Alcantarillados Lopez Cualla OCR (2)

Elementos de diseño para acueductos y alcantarillados Primera edición: febrero de 1995 Primera reimpresión: agosto de 1996 Segunda reimpresión: julio de 1997 Tercera reimpresión: abril de 1998 Cuarta reimprerión: febrero de 1999 Quinta reimpresión: febrero de 2000

@

Ricardo Alfredo López Cualla, 1995 Escuela Colombiana de Ingeniería Avenida 13 No 205-59 (Autopista Norte kilómetro 13, costado occidental) Fax: 6762340 Santafé de Bogotá

Dirección editorial

:

Diseño de portada Armada electrónica Fotomecánica

:

: :

Centro Editorial, Escuela Colombiana de Ingeniería, Telefax: 6762655 e-mail: [email protected] María Clemencia Afanador Caycedo Grupo Editorial 87 Fotolito Villalobos

ISBN 958-95742-0-3

Para la E S C U E L A C O L O M B I A N A D E I N G E N I E R I A constituye mo-tivo de gran satisficción que uno de sus egresados, convertido a la docencia uni'~ersitaria,haga entrega a la sociedad de una obra cuidadosamente escrita, minuciosamente elaborada y con el propósito de que los estudiantes de ingeniería civil dispongan de u n texto de estudio y los colegas de u n libro de consulta. A l presentar este libro sobre "Acueductos y Alcantarillados", escrito por el ingeniero Ricardo López Cualla, profesor de la asignatum del mismo nombre en la E S C U E L A C O L O M B I A N A D E I N G E N I E R I A , no solamente cumpliócon la generosa petición del autor sino también con el deseo perso-ial de enaltecer la producción editorial universitaria, pues ella refleja el compromiso en la formación de las nuevas geneuuciones. Felicitaciones m u y sinceras al ingeniero López y enhorabuena al gremio colombiano dc zngcnzeros. Santafé de Bogotá, febero 199fi.

Prohibida la reproducción total o parcial de esta obra, por cualquier medio, sin autorización escrita de la Escuela Colombiana de Ingeniería. Impreso por Quebecor Impreandes Impreso en Colombia - Pnnted in Colombia

Ing. Eduardo Silva Sánchcz Rector

A mis profesores y alumnos

1.1 Generalidades 1.2 Enfermedades hídricas 1.3 Abastecimiento de agua 1.3.1 Esquema conveiicional de abastecimiento 1.3.2 Fuentes de abastecimiento 1.3.2.1 Sistemas primarios 1.3.2.2 Sistemas principales 1.4 Volumen de agua

2.1 Factores determinantes 2.2 Períodos típicos de algunas obras

3.1 Métodos de estimación de la población futura 3.1.1 Método de comparación gráfica 3.1.2 Crecimiento lineal 3.1.3 Crecimiento geométrico 3.1.4 Crecimiento logarítniico 3.1.5 Métodos estadísticos 3.2 Ejemplo de proyección de población 4. CONSUMO DE AGUA 4.1 Factores determinantes del consumo 4.2 Clasificación del consumo de agua

47

10

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

4.3 Consumo futuro 4.4 Caudal de diseño 4.5 Variación de los factores de mayoración del caudal máximo diario para la obtención del caudal máximo horario 4.6 Ejemplo de cálculo de caudal

CONTENIDO

7. BOMBAS Y ESTACIONES D E BOMBEO

5. FUENTES D E ABASTECIMIENTO DE AGUA

57

5.1 Evaluación de la cantidad de agua 5.1.1 Medidor Parshall 5.1.2 Vertederos 5.1.2.1 Vertederos rectangulares 5.1.2.2 Vertederos triangulares 5.1.3 Velocidad superficial 5.1.4 Correntómetros o n~olinetes 7.1.5 Estaciones de aforo con limnímetro 5.1.6 Trazadores químicos 5.2 Evaluación de la calidad del agua

60 60 64 64 66 67 67 70 70 72

6. OBRAS DE CAPTACIÓN

73

7.1 Clasificación de las máquinas hidráulicas 7.1.1 Máquinas de desplazamiento positivo 7.1.2 Turbomáquinas 7.1.3 Máquinas gravimétricas 7.1.3.1 Ariete hidráulico 7.1.3.2 Ejemplo de aplicación del ariete hidráulico 7.2 Bombas centrífugas 7.2.1 Elementos constitutivos de las bombas centrífugas 7.2.1.1 Número específico de revoluciones 7.2.1.2 Cavitación 7.3 Diseño de estaciones de bombeo 7.3.1 Ubicación de la estación 7.3.2 Elementos de la estación de bombeo 7.4 Diseño del bombeo 7.5 Ejemplo de diseño 8. C O N D U C C I O N E S

6.1 Captación de agua superficial 6.1.1 Tipos de bocatomas 6.1.1.1 Toma lateral con muro transversal 6.1.1.2 Bocatoma de fondo 6.1.1.3 Bocatoma lateral con bombeo 6.1.1.4 Bocatonla lateral por gravedad 6.1.I .5 Toma mediante estabilización del lecho 6.1.1.6 Toma en en~balscso lagos 6.1.1.7 Estaciones de bombeo flotantes y deslizantes 6.1.2 Bocatonia de fondo 6.1.2.1 Diseño de la bocatonla de fondo 6.1.3 Ejen~plode diseiío 6.2 Abastecimiento de agua subterránea 6.2.1 E1 agua subterránea como recurso natural 6.2.2 Exploración 6.2.3 Evaluación 6.2.3.1 Hidráulica de aguas subterráneas 6.2.3.2 Pruebas de equilibrio 6.2.4 Explotación 6.2.5 Ejemplo de cálculo 6.2.6 Pozos dc bombeo e11 aguas subterráneas 6.2.6.1 Pozos excavados 6.2.6.2 Pozos barrenados o taladrados 6.2.6.3 Pozos hincados 6.2.6.4 Pozos ~erforados

8.1 Conductos cerrados a superficie libre 8.1.1 Conductos prefabricados 8.1.2 Conductos construidos en el sitio 8.2 Especificaciones de diseño: bocatoma-desarenador 8.3 Ejemplo de diseño 9. DESARENADOR 9.1 Generalidades 9.2 Especificaciones de diseño 9.3 Teoría de la sedimentación 9.4 Ejemplo de diseño del desarenador 10. CONDUCCI~N: DESARENADOR - TANQUE D E ALMACENAMIENTO 10.1 Características hidráulicas de la conducción 10.1.1 Tubería por debajo de la línea piezométrica (conducción forzada) 1O. 1.2 Lámina de agua coincidente con la línea piezométrica (conducción libre) 10.1.3 Tubería por encima de la línea piezométrica 1O. 1.4 Tubería por encima del plano piezon~étricoestático 10.1.5 Tubería por encima de1 plano estático de presión absoluta 10.2 Características físicas y accesorios de la conducción forzada 10.2.1 Válvula de purga 10.2.2 Ventosas 10.2.3 Válvulas de control

11

113

12

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

CONTENIDO

13. R E D D E DISTRIBUCIÓN

10.2.4 Materiales y presiones de trabajo 10.3 Cálculo de la línea de conducción 10.3.1 Coeficiente de rugosidad, C 10.3.2 Pérdida de carga unitaria, J 10.3.2.1 Pérdidas de carga localizadas 10.4 Anclajes 10.4.1 Empuje de la tubería 10.4.2 Cálculo del anclaje 10.4.3 Tipos de anclajes 10.4.3.1 Codo en el sentido horizontal 10.4.3.2 Codo en el sentido vertical inferior 10.4.3.3 Codo en el sentido vertical superior 10.5 Dimensiones de las zanjas 10.6 Golpe de ariete 10.6.1 Mecanismo del golpe de ariete 10.6.2 Cálculo de la sobrepresión 10.6.3 Medidas contra el golpe de ariete 10.7 Ejemplo de diseño

