ventajoso hacer división por zonas, tratando de reunir aquellas que presentan características homogéneas o similares, tomando en cuenta la densidad actual y el posible incremento futuro. Cuando se tiene la zonificación y el Plano Regulador, asignando a cada parcela el uso de la tierra, la determinación de los consumos se hará en base a las cifras de Dotaciones obtenidas de publicaciones organismos especializados. CONFIGURACIÓN DE LA RED DE DISTRIBUCIÓN

Las redes malladas están constituidas por la matriz de distribución, de las tuberías principales, tuberías secundarias o de relleno y ramales abiertos. Las tuberías principales constituirán las mallas, cuyos tramos se definirán por los nodos que lo comprenden. Para ello se define un nodo en base a lo siguiente: Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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a) Intersección de dos tuberías principales b) Todo punto de alimentación c) Tramos no mayores de 500 a 600 m. Para la configuración de las mallas mediante las tuberías principales se tomará en cuenta el posible desarrollo o crecimiento de la ciudad o zona a proyectar: así, un desarrollo hacia la periferia, motivado por la existencia de zonas planas que propiciarían tal extensión, induce a proyectar mallas exteriores previendo el crecimiento urbanístico hacia tales áreas. En cambio, zonas que tienen limitaciones de expansión, ya sea por condiciones topográficas de difícil desarrollo urbanístico; por la existencia de lagos, ríos o mares, o por disposiciones legales que no permitan el crecimiento hacia determinadas zonas, conduce a proyectar mallas internas previendo el desarrollo vertical o de alta densidad de esos sectores. Cuando por razones topográficas las presiones de servicio en el sistema de distribución sean muy altas, resulta conveniente dividir la zona en varias redes (por ejemplo: alta, media y baja), las cuales pueden interconectarse mediante válvulas reguladoras o reductoras de presión, o mediante tanquillas rompecargas, o bien separarlas con tanques de almacenamiento independientes. En casos de más de dos redes, resulta conveniente interconectar las redes alternando varias válvulas reductoras con tanquillas rompecargas, por ejemplo, ante la existencia de tres redes: alta, media y baja, es conveniente y aconsejable colocar válvulas entre la red alta y media y utilizar tanquillas rompecargas entre la red media y baja. En tal caso, debe darse protección e impedir libre acceso a las tanquillas rompecargas para evitar posibles riesgos de contaminación. CONDICIONES PARA EL DISEÑO


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Para garantizar un servicio eficiente y continuo, todo diseño debe atender a la condición más desfavorable de día, para lo cual se debe estudiar las variaciones del consumo en las horas del día cuando el consumo de la población llega a su máximo, lo cual conduce a determinar el Consumo Máximo Horario. Esta condición debe ser satisfecha por la red de distribución, a fin de no provocar deficiencias en el sistema. Los valores del Consumo Máximo Horario son del orden del 200 al 300 por 100 del consumo medio diario promedio anual. Al analizar la red de distribución debemos, por tanto, afectar los consumos medios por el factor K 2 , correspondiente a ésta hora de máximo consumo, con lo cual verificaremos las presiones o rangos de presiones máximas y mínimas que deben ser satisfechas en la red de distribución. Adicionalmente, se hace necesario estudiar el funcionamiento hidráulico de la red ante eventualidades como la ocurrencia de incendios, lo cual demandará grandes cantidades de agua en forma momentánea para atender tales contingencias. Un análisis probabilístico nos conduce a determinar la ocurrencia del incendio con la hora de máximo consumo, y a determinar cuál sería el rango de confidencia que dentro de consideraciones económicas nos permita lograr un buen diseño

y atender a

situaciones imprevistas como los incendios. Por el hecho de que las horas de máximo consumo son horas de actividades, parece poco probable que pueda originarse un incendio en tales momentos; por lo demás ello conduciría a un diseño antieconómico. De allí, que estudios de probabilidades han conducido a fijar el valor de K 3=1.80 para afectar el gasto medio, para un análisis de red con incendio, lo cual representa un rango de confidencia de 95 por 100 respecto a las variaciones del consumo y permite lograr diseños dentro de los rangos de racionalidad económica. Siendo I el gasto de incendio asignado por normas de la zona, se tiene el análisis de red para: Qi = 1.8 Qm + I