11.1 Medios de desinfección 11.2 Caseta de cloración 11.3 Dosificación del cloro 11.3.1 Cloro gaseoso en solución acuosa 11.3.2 Aplicación directa del cloro gaseoso 11.3.3 Aplicación del cloro sólido o líquido 11.3.4 Empleo de tanque con orificios frotantes 11.4 Ejemplo de dosificación

12.1 Generalidades 12.2 Tipos de tanques 12.2.1 Tanque de distribución 12.2.2 Tanque de compensación 12.3 Disposición de accesorios en los tanques reguladores 12.3.1 Tanque superficial 12.3.2 Tanque elevado 12.4 Capacidad del tanque de distribución 12.4.1 Método de la curva integral 12.4.2 Cálculo de la capacidad del tanque alimentado por gravedad 12.4.3 Cálculo de la capacidad del tanque elevado (alimentación por bombeo, 12.4.4 Volunlen adicional para incendios 12.4.5 Volunien adicional para emergencias 12.4.6 Diniensionamiento del tanque superficial 12.5 Ejemplo de cálculo

2'33

13.1 Generalidades 13.2 Trazado de la red 13.3 Especificaciones de diseño 13.3.1 Caudal de diseíio 13.3.2 Presiones de servicio 13.3.3 Válvulas 13.3.4 Otras especificaciones 13.4 Cálculo hidráulico de la red en malla 13.4.1 Método de Hardy-Cross 13.4.2 Método de longitudes equivalentes 13.4.3 Distribución de caudales iniciales 13.4.4 Trazado de la red principal 13.5 Conexiones domiciliarias 13.6 Ejemplo de diseño 13.6.1 Cálculo de las mallas por el método de Hardy-Cross 13.6.2 Cálculo de las mallas por el método de longitudes equivalentes 14. ALCANTARILLADOS

12. T A N Q U E REGULADOR

13

209

263

14.1 Sistemas de alcantarillados 14.1.1 Clasificación de las tuberías 14.1.2 Disposición de la red del alcantarillado 14.2 Otros eleinentos del alcantarillado 14.2.1 Cambios de dirección en colectores 14.2.2 Caída o cambio de pendiente 14.3 Normas generales de diseño 14.3.1 Localización de los colectores 14.3.2 Convenciones 14.3.3 Profundidad míninia a la clave de los colectores 14.3.4 Cálculo hidráulico de tos colectores 14.3.5 Unión de los colectores 14.3.5.1 Empate por cota clave 14.3.5.2 Empate por la línea de energía para flujo subcrítico 14.3.5.3 Enipate por la línea de energía para flujo supercrítico 15. ALCANTARILLADO SANITARIO 15.1 Caudal de diseño 15.1.1 Caudal de aguas residuales doniésticas 15.1.1.1 Coeficiente de retorno 15.1.1.2 Consunio de agua potable 15.1.1.3 Densidad de población 15.1.4.4 Area de drenaje 15.1.2 Caudal industrial 15.1.3 Caudal coniercial 15.1.4 Caudal institucional

29 1

14

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

15.1.5 Caudal medio diario de aguas rcsiduales 15.1.6 Caudal máximo horario de aguas residuales 15.1.7 Caudal de infiltración 15.1-8 Caudal de conexiones erradas 15.1.9 Caudal de diseño 15.2 Otras especificaciones de diseño 15.2.1 Velocidad 15.2.2 Diámetro mínimo 15.2.3 Diámetro de diseño 15.3 Ejemplo de diseño

16. ALCANTARILLADO PLUVIAL

309

16.1 Descripción del sistema 16.2 Evaluación del caudal de diseño 16.2.1 El método racional 16.2.1.1 Area de drenaje 16.2.1'2 Intensidad de la lluvia 16.2.1.3 Coeficiente de escorrentía 16.3 Normas de diseño 16.3.1 Velocidad 16.3.2 Diámetro mínimo 16.3.3 Borde libre en los colectores 16.3.4 Tiempo de concentración 16.4 Ejemplo de diseño del alcantarillado pluvial 16.5 Sumideros de aguas lluvias 16.5.1 Clasificación de 10s sunlideros 16.6 Canales de aguas lluvias 16.6.1 Sección hidráulica del canal 16.6.2 Diseño hidráulico del canal 16.6.2.1 Análisis dimensional 16.6.2.2Velocidades máxinias y mínimas 16.6.2.3Pendiente de los taludes 16.6.2.4Curvatura 16.6.2.5 Transiciones 16.7 Ejemplo de diseño del canal de aguas lluvias 17. SIFÓN INVERTIDO 17.1 Generalidades 17.2 Ejemplo de diseño del sifón invertido

ÍNDICE DE TABLAS

371

C o m o resultado de la consulta d e diferentes fuentes y d e las experiencias en diseño del autor, se presenta este trabajo que constituye u n cornpendio d e los apuntes de clase del Curso de Pregrado de Acueductos y Alcantarillados ofrecido por la ESCUELA C O L O M B I A N A D E INGENIERIA. Las normas d e diserio utilizadas n o son las únicas existentes, p o r lo que el criterio del ingeniero es fundamental para su selección y aplicación. E n los primeros capítulos se introducen algunos conceptos generales, relativos al diseño d e acueductos y alcantarillados, los cuales, debido al alcance del libro, no son tratados en profundidad. A partir del capítulo 6 se presenta el diseño d e acueductos, siguiendo u n desarrollo secuencia1 d e las diferentes estructuras hidráulicas necesarias para llevar el agua desde la fuente d e abastecimiento hasta el usuario. A partir del capítulo 14 se presenta el diseño d e alcantarillados y algunas estructuras anexas. Los diseños están orientados a poblacio~lesrurales, en donde ha d e concentrarse el mayor esfuerzo posible del ingeniero para dar s o l u c i o ~ ~ e s adecuadas a la problemática del saneamiento ambiental. Q u i e r o agradecer a la ESCUELA C O L O M B I A N A D E INGENIERIA su colaboración para hacer posible la publicación d e este libro, y a todos los colegas que participaron con su orientación y consejo en la edición. Ing. Ricardo A. López C .

entro de la problemática del "saneamiento básico" de comunidades tienen enorme importancia el suministro de agua potable y la recolección de las aguas residuales. Cualquier población, p o r pequeña que ésta sea, debería contar como mínimo con los servicios de acueducto y alcantarillado, si se espera de ella un desarrollo social y económico y, ante todo, la reducción de las altas tasas de morbilidad y mortalidad en especial de la población infantil. El trabajo que deben desarrollar los ingenieros hoy en día no es tanto el diseño y ampliación de redes en grandes ciudades, sino la creación de la infraestructura necesaria en poblaciones pequeñas, en términos de soluciones adecuadas y acordes con una limitada inversión de capital. Es por esto que los diseños y normas que se incluyen en estas notas son orientados a una solución básica de los servicios referidos. C o n el objeto de suministrar agua potable a una comunidad, es necesaria la construcción de una serie de obras hidráulicas para la captación, el sistema de purificación del agua, la conducción, el almacenamiento y la distribución. Igualmente, para la recolección de las aguas servidas, es necesario proyectar una red de colectores y obras complementarias que conduzcan el agua residual a una planta de tratamiento, y luego las viertan a un cuerpo de agua receptor. En la figura 1.1 se esquematiza este proceso.

Son causadas por elementos patógenos, perjudiciales para la salud huinana, que utilizan como vectores el agua y otros agentes como moscas, ratas y alimentos. Generalniente son originadas por descargas intestinales o

Cólera

Distribución

' /

/

'

"aguas servidas

Tratamiento aguas residuales

Es producida por la bacteria Vibrio Comma, de 1 a 4 micrones de largo y 0.2 a 0.4 micrones de diámetro, Gram-negativa, n o esporosa. Posee una gran resistencia a los agentes desinfectantes o al secado. Su período d e vida en aguas residuales es muy corto, pero en aguas naturales, n o contaminadas, es de 1 a 2 semanas y puede llegar hasta 1 mes según sea la calidad del agua. Ésta es una enfermedad infecto-contagiosa, por lo común endémica, y es adquirida por la ingestión del Vibrzo Comma a través d e la comida o el agua; tiene u n período de incubación típico de 3 días. Disentería amibiana

Captación y tratamiento articular Particular

Industria

Figura 1.1 Esquema del manejo de agua en una comunidad

por contagio. En general, las medidas preventivas son las mismas para todas las enfermedades: 1. Suministro de agua potable con una calidad química y bacteriológica aceptable (acuedk;). 2. Adecuada disposición de excretas (alcantarillado). 3. Adecuada disposición de los residuos sólidos (relleno sanitario). 4. Limpieza de alimentos y pasteurización de la leche, 5. Control permanente de la calidad del agua. 6. Educación del público en los aspectos de higiene personal. saneamiento ambiental básico y jornadas de vacunación. Las enfermedades hídricas son causadas por virus, bacterias, protozoos o helmintos. Estas enfermedades pueden ser de tipo endémico o esporádicas. Tabla 1.1 Enfermedades hídricas Enfermedad

Agente etiológico

Fiebre tifsidea Fiebre paratifoidea Disentería bacilar Cólera Parálisis infantil Parasitismo intestinal Gastroenteritis Hepatitis infecciosa Disenteria amibiana

Bacilo de Eberth Salmonella paratyphi-A Género shigella Vibrio cornrna Virus Virus Microorganismo Virus Enfarnoeba hisrolytica

También llamada amibiasis o colitis amibiana, es causada por el protozoo unicelular Entamoeba Histolytica, el cual agrupado en quistes es inuy resistente. Se adquiere al ingerir agua o alimentos contarninados y su período de incubación es de 2 ó 3 días pero puede llegar hasta 4 semanas. Cuando estos diminutos-animales se encuentran en bajas proporciones, el tratamiento convencional (coagulación, filtración y cloración) ha probad o ser efectivo en la mayoría de los casos. Si se encuentran en proporciones abundantes (situación endémica), se recomienda la supercloración y posteriorn~entela decloración seguida de la poscloración. Parálisis infantil Llarnada también poliomielitis, es causada por el virus de la poliomielitis, del cual se han identificado tres tipos diferentes. Este tipo de virus es bastante resistente pero puede ser inactivado con una dosis d e 0.05 mg/L de cloro libre (en ausencia de materia orgánica). El virus ataca el sistema nervioso central y causa la parálisis de las extremidades inferiores. Generalmente ataca a la población infantil (de 1 a 16 ai7os) aunque en ocasiones puede afectar a adultos jóvenes. El período de incubación es de 1 a 2 semanas, pero la persona afectada puede ser portadora del virus por varios meses.

1.3.1 Esquema convencional de abastecimiento Cualquier sistema de abastecimiento de agua a una comunidad, p o r rudimentario que sea, consta de los siguientes elementos:

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

1. Fuente de abastecimiento. 2. Obras de captación. 3. Obras de conducción. 4. Tratamiento del agua. 5. Almacenamiento. 6. Distribución. 1. Fuente de abastecimiento

La fuente de abastecimiento de agua puede ser superficial, como en los casos de ríos, lagos, embalses o incluso aguas lluvias, o de aguas subterráneas superficiales o profundas. La elección del tipo de abastecimiento depende de factores tales como localización, caIidad y cantidad. 2. Obras de captación

El tipo de estructura utilizada para la captación del agua depende en primer lugar del tipo de fuente de abastecimiento'utilizado. En general, en los casos de captación de agua superficial se habla de "bocatoinas", mientras que la captación de aguas subterráneas se hace por medio de "pozos".

en un tanque durante los períodos en los que la demanda es menor que el suministro y utilizarla en los períodos en que la comunidad demanda gran cantidad del líquido.

6. Distribución La distribución de agua a la comunidad puede hacerse desde la manera más simple que sería un suministro único por medio de una pileta de agua, hasta su forma más compleja por medio de una serie de tuberías o redes de distribución que llevan el agua a cada domicilio. 1.3.2 Fuentes de abastecimiento

Según sean las características del proyecto, tales como disponibilidad de fuentes de agua, tamaño de la población, caudal requerido y recursos económicos, se puede adoptar un sistema de captación primario o principal. 1.3.2.1 Sistemas primarios

Por su bajo costo, sencillez de construcción y manejo, estos sistemas son más adecuados para comunidades muy pequeñas o soluciones individuales de agua.

3. Obras de conducción Pozos superficiales En un proyecto existen numerosas conducciones de agua entre diferentes puntos, como por ejemplo bocatoina-desarenador, desarenador-tanque de almacenamiento y línea matriz. Hidráulicamente estas conducciones pueden ser de diferentes formas, dependiendo'de la topografía y la longitud de las mismas. Estas conducciones son generalmente por tubería a presión o por gravedad, por canales rectangulares o trapeciales abiertos o cerrados.

4. Tratamiento del agua E n la actualidad ningún agua en su estado natural es apta para el consumo humano; además, siempre se requerirá un tratamiento mínimo de cloración con el fin de prevenir la contaminación con organismos patógenos durante la conducción del agua.

5. Almacenamiento Dado que el caudal de captación no es siempre constante y que el caudal demandado por la comunidad tampoco lo es, es necesario almacenar agua

Debido a la naturaleza de las formaciones geológicas y de la hidráulica subterránea, estos pozos pueden ser excavados manualmente o mediante la utilización de barreno manual. Su profundidad por lo general no es mayor de 20 metros en el caso de perforaciones con barreno manual. Dependiendo de las características del nivel piezométrico y de las condiciones hidráulicas del depósito de agua, puede darse el caso de un acuífero artesiano (el agua mana a la superficie sin necesidad de la utilización de bombas), o de un acuífero que es recargado por la infiltración superficial, en cuyo caso hay necesidad de utilizar el bombeo, en general mediante bombas sumergibles. Manantial U n manantial es un afloramieilto superficial de agua subterránea, el cual puede ser por gravedad pasando a través de una capa superficial perineable, o bien puede ser un manantial artesiano si el estrato permeable se halla confinado entre dos estratos impermeables y se encuentra a presión debido a la cota piezctnétrica del depósito de agua.

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

24

/

Nivel piezom6trico

25

INTRODUCCIÓN

f

Pozo excavado I

/

Cerca de

y protección

k/

--,,

Muro de contención perimetral

1,

1

Estrato impermeable

\

Zanja de drenaje

%

Figura 1.4 Captación de agua en un manantial. Figura 1.2 Pozos superficiales.

Los manantiales artesianos son por lo general perennes y no dependen de la época del año, mientras que los manantiales por gravedad suelen ser periódicos y relacionados con la época del año.. Los manantiales están sujetos a la contaminación superficial del agua, por lo que se les debe dar una protección adecuada. Por otra parte, no deben instalarse pozos sépticos o letrinas en cercanías del afloramiento. El esquema de la obra de captación del agua de un manantial se ilustra en la figura 1.4.