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El gasto de incendio I se fijará en el nodo más desfavorable bajo condiciones de presión. ASIGNACIÓN DE LOS GASTOS EN LOS TRAMOS QUE CONSTITUYEN LAS MALLAS (Tuberías principales).-

Para el dimensionado de una red mallada tratamos de encontrar los gastos de circulación para cada tramo, basándonos en algunas hipótesis de cálculo tendientes a determinar los gastos por cada nodo. Diversos métodos se han seguido para esta determinación, entre los cuales los más utilizados son: el método de las áreas y el método de repartición media.

a) Método de las áreas.- Se trata de determinar el gasto o consumo medio para toda la zona a proyectar y las áreas de influencia de cada nodo con su peso respectivo, a fin de definir una demanda unitaria. Se entiende por peso de un nodo a la rata de ocupación de un nodo o de desarrollo en el periodo de diseño. Se enumeran los nodos que configuran la malla y se determinan las áreas de influencia de cada uno, trazando las mediatrices de los tramos. Se procurará tener áreas de figuras geométricas conocidas o en caso contrario debe disponerse de planímetros para su medición.

b) Método de Repartición Media.- Otro método muy generalizado, para la concentración de los gastos en los nodos, es mediante la repartición del gasto por la mitad a ambos extremos de cada tramo. Para ello, una vez que se ha definido la malla y se han determinado los gastos medios de consumo en cada tramo de todo el sistema (tuberías principales, secundarias y ramales abiertos), se asignan los gastos de las tuberías secundarias y ramales ciegos a las tuberías principales, de acuerdo a una distribución lógica. Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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Asignando a cada tramo de la tubería principal (malla) el gasto correspondiente, se multiplica por el factor de diseño (k 2 y k 3 , etc.) y se reparten dichos gastos por mitad a cada nodo que constituye el tramo.

SELECCIÓN DEL TIPO DE DISTRIBUCIÓN

De acuerdo a condiciones topográficas, la ubicación de la fuente respecto a la red y al estanque, motivará diversas formas de suministro de agua a la red de abastecimiento, planteándose varias posibilidades o alternativas, a saber: a) Sistema por gravedad b) Bombeo directo a tanque y suministro por gravedad c) Bombeo contra la red Indudablemente que, siempre que ello sea posible, la selección de un sistema totalmente por gravedad será la solución más conveniente. En este caso, deberá contemplarse la solución mediante una o más redes que separadas por estanques u otro dispositivo mantenga las presiones dentro de los límites normales. CASOS DE ANÁLISIS

Distribución por gravedad.- El análisis, tratándose de una sola red, se hará en los dos casos siguientes: a)

Consumo Máximo Horario

b)

Caso de Incendio

Cuando las condiciones topográficas obliguen a separar el sistema de distribución en más de un a red, la interconexión entre ellas puede ser hecha a través de válvulas reguladoras o por tanquillas rompecargas; en todo caso, cada red debe tener por lo Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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menos dos puntos de alimentación. En tal caso, los gastos de alimentación por cada punto dependerán de la zonificación densidad y homogeneidad de la zona a servir. Se considera que, si no existen diferencias notables en la zona a servir en cuanto a densidad de población y de zonificación, puede asumirse una repartición del gasto por mitad a cada punto de alimentación o proporcional al número de puntos de alimentación. Caso contrario puede hacerse una distribución acorde a las zonas de mayor demanda en los consumos. En cualquier caso, se requerirán varios análisis, asumiendo daños o interrupciones en uno o cualquiera de los puntos de alimentación.