Cisterna Las cisternas son sistemas de recolección y almacenamiento d e aguas Iluvias. Ésta es una solución viable en zonas rurales donde n o se dispone fácilmente de otras fuentes de agua. Para obtener agua potable se debe por lo menos filtrar y clorar. La calidad física y química del agua al comienzo de la lluvia no es aceptable, ya

Filtro

\ Agua subterrknea

Agua la bomba Tanque de --+ almacenamiento Estrato impermeable

Figura 1.3 Tipos de manantiales.

\

Figura 1.5 Sistema de recolección de agua lluvia.

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

26

que inicialmente arrastra y adsorbe partículas de polvo y otros contaminantes atmosféricos y de los tejados. P o r la razón anterior, este sistema no debe ser utilizado en zonas donde haya un desarrollo industrial importante; la contaminación del aire produce graves problemas como, por ejemplo, el fenómeno de lluvia ácida (S02 ?+H20 * HzS04) Grava

Nacimiento en ciénagas Las ciénagas son terrenos pantanosos donde por efectos del nivel freático el agua se mantiene muy superficial. En este caso se abren zanjas en forma de espina de pescado rellenas de gravilla y se les da una pendiente hacia un colector central con unión a junta perdida (campana y espigo separados) como se indica en la figura 1.6.

Galería de infiltración La galería de infiltración es un sistema de intercepción de agua subterránea que fluye hacia un río o un lago. Puede ser superficial o profunda, se~ í asector. La galería tipo zanja gún la naturaleza de la h i d r ~ - ~ e o l o del cubierta es similar al sistema utilizado para la captación de aguas en ciénagas, mientras que la galería tipo "conducto" se muestra en la figura 1.7.

//L\\

I

Tipo Zanja

I

Tipo Conducto

Figura 1.7 Tipos de galerías de infiltración

Estas galerías son construidas paralelas al río o al contorno del lago y conducen el agua a un tanque de almacenamiento de donde es bombeada. 1.3.2.2 Sistemas principales

Zania

Los sistemas principales son utilizados para poblaciones pequeñas pero estructuradas (municipios). Estos sistemas de abastecimiento se clasifican según se indica en la tabla 1.2, y se ilustran en las figuras 1.8 a 1.10. /'apma

Conducción a superficie libre

I

almacenamiento

Red de I distribución

L

Figura 1.6 Captación en ciénagas.

Figura 1.8 Captación por gravedad y conducción por gravedad

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

28

Cloración

Desarenador Conducción + almacenamiento

Red de

Figura 1.9 Captación por gravedad y conducción forzada.

i

/

Desarenador

'

,

Tanque de succión

Figura 1.10 Captación por gravedad y conducción forzada con bombeo.

Tabla 1.2 Tipos de captación y conducción en sistemas principales Captación

Tipo de flujo

Gravedad

- Flujo en conducción a superficie libre. - Flujo en conducción forzada.

Bombeo

-

- Flujo en conducción a superficie libre. - Flujo en conducción forzada.

La deter~ninaciónde la cantidad de agua que debe ser suministrada por el acueducto es la base del diseño de éste. Debido al hecho de que los sistemas de acueductos y alcantarillados están constituidos por estructuras relativamente grandes, tales como presas, plantas de tratamiento, conducciones, etc., los diseños deberán satisfacer las necesidades de la población durante un período suficientemente grande. Para cumplir con lo dicho anteriormente se requiere estudiar factores tales como: 1. Período de diseño. 2. Población de diseño. 3. Área de diseño. 4. Hidrología de diseño. 5. Usos del agua. 6. Inversión de capital.

entiende por período d e diseño, en cualquier obra d e la ingeniería civil, el número de años durante los cuales una obra determinada ha de prestar con eficiencia el servicio para el cual fue diseñada.

Los factores que intervienen en la selección del período d e diseño son: 1. Vida útil de las estructuras y equipo tomados en cuenta obsolescencia, desgaste y daños. 2. Ampliaciones futuras y planeación d e las etapas d e construcción del proyecto. 3 . Cambios en el desarrollo social y económico d e la población. 4. Comportamiento hidráulico de las obras cuando éstas n o estén funcionando a su plena capacidad.

A continuación se dan algunas guías de ~ e r í o d o sd e dise50 utilizados a menudo en estructuras hidráulicas. Presas y grandes conducciones: 25 a 50 años. - Pozos, sistemas de distribución, plantas d e purificación d e aguas y plantas d e tratamiento d e aguas residuales: Crecimiento bajo: 20 a 25 años Crecimiento alto: 10 a 15 años. - Tuberías con diámetros mayores de 12 pulgadas: 20 a 25 años. - Alcantarillados: 40 a 50 años. -

r#@f

a determinación del número d e habitantes para los cuales ha d e dir señarse el acueducto es un parámetro básico en el cálculo del caugr&&gg bwme da1 de diseño para la comunidad. C o n el fin de poder estimar la población futura es necesario estudiar las características sociales, culturales y económicas de sus habitantes en el pasado y e11 el presente, y I-iacer predicciones sobre su futuro desarrollo, especialmente en lo coilceriliente a turismo y desarrollo industrial y comercial. U n a ciudad, pueblo o aldea, es un ente dinámico y su i ~ ú m e r od e habitantes crece p o r nacimientos e inmigraciones y decrece p o r muertes y emigraciones. También puede crecer p o r anexión d e otras conceiltraciones humanas más pequeñas. El elemento más importante y menos previsible en el desarrollo de la comunidad es el crecimiento industrial y comercial, el cual depende de manera importante de las políticas a nivel inacroecoriómico del país, que pueden cambiar según los planes d e gobierno. Sin tener en cuenta el factor industrial y comercial, la población presentará u n crecimieilto vegetativo, es decir, con espacio y oportunidad económica limitados. E n este caso, la curva de crecimiento de la población tiene forina de S y presenta tres etapas de crecimiento según se indica en la figura 3.1, en donde: AB = Crecimiento temprano con índice creciente. Crecimiento geométrico. B C = Crecimiento intermedio con índice constante. Crecimiento lineal. CD = Crecimiento tardío con índice decreciente. Crecimieilto logarítrnico. D = Población d e saturación.

La base de cualquier tipo de proyección de población son los censos. En Colombia se dispone actualmente de los censos realizados en los arios d e

Población B: Ciudad d e la misma región, similar en desarrollo, clima y tamaño. Población C : Ciudad d e la misma región, similar en desarrollo y c l i i n ~ pero de u n número relativamente iilayor de habitantes que la población A. Población D: Ciudad de otra región del país pero d e nlayor población que la población A. N o se deben tomar en cuenta ciudades que, p o r sus características especiales, no sean representativas del crecimiento d e la región en donde se encuentra la población A. El procedimiento es el siguiente: a) Se desplazan paralelamente, hasta el último censo d e la población A, cada una d e las curvas de crecimiento de las poblaciones B, C y D q u e sobrepasen la población base. b) D e ser necesario, se prolonga hasta el año correspondiente al período d e diseño la última tendencia de crecimiento de las poblaciones B, C y

D. c) Se adopta como población de la ciudad A el promedio de los valores d e población de las 3 curvas desplazadas y prolongadas, para cada u n o d e los años de interés. Tiempo Figura 3.1 Curva S de crecimiento vegetativo

1938, 1951, 1964, 1973, 1986 y 1993. Esta recopilación de datos se ericuentra en el Departamento Adn~inistrativo Nacional d e Estadística ( D A N E ) pero pueden existir otras entidades locales que dispongan d e censos d e fechas diferentes. Existen varias metodologías para la proyección d e población; sin einbargo, se hará una presentacióii de los métodos cuya aplicación es más generalizada. Inicialmente se hace la descripcióil d e cada u n o de ellos y posteriormente se desarrolla u n ejemplo comparativo.

3.1.2 Crecimiento lineal Si el aumento de la población es constante e independiente del tamaño d e ésta, el crecimiento es lineal. Si P es la población y T es el tiempo, entonces:

integrando entre los límites de último censo (uc) y censo inicial (ci) se tiene:

en donde:

3.1.1 Método de comparación gráfica

k, Tu,

El método de comparación gráfica consiste en hacer una comparación de manera gráfica de la población en estudio y d e otras 3 poblaciones del país con determinadas características. El método supone que la población en cuestión tendrá una tendencia de crecinliento similar al promedio del crecimiento de las otras tres, después de que se haya sobrepasado el Iírnite de la población base (último censo de la población estudiada). Se trabaja entonces con poblaciones de las siguientes características: Población A: Ciudad estudiada.

= Pendiente de la recta

Pu, = Población de último censo P,, T,,

= A ñ o del último censo = Población del censo inicial = A ñ o del censo inicial

Podrá tonlarse un valor de k, promedio entre los censos o un k, entre el primer censo y el último censo disponible. P o r lo tanto la ecuación d e proyección de población será:

en donde:

Pf Ti

= Población proyectada = A ñ o d e la proyección

El método d e proyección lineal es un tnétodo coinpletamente teórico y rara vez se da el caso de que una población presente este tipo d e crecimiento.

donde el subíndice cp corresponde al censo posterior y el subíndice ca al censo anterior. La aplicación de este método requiere el conociniiento de p o r lo tiletios tres censos, ya que al evaluar un kg promedio se requiere d e u n rnínirno d e dos valores de kg. Haciendo una integración abierta de la ecuación (3.7) se obtiene:

LnP+ C =kgT

3.1.3 Crecimiento geométrico El crecimiento será geométrico si el aumento d e población es proporcional al tamaño de ésta. En este caso el patrón d e creciiniento es el inisino que el de interés compuesto, el cual se expresa así:

paraT=O

=>

P = P,,

Reemplazando el valor promedio de k, obtenido d e la ecuación (3.9) en la ecuación (3.10), la ecuación de proyección de población será:

-

en donde r es la tasa de crecimiento anual. Tomando logaritnios a ambos lados de la ecuación se obtiene la ecuación de proyeccióil de población:

Log Pj

=

Log P,, + ( 7j-Tu,) Log ( 1 + r)

(3.5)

P o r otra parte, reemplazando los valores del último censo y del censo inicial en la ecuación anterior se obtiene la tasa de crecimiento anual:

Ln Pf

=

Ln P,,

+ k, (7j-T,,)

3.1.5 Métodos estadísticos Además de los métodos de proyección anteriores, pueden ernplearse métodos estadísticos para ajustar los valores llistóricos a la ecuación d e regresión para una curva lineal, exponencial, potencial o iogarítinica que se indican a continuación.

a + bx

(3.12)

bx

(3.13)

+ b ln (x)

(3.14)

1. Línea recta (regresión lineal):

y

=

2. Curva exponencial (a > 0):

y

= ae

Este último valor es reemplazado en la ecuación (3.5) para hacer la proyección de población.

3. Curva logarítmica:

y

=a

3.1.4 Crecimiento logarítmico

4. Curva potencial (a > 0):

y=mb

es d e tipo exponencial, la población se Si el crecimiento de la proyecta a partir de la siguiente ecuación:

E n las ecuaciones anteriores el término y corresponde a la población, el térinino x corresponde al tiempo en años y los coeficientes de regresión a y b se encuentran resolviendo el siguiente sistema de ecuaciones simultáneas, teniendo en cuenta la relación de variables indicada en la tabla 3.1:

-

Tu, - T,,

(3.15)

Integrando !a ecuación (3.7) entre dos períodos de tiempo cualesquiera se tiene:

k, =

Ln PLp-LnP,, Tcp - Tm

siendo n el número de parejas (x,,y,) disponibles (número d e censos disponibles). El coeficiente d e correlación para el ajuste seleccionado está dado por:

1. Método de comparación gráfica Población (miles de habitantes)

Año

B

A

C

D

Es importante anotar que p o r lo general los ajustes lineal y logarítrnico n o dan buenos resultados, ya que rara vez se presentan estas tendencias d e crecimiento en una comunidad y, p o r el contrario, los ajustes a una curva exponencial (ecuación 3.13) generalmente dan mayores coeficientes d e correlación.

Tabla 3.1 Relación de variables para las regresiones estadísticas

La población A es la población del proyecto cuya base es d e 3500 habitantes. Cualquier tendencia de las otras tres poblaciones es trasladada paralelamente al nuevo origen: X = 1986, Y = 3.5.

2. Método lineal

Lineal

a

b

xi

Yi

Exponencial

ln a

b

xi

In yi

Logarítmica

a

b

In XI

yi

Potencial

In a

b

In xi

In yi

3. Método geométrico

A continuación se desarrolla un ejemplo de proyección d e población utilizando los cuatro tnétodos vistos anteriormente. La proyección d e población se hace para 20 años a partir d e la fecha actual (1992), y se prevén dos etapas en el diseño, de 10 años cada una. Los censos disponibles son los siguientes:

Año

Poblacibn

1938

1O00

1951

1500

1964

1800

1973

2500

1986

3500

4, Método logarítmico

-

Ln

Pf = Ln P,, + k, (Tf-T,;)

k,,

=

0.03119

k,,

=

0.03650

1

Población (miles de habitantes)

En la siguiente figura se indican los resultados d e los cuatro métodos anteriores. La proyección definitiva se hace tomando el promedio aritmétic o de 10s 4 valores.

Años Figura 3.2 Gráfica de comparación de crecimiento entre varias ciudades.

Los resultados obtenidos de las proyecciones d e población se indican a continuación. 1

Año

1 I

Población (en miles de habitantes) Lineal

Geométrico

Años Figura 3.3 Comparación gráfica de los resultados obtenidos por los cuatro métodos.

Logarítmico

La población definitiva para cada etapa es la siguiente: Población (habitantes) Año

Gráfico

Lineal

Geométrico

Logarítmico

Promedio

1992

41 O0

381 3

4093

4274

4070

2002

5200

4333

5314

5593

5110

201 2

61O0

4854

6899

7320

6293

D e acuerdo con las tendencias de crecimiento d e la población indicadas en la figura 3.3, es posible pensar en descartar la proyección lineal, ya que ésta n o obedece a la del crecimiento histórico d e la población estudiada. Sin embargo, para efectos del presente diseño y teniendo en cuenta q u e la magnitud d e la población obtenida por el método lineal n o difiere mucho con respecto a la de los otros métodos de proyección, se opta p o r toinar conlo población de diseño los valores obtenidos del promedio d e todos los métodos de proyección utilizados en el presente ejemplo.

1 compleinento necesario para establecer el caudal d e d i s e ñ o d e u n acueducto es la determinación del c o n s u m o d e agua.

El c o n s u m o es el volumen d e agua utilizado p o r ui-ia persona en u n día y se expresa p o r lo general en litros p o r habitante y p o r día (L1hab.d). La determinación del consumo se debe hacer con base en datos estadísticos del consumo pasado y presente de la población (en el caso de que se disponga d e esta información) o, si no, basándose en estos mismos datos d e otras poblaciones vecinas.