Distribución por bombeo.- En caso de sistemas por bombeo, conviene definir previamente la situación respecto a las dos posibles alternativas: a) Un bombeo directo al estanque y distribución por gravedad, en cuyo caso la red de distribución se analizará como en el caso de red por gravedad y el bombeo será un problema de la línea de aducción, o b) Un bombeo contra la red de distribución. Un bombeo directo significa mayores longitudes de tuberías, al no aprovecharse la misma red para conducir agua al estanque, pero puede representar una solución más práctica cuando no se dispone de organizaciones operativas y de mantenimiento del sistema que funcionen eficientemente. Este puede ser el caso de áreas rurales, con notables deficiencias del personal de operación y mantenimiento. También en el caso de limitación en las presiones máximas en la red de distribución puede obligar a una solución de bombeo directo, aún en ciudades donde no existan problemas de operación y mantenimiento. Cuando las condiciones que se han señalado no prevalecen, casi invariablemente resulta más económica una solución a base de un bombeo contra la red. Si este fuere el caso, se requiere hacer los análisis que garanticen un servicio a presión, eficiente y continuo, para lo cual deberán hacerse los siguientes casos de análisis: Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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I.

Consumo máximo horario. Bombas trabajando

II.

Consumo máximo horario. Bombas paradas

III.

Consumo de Incendio. Bombas trabajando

IV.

Consumo de Incendio. Bombas paradas

V.

Consumo nulo. Bombas trabajando

SELECCIÓN DE DIAMETROS Y CÁLCULO DE PRESIONES

Una vez establecido el mallado, constituido por las tuberías principales y asignados los gastos correspondientes a cada tramo para el caso de análisis que se pretenda, se procede a determinar los gastos de tránsito mediante el procedimiento siguiente: 1. Caso de Análisis.- Selección de los factores correspondientes. 2. Determinación de los casos de cada tramo para el caso de análisis. 3. Determinación de los gastos en los nodos o repartición de gastos. Los gastos asignados a cada tramo son repartidos por mitad a cada una de las esquinas que lo contiene, obteniéndose así los gastos de nodos; o por el método de las áreas. 4. Asignación de los gastos de tránsito. Por tratarse de una red mallada, el flujo para el diseño respectivo será el del gasto que pasa a través y no solamente el de su propio consumo. Esto obliga a hacer análisis que conduzcan a determinar los gastos reales de circulación. METODO DE CÁLCULO

En virtud de que la red está constituida por un circuito cerrado de tuberías, el flujo de agua a través de ellas estará controlado por dos condiciones: 1.

El flujo total que llega a un nodo es igual al que sale.

2. La pérdida de carga entre dos puntos a lo largo de cualquier camino, es siempre la misma.


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Estas condiciones, junto con las relaciones de flujo y pérdida de carga, nos dan sistemas de ecuaciones en los cuales, bien los flujos en cada tubo, o bien la carga en cada nodo, pueden ser tomadas como incógnitas. Si las cargas son tomadas como incógnitas, las ecuaciones serán las de continuidad de flujo, y si son los flujos tomados como incógnitas, las ecuaciones serán las relativas a la continuidad de carga, pero en ambos casos el orden de las ecuaciones será el mismo que el de la relación entre flujo y pérdida de carga. Es evidente que ello implicaría la selección de un diámetro o de una combinación de diámetros de tuberías, y que podría conducirnos a infinitas soluciones satisfaciendo las condiciones pre-establecidas. Para la solución más conveniente privarán criterios más que métodos de cálculo que nos inducirán a ella. Por lo pronto refiramos el método analítico de cálculo y posteriormente visualizaremos algunos criterios inductivos para tal selección. Varios métodos se han desarrollado, los cuales son particularmente útiles para el proceso analítico de cálculo, entre los cuales se destacan el método de Hardy Cross y a las variantes que posteriormente han surgido. REDES CONSTITUÍDAS POR VARIAS MALLAS DEFINICIONES Y CRITERIOS FUNDAMENTALES PARA EL DISEÑO DE LA RED