Los factores incidentes en el consumo de una pob1aciól-i son los siguientes: 1. Temperatura D e b i d o a las condiciones propias d e la actividad del ser humai-io, entre mayor sea la temperatura, mayor será el consumo d e agua. P o r ejen-iplo, se beberá más agua, el aseo personal será más frecuente, se emplean sistemas d e aire acondicionado y el riego de jardines será inás intensivo.

2. Calidad del agua P o r razones lógicas, el consumo de agua será mayor e11 la medida en que las personas tengan la seguridad de una buena calidad del agua. Lo anterior es válido para el sector doméstico y el industrial.

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

50

3. Características socioeconómicas El consumo de agua depende también en buena parte del nivel d e educación y del nivel de ingresos d e la población. P o r esta razón en ciudades desarrolladas, como las capitales de departamentos, el consumo d e agua es mayor que en pueblos pequeños o caseríos.

Tradicionalmente se ha clasificado el consumo coino: 1) don~éstico,2) industrial y comercial, 3) público y 4) pérdidas y desperdicios. E n la tabla 4.1 se presentan, como guía, valores típicos estadísticos del consumo para cada uno de los sectores definidos.

S

4. Servicio de alcantarillado El hecho d e disponer d e una red d e alcantarillado incrementa notablemente el consumo d e agua potable, en cornparación con sistemas d e evacuación d e excretas primarios c o m o letrinas, o d o n d e n o existe ning ú n sistema y la disposicióil se hace al aire libre. E n estos casos extremos el consumo puede variar desde 300 L/hab.d para grandes metrópolis hasta 40 L/hab.d. para poblaciones sin servicios d e alcantarillado.

Tabla 4.1 Consumos típicos de los sectores doméstico, industrial, comercial, público y pérdidas Consumo

Doméstico

5. Presión en la red de distribución de agua

ltem

Consumo (Uhab.d)

Aseo personal Descarga de sanitarios Lavado de ropa Cocina Riego de jardines Lavado de pisos --

Si se tienen altas presiones en la red, se presentarán mayores desperdicios en el consumo doméstico al abrir las llaves de los lavamanos, regaderas y

-

otros elementos. Igualmente, se puede presentar u n inayor núinero de rupturas d e tubos dentro del domicilio o en la rnisma red de distribucióil, aumentando así el volumeil de agua perdida.

Industrial y comercial

6. Administración

U n a admiilistración eficiente controlará mejor el consumo d e agua reduciendo las fugas y desperdicios, y vigilando las conexiones clandestinas. Para realizar la labor anterior se debe contar con equipos especializados, como amplificadores electrónicos de sonido o trazadores radioactivos débiles y d e corta vida, los cuales son inuy costosos y n o están al alcance d e la capacidad de adquisición de todos los inunicipios.

Público

Total consumo doméstico

Lecherías Fábricas de bebidas Fábricas de hielo Curtiembres Edificios industriales Almacenes

0.8 0.,2 1.O 0.5 10.0 3.5

Total consumo ind. y com.

16.0

Lavado de calles Mataderos Hospitales Riego de parques Lavado de alcantarillado Total público

7. Medidores y tarifas Subtotal

Al instalar u n sistema nuevo de acueducto, puede ser que en u n principio n o se instalen inedidores y tampoco se cobre p o r el uso del agua. C o n el tiempo el consumo se incrementa y se instalan medidores, lo cual causa u n impacto psicológico sobre los co~isumidores,por lo que el c o n s u ~ n o disminuye. Posteriormente el consumo auinenta y es entonces necesaria la implantación de u n sistema d e tarifas para racionalizar el consuino de agua.

Perdidas y desperdicios

135 O

9.0 3.0

21 .O 172.0

% del subtotal anterior. Se puede adoptar un 17%*

28.0

Consumo total para el caudal de diseño

*

200.0

El porcentaje de pérdidas y desperdicios depende en gran parte de la infraestructura del municipio necesaria para controlar estos factores. Puede ser de un 45% para poblaciones con poca capacidad técnica hasta un 5 % en poblaciones con un alto grado de desarrollo técnico y administrativo.

Es importante hacer algunas aclaraciones respecto de estas guías. Si se establece un plan de consumo racional del agua por efectos de un racionamiento, dentro del consumo doméstico el aseo personal y la descarga de sanitarios tienen un peso muy importante. Lo anterior ha llevado al diseño de sanitarios de bajo volumen de descarga y de adaptadores para lavamanos y regaderas. Las guías del consumo industrial, comercial y público deben usarse con criterio acertado ya que, por una parte, los valores pueden cambiar de industria a industria de acuerdo con los procesos que en ellas se desarrollen y con la tecnología utilizada y, de otra parte, estos valores son independientes del número de habitantes de la población. Por la razón anterior, es más recomendable determinar el consumo de las industrias en la localidad por medio de encuestas directas. E n la tabla 4.2 se incluyen algunos valores diferentes de consumo para entidades. C o m o se mencionó anteriormente, el consumo de agua es función de la temperatura y del desarrollo socioeconómico. En la tabla 4.3 se muestran algunos valores de consumo en función de estos dos parámetros.

Tabla 4.2 Valores típicos del consumo en diferentes entidades industriales y comerciales Entidad

Tabla 4.3 Consumo total en función de la temperatura y del desarrollo socioeconómico Condiciones Zona rural

Consumo (Uhab.d) 100-150

Temperatura menor de 20°C Poco desarrollo Ind. y Com. Temperatura mayor de 20°C Poco desarrollo Ind. y Com. Desarrollo industrial y comercial importante

250-300

El consumo estimado por cualquiera de los métodos anteriores es un consumo actual, pero éste se puede incrementar de acuerdo con la evolución de los factores que afectan el consumo. Los métodos para proyectar el consumo, en función de la población, son:

1. Fórmula de Planeación Nacional

Consumo (Ud)

Hoteles (por habitación)

500

Escuelas 20 alumnos

en donde:

Industrias (por persona empleada)

P = Población actual o futura

80

2. Por otra parte, los análisis estadísticos para comunidades en Estados Unidos muestran que el consumo se incrementa en un 10% del incremento de población.

Depósito de materiales Farmacias o graneros de 50 m2 100 m' 200 m2

-

>200 m2 (por m2)

Fuentes de soda y heladerías de 20 m2 50 m2 >50 m2 Restaurantes de

50 m2

40

>50 m*

90

Oficina (por empleado y por 10 m2) Hospitales (por cama)

80 400

C o n el fin de diseñar las estructuras del acueducto, es necesario calcular el caudal apropiado, el cual debe combinar las necesidades de la de diseño y los costos de la construcción de un acueducto para un caudal excesivo. Normalmente se trabaja con tres tipos de caudales, a saber: 1. Caudal medio 2. Caudal máximo diario 3. Caudal máximo horario

1. Caudal medio

Tabla 4.4 Comparación de factores de mayoración, según estudios realizados en Colombia y en África

Es el caudal promedio obteiiido de un aíio de registi-os y es la base para la estimación del caudal miximo diario y del máximo horario. Este caudal expresado en litrós por segundo se obtiene así:

Población (habitantes)

Factor de mavoración

En Colombia:

2. Caudal máximo diario En África:

Es la denianda máxima que se presenta en un día del aiio. E n otras palabras, representa el día de mayor consumo en el aíio y se calcula según la sigiiiente expresiói1:

Aldeas Pueblos Ciudades ~

Qwuí.xiJno ~ i i ~ Ee ~ r1i.2~ x Q / ) r ~ ~ r i ~ , i j i o

-.