Si bien el Método de Cross es al igual que otros métodos una herramienta útil para el diseño, debemos admitir que es solo eso, y la selección de los diámetros que nos conducen a la solución más económica está sustentada por el criterio y conocimiento cabal del funcionamiento hidráulico de un sistema mallado. La red y el estanque de almacenamiento están íntimamente ligados, y de la ubicación de éste último dependerá en mucho la solución más conveniente. Debemos reconocer que no siempre será posible mantener una ubicación teórica del diseño, toda vez que la Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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topografía obliga a diferencias notables en la selección de diámetros que configuran la red de tuberías. Esto puede visualizarse mejor si pensamos en una zona plana con características homogéneas de densidad de población y la ubicación de un estanque en el centro geométrico en la red de servicio. Evidentemente estamos en una situación ideal de líneas izopiezométricas circulares y líneas de flujo radiales, que nos permitirán selección de diámetros para satisfacer presiones mínimas de servicio en los puntos más alejados, pero la condición real implica: densidades de población diferentes, topografía accidentada y redes asimétricas; lo cual da por resultado una situación compleja. La selección de diámetros para cada tramo de la red está condicionada por el gasto y viceversa. Ello es comparable a una línea de aducción por bombeo, donde privan factores económicos de las dos variables en juego; diámetros y energía. En una red mallada esta misma condición está definida por la altura de estanque y diámetros, determinándose similarmente los diámetros en función de velocidades económicas. Por otra parte, la selección de diámetro mínimo impuesto por normas nos obliga a diseñar pensando en el aprovechamiento máximo de esa capacidad de los diámetros mínimos normalizados. GASTO DE DISEÑO Y DIAMETRO SELECCIONADO

La distribución de los gastos de tránsito ha de hacerse atendiendo a criterios de demanda en las zonas a servir, densidad y desarrollo futuros. Las normas INOS (6) presentan una tabla que señala velocidades máximas y gastos máximos admisibles para cada diámetro, según se indica a continuación.

Relación de Diámetro - Velocidad Económica DIÁMETRO mm. 75 Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

Pulg. 3

Vmax

Qmax

m/seg

Lt/seg

0.70

3.05 97


100 150 200 250 300 350 400 450 500 600 700

4 6 8 10 12 14 16 18 20 24 30

0.75 0.80 0.90 1.00 1.10 1.20 1.25 1.30 1.40 1.60 1.60

5.89 14.14 28.27 49.09 77.75 115.45 157.10 206.76 274.90 452.39 729.60

ANALISIS DE LA RED

Una vez seleccionados las determinadas las presiones de servicio para el caso analizado, se procede a la verificación de la misma para los demás casos requeridos de acuerdo al tipo de red que se tenga. Si el diseño se ha hecho para el consumo máximo horario, se procederá luego a verificar la red dimensionada para la demanda de incendio. En este caso se considera el gasto de incendio de acuerdo a la zonificación, concentrándose dicho gasto en el nodo más desfavorable, es decir, aquel donde se presume la menor presión (generalmente nodo más alejado o nodo más alto). El análisis anterior del caso de consumo máximo, no da idea acerca de su ubicación posible. CONSIDERACIONES COMPLEMENTARIAS DE ORDEN PRÁCTICO PARA EL DISEÑO DE LAS REDES DE DISTRIBUCIÓN

a) Disposición de tuberías.- Tuberías de distribución deben proyectarse para todas las calles a las que den frente una o más parcelas y procurando siempre formar mallas. Se proyectan para colocarse en el lado de la calle que tenga mayor número de conexiones, dejando el centro de la calle para las cloacas.


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Las normas INOS (6) establecen que en calles con ancho de 17 metros o más (medido entre límites de propiedad), debe preverse doble tubería de distribución, con el objeto de evitar de tomas de servicio largas atraviesen la calzada.

b) Llaves.- En las tuberías de distribución deben proveerse suficientes llaves, de manera de aislar no más de 350 m. cerrando un máximo de cuatro llaves, o de que sólo dos cuadras queden sin servicio. Un buen arreglo que resulta económico es aquel en que las llaves se sitúan en cada cuadra o tramo de la red; así una rotura en cualquiera de los tramos, permite con el cerrado de cuatro llaves satisfacer esa norma.

c) Hidrantes.- Se espaciarán a 200 m. para zonas residenciales o comerciales con menos de 120 por 100 de construcción. Se espaciarán a 100 m. para zonas industriales o comerciales con más del 120 por 100 construcciones. Se recomienda ubicarlos de forma de cubrir toda el área con radios de 90 m. en zonas residenciales.

d) Ventosas.- En redes de distribución se utilizan conexiones domiciliarias para servir de ventosas (hasta 14’’). En tuberías de diámetro de 12’’ o mayores que no tengan conexiones domiciliarias deberán proveerse ventosas en los puntos altos.