1.50

(4.3)

3. Caudal máximo horario Corresponde a la demanda niixima que se presenta en un,i hora ciuraiite u n año corripleto, y en general se determina como:

CUando se dispone de un sistema de regulación de caudal, las estructuras del acueducto se diseñan con el caudal máximo diario. En caso contrario, se debe diseñar todo el acueducto con el caudal máximo horario. La red de distribución se diseña teniendo en cuenta el caudal máximo horario.

Continuando con el mismo ejemplo utilizado para la proyección de población y adoptando los valores promedios, se tiene la siguiente proyección de población:

Año

Los picos del caudal horario dependen del tamaiio de la población. En ciudades grandes, las costuii~hresson muy heterogéneas, por lo que los períodos de máximo consunio son inás largos y el pico del l~iclro~raina sei-i ineiios acentuado. Esto es contrario a lo que sucede en poblacioi~es pequefias en donde se tienen unos pico, Iiorarior niayores debido a que las costumbres son más homogfrieas. Por eyta razón, los factores de niayoración del caudal rndxinin diario para la obtenci6n del qudal máximo horario (coeficieiite riuinérico de la ecuación 4.5) varían así: LC,

Población (habitantes)

Habida cuenta de que se trata de una población rural, puede adoptarse un consunio típico actual de 130 L/hab.d de acuerdo con la tabla 4.3. Adicionalmente, puede verificarse y proyectarse el valor anterior mediante la utilización de los criterios de Planeación Nacional y del 10% del incremento de la población.

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

56

Cálculo del consumo futuro -

Método d e Planeación Nacional (ecuación 4.1):

Consumo ( L/hab.d)

=

Log P - 1.8 0.014

Los resultados d e la aplicación de la fórmula son: Año

Población (habitantes)

Consumo (Uhab.d)

- Método del 10% d e aumento d e población A partir d e un consumo actual de 130 L1hab.d según lo indicado en la tabla 4.3 para poblaciones rurales: Año

Población {Habitantes)

Incremento Población

Incremento Consumo

Consumo IUhab.d)

Se adopta entonces, con u n criterio conservador, el consumo para cada año indicado en la siguiente tabla. El cálculo de los caudales ináximo diario y máximo horario se establece teniendo en cuenta u n factor d e mayoración d e 1.2 para el caudal máximo diario y un factor d e inayoración para el caudal rnáxiino horario según lo indicado en la tabla 4.4. Ano

Pob. (hab.)

Consumo fUhab.d)

Qprom.

IUs)

Q,.

da.

tus)

Factor mavoración

Q m a x hor.

fUsf

a elección d e la fuente d e abastecimiento de agua, y a sea superficial, subterránea o d e aguas lluvias, debe cumplir requisitos mínimos d e cantidad, calidad y localización.

1. Cantidad E n el caso d e una fuente d e abastecimiento n o regulada, ésta debe terier u n caudal superior al caudal d e diseño en cualquier época del año, d e manera q u e se pueda garantizar u n suministro continuo. Se debe, entonces, realizar estudios hidrológicos que permitan establecer las curvas d e duración d e caudales para corrientes superficiales, o pruebas d e equilibrio para fuentes subterráneas.

2. Calidad E n la naturaleza n o se encuentra p o r lo general agua con una calidad aceptable para el consumo humano y se hace necesario su tratamiento. Se debe procurar que la calidad física, química y bacteriológica del agua crud a permitan un tratamiento relativamente económico.

3. Localización La fuente debe estar ubicada en un punto tal que su captación y conducción resulten técnica y económicamente factibles. Adicionalmente se debe tener en cuenta para su localización los dos factores anteriores.

Para evaluar el caudal de una corriente superficial, se debe acudir a los registros hidrométricos de la cuenca o hacer mediciones directas en el cainpo. En el caso de aguas subterráneas se deben hacer pozos de prueba y pruebas de bombeo y equilibrio para determinar la capacidad del acuífero y del pozo. Para la realización de mediciones directas en corrientes superficiales se utiliza cualquiera d e los métodos citados a continuación q u e se ajuste a las características d e la corriente: 1. Medidor Parshall 2. Vertederos 3. Velocidad superficial 4. Correntómetros 5. Estaciones d e aforo 6. Trazadores químicos

PLANTA

5.1.1 Medidor Parshall Este dispositivo permite la medición d e caudales principalmente en canales. E s u n sistema muy práctico debido a su sencillez d e construcción y d e operación, ya que se trata d e u n elemento d e proporciones estandarizadas; con una o dos lecturas de niveles es posible obtener el caudal. P o r otra parte, debido a su diseño, n o es posible la acumulación d e sedimentos en ningún punto del medidor que puedan obstaculizar o alterar las mediciones, lo cual lo hace ideal para el caso d e aguas con mucho rnaterial sedimentable. Existe una gran variedad d e materiales d e construcción del medidor Parshall como, p o r ejemplo, concreto, nlampostería, acrílico y materiales sintéticos. C o i n o se observa en la figura 5.1, el medidor Parshall consiste en una reducción p a d u a l d e la sección hasta llegar a la garganta, en d o n d e se debe desarrollar el flujo crítico; posteriormente h a y u n a ampliación gradual hasta llegar al ancho original del canal. El flujo a través del medidor puede ser en descarga libre o en descarga sumergida. E n el primer caso, la lámina vertiente es independiente d e las condiciones aguas abajo del canal y basta tomar una sola lectura (Hi) para obtener el caudal. La descarga sumergida se presenta cuando el nivel aguas abajo del medid o r es lo suficienteinente alto para afectar el flujo a través d e éste. Se presenta entonces u n flujo ahogado que causa que la medida inicial (Ht) n o esté controlada p o r la canaleta y sea mayor que la real. Es necesario entonces hacer una corrección del caudal p o r medio d e una segunda lectura (H2) corno se indica en las figuras 5.1 y 5.2.

------

PERFIL

Descarga libre Descarga sumergida

Figura 5.1 Medidor Parshall en descarga libre y sumergida. Planta y corte

La sumergencia está dada por la relación entre los niveles, H*/Hi, y la colidición de descarga libre se determina según el ancho de la garganta (W) así: Descarga libre:

W < 9" (23 cm) y W > l'(30cn:)y

H r I H i < 60% H21Hi < 70%

La condición de descarga ideal es la de descarga libre pero en ilingún caso se debe operar con sumergencias mayores de 95%. Las dimensiones del medidor son dadas en función del ancho d e la gal-garita y se encuentran tabuladas en la mayoría de los libros y mai~ualescle hidráulica. La selección del tnedidor niás adecuado se hace teniendo en cuent'i el caudal y el ancho del canal. Es recomendable en general tomar el ancllo de la garganta coriio 113 a 112 del ancho del canal. El iiltervalo de medición d e caudales para cada canaleta está dado en la tabla 5.1. La siguiente es la ecuación de calibración de un medidor Parshall cuyas constantes K y n están dadas en la tabla 5.2.

Medidores Ahogados Reducción del Caudal, W = 1 pie = 0.30 m

1

I

Carga. H (m)

Reducción de Caudal (L/s) Figura 5.2 Reducción del caudal para medidores ahogados.

Para los medidores cuyo ancho de garganta sea diferente d e 1 pie, se debe multiplicar el caudal de corrección obtenido d e la gráfica anterior p o r el factor correspondiente indicado en la siguiente tabla. Tabla 5.3 Factor rnultiplicador para corrección de caudales en rnedidores mayores de 1 pie, 0.30 centímetros ANCHO GARGANTA, W. Pies

Centímetros

FACTOR -

1

5.1.2 Vertederos

Sin contracción lateral

U n vertedero es una simple abertura sobre la cual fluye u n líquido. Los vertederos pueden clasificarse de diferentes maneras según su forma, el espesor de la pared, el tipo de descarga y el número de contracciones laterales. A continuación se ilustran los diferentes tipos d e vertederos según su fornia geométrica (figura 5.3). Los vertederos más utilizados por su facilidad d e construcción y calibración son los rectangulares y los triangulares. Los vertederos pueden ser de pared gruesa o delgada; el más comíin para mediciones en corrientes superficiales es el d e pared delgada. Pueden trabajar en descarga libre o parcialmente sumergida, pero es preferible la condición de descarga libre. Puede darse el caso de que el vertedero n o tenga ninguna contraccióia lateral, que tenga sólo una o que tenga dos contracciones laterales, c o m o se indica en la figura 5.4.