e) Purgas o limpieza.- En tuberías iguales o mayores a 300 mm (12’’) deben proveerse en los puntos bajos llaves para limpieza.

f) Conexiones Domiciliarias.- Las conexiones serán individuales y constarán de:

•

Corporation Stop Ν ¾

•

Tubería de cobre Ν ¾

•

Caja tronco cónica

•

Yugo con su llave

•

Conexiones para tubo de cobre


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g)

Diagrama de conexiones.- En la preparación del proyecto se incluyen todos los

accesorios que permiten configurar la red; así se tienen: cruces, tees, codos, tapones, etc., para lo cual resulta conveniente hacer una diagrama de cada nodo.

h)

Anclajes.- Dado que la magnitud de las presiones en la red de distribución es

relativamente baja, los anclajes no revisten la importancia que se señala para las líneas de aducción, por lo cual ellos no precisan de cálculos individuales y pueden normalizarse adoptando los anclajes correspondientes a las normas INOS. PRESIONES Y DIAMETROS NORMALIZADOS PRESIONES

Las redes de distribución tienen limitaciones en cuanto a presiones de servicio, estableciéndose un valor de presión mínima de acuerdo a la importancia y desarrollo de la ciudad, y una presión máxima la cual está limitada por razones de utilización en las viviendas sin provocar incomodidades por excesiva presión y daños en las instalaciones domiciliarias. DETALLE DEL SISTEMA DE DISTRIBUCIÓN

1. Clasificación y espaciamiento de las tuberías de distribución.- Pueden distinguirse tres clases de tuberías en el sistema de distribución: las tuberías principales de abastecimiento, el sistema arterial y las tuberías menores de distribución: a) Tuberías Principales.- Estas son las tuberías grandes que llevan gran cantidad de agua, desde la fuente o fuentes de abastecimiento a la red del sistema de distribución. Su colocación y espaciamiento dependerán de la situación de los sectores comerciales e industriales y de la densidad de la población. Tales tubos no deben colocarse a más de 1000 metros de separación y los sectores importantes de una ciudad deben ser alimentados desde los lados siempre que sea posible. Realizado por: Univ. Silvia E. Rossel Quintana Univ. Juan Carlos Zurita Mercado

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b) El sistema arterial.- Estos son ramales tributarios secundarios que refuerzan la red de tuberías y ayudan especialmente en la concentración del flujo contra incendio a cualquier punto. Deben colocarse de 400 a 600 metros de separación. c) Tuberías menores de distribución.- Constituyen la malla o tubería de relleno entre los tubos arteriales. Deben espaciarse de tal manera y ser de tal tamaño, que no haya ninguna reducción de presión en la vecindad inmediata de un incendio, por debajo de las cifras requeridas. Los análisis de estos tubos, usando el método circular, deben demostrar que se cumplen los requisitos de incendios en los sectores comerciales, industriales y residenciales.

III.1

AREAS DE INFLUENCIA

III.2

CAUDAL UNITARIO

III.3

DETERMINACION DE CAUDALES EN LOS NODOS

III.4

CALCULO DE ELEVACION DE LOS NODOS

III.5

VERIFICACION DE PRESIONES Y VELOCIDADES DE SERVICIO DETALLES CONSTRUCTIVOS Y PLANOS

IV.

IV.1

PLANO ALTIMETRICO DE LA POBLACION Y EL TRAZADO DE LA RED DE DISTRIBUCION

IV.2

DETALLE DE TANQUE DE ALMACENAMIENTO

IV.3

DETALLE DE POZOZ

IV.4

DETALLE DE GALERIA FILTRANTE

IV.5

DETALLE DEL CONJUNTO DE MOTOR-BOMBA

IV.6

PERFILES LONGITUDINALES DE LAS ADUCCIONES

IV.7

PLANO DEL CALCULO DE AREAS DE INFLUENCIA PARA LA RED

IV.8

OTROS DETALLES CONSTRUCTIVOS QUE SE VEA POR CONVENIENTE ANALISIS ECONOMICO

V.

V.1

ANALISIS DE PRECIOS UNITARIOS

V.2

COMPUTOS METRICOS


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PROY-CIV-2238

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