5.1.2.1 Vertederos rectangulares Los vertederos rectangulares, en general, se utilizan para caudales entre

200 y 1600 L/s. EII la figura 5.5 se muestra un vertedero rectangular de pared delgada y con contracciones laterales, en donde L es el anclio o longitud del vertedero y H es la carga sobre la cresta del niismo.

Parabólico

Circular

Semicúbico

Figura 5.3 Tipos de vertederos según su forma

Con contracción lateral doble

Figura 5.4 Contracción lateral en vertederos

Debido a la depresión de la lámina vertiente sobre la cresta del vertedero, la carga debe ser medida aguas arriba a una distancia aproxir-nada d e 5 H , donde la superficie libre es prácticamente horizontal. La ecuación general de calibración de u n vertedero rectai~gulat-es deducid a planteando la ecuación de Bernoulli entre un punto aguas arriba a la cresta del vertedero y la cresta misma. D e esta ecuación se obtiene:

en donde:

Triangular

Con contracción lateral sencilla

Q L H

= Caudal (m3/s) = Longitud del vertedero (m) = Carga sobre la cresta del vertedero (m)

y

= Coeficiente de descarga.

Figura 5.5 Vertedero rectangular con contracciones. Corte y perfil

66

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

Para u n vertedero rectangular sin contracciones laterales el coeficiente d e descarga, 11, es aproximadamente 0.60 y la ecuación 5.3 se convierte en:

E n la práctica, generalmente se usan los triángulos isósceles; el más usad o es el de 90c). La ecuación general de los vertederos triangulares es:

Efecto de las contracciones laterales C u a n d o n o es posible, en primera instancia, calibrar u n vertedero con contracciones laterales, se debe proceder a hacer una corrección en la longitud vertiente. C o m o se muestra en la figura 5.5, el efecto d e las contracciones laterales es el de reducir la longitud d e la lámina vertiente. Esta situación se corrige teniendo en cuenta u n valor d e L' en la ecuación anterior así:

en donde n es el número de contracciones laterales (ver la figura 5.4) y H la carga sobre la cresta del vertedero.

5.1.2.2 Vertederos triangulares Son utilizados para caudales menores de 30 L/s y cargas hidráulicas coniprendidas entre 6 y 60 centímetros. Su sensibilidad es mejor q u e la d e los vertederos rectangulares para caudales comprendidos entre 40 y 300 L/s. J

en donde:

Q 0

H C'

= = = =

caudal (m3/s) ángulo central carga (m) coeficiente de correccióli por pérdidas y contracciones

Para vertederos triangulares con 8 = 90" y C' = 0.60, la ecuación 5.6 se transforma en:

5.1.3 Velocidad superficial Este método puede ser empleado en canales o corrientes superficiales de sección más o menos constante y en un tramo recto, donde es posible suponer u n flujo uniforme. Al soltar el flotador en la sección 1 indicada en la figura 5.7 (a) y medir el tiempo necesario para llegar a la sección 2, se puede calcular la velocidad superficial mediante la siguiente expresión:

La velocidad media se encuentra p o r debajo de la superficie libre (ver figura 5.7 (b)), y vale aproximadamente el 80% d e la velocidad superficial.

Conocida la sección hidráulica del canal, se calcula el caudal a partir d e la ecuación d e continuidad. Este método está sujeto a errores debido a la velocidad del viento y a secciones n o uniformes d e la corriente.

5.1.4 Correntómetros o molinetes

Figura 5.6 Vertedero triangular.

Son equipos utilizados para medir la velocidad de la corriente en diferentes puntos d e la sección y a diferentes profundidades.

El procedimiento para medir el caudal es el siguiente:

1. Medir velocidades a diferentes profundidades en la vertical para obtener una velocidad media. Se pueden tomar velocidades a 0.2H y 0.8H (siendo H la profundidad total de la vertical); la velocidad media será entonces:

o tornar velocidades a 0.2H, 0.8H y 0.6H, en cuyo caso la velocidad media será:

I

1

(a) P U N T A

(b) PERFIL

l

I

Figura 5.7 (a) Medición de la velocidad superficial (b) Distribución de velocidades en la vertical.

El correntómetro mide el número de revoluciones por minuto; mediante tina ecuación d e calibración del aparato se determina la velocidad en el punto. C o m o se indica en la figura 5.8, existen correntóinetros de copas o d e hélice. C u a n d o se tiene11velocidades altas es preferible la utilizacióil de los molinetes de hélice. La velocidad promedio en la vertical se encuentra en general a O.GH, siend o H la profundidad del agua medida desde la superficie libre, como se indica en la figura 5.9.

2. Calcular la velocidad media en la sección A; (indicada en la figura 5.9(b)) con el promedio d e las velocidades medias (obtenidas d e la ecu;ición 5.10 ó 5.11) d e las dos verticales que delimitan dicha sección, según se muestra en la siguiente ecuación:

3. Calcular el caudal entre las dos secciones verticales coino el producto d e la velocidad media anterior (ecuación 5.12) y el área medida entre dichas secciones. 4. Obtener el caudal total de la sección mediante la suma d e los caudales individuales en cada una de las diferentes secciones. Qreccrón

Figura 5.8 Tipos de correntómetros. (a) Correntómetro de copas. B) Correntómetro de hélice.

=

I: Vs, A,

(5.13)

Figura 5.9 (a) Perfil de velocidades en la vertical (b) Distrtbución de puntos de medición en una sección

4

5.1.5 Estaciones de aforo con limnímetro Son secciones fijas de un no, en las cuales se Ilet-a un registro continuo de cau dales medidos mediante molinetes y niveles medidos con mira, de tal maner q u e con el nivel de la sección se obtiene el caudal a través de una curva d calibración d e la sección. Esta curva debe ser verificada periódicamente.

en donde:

Q, Q, Q, C, C, C,

= = = = = =

Caudal afluente Caudal del trazador Caudal efluente Concentración del trazador afluente Concentración inyectada del trazador Concentración del trazador efluente

y despejando de la ecuación (5.14) el término del caudal afluerite, se tiene:

,

I

La expresión final dei caudal afluente será entonces:

I

Limnímetro o Mira

Figura 5.10 Sección con lirnnímetros.

5.1.6 Trazadores químicos Se hace la inyección de una sustancia química inerte, q u e n o reaccione con el agua, y se registra su concentración en una sección aguas abajo. La inyección del trazador puede hacerse p o r cochada (impulso) o d e una manera contiiiua; los registros de concentraciones en el río serán diferentes según se observa en las figuras 5.1 1 y 5.12. Al hacer el aforo por el método de cochada, el cálculo del caudal es semejante al del inétodo de medición de la velocidad superficial. E n este caso se determina el tiempo que tarda en presentarse el pico d e concentración entre las dos secciones indicadas en la figura 5.11 y la distancia entre las dos secciones. Si la dosificación se hace de manera continua, según se indica en la figura 5.12, el cálculo del caudal se realiza estableciendo u n balance d e masas en la sección d e control. La [nasa que entra debe ser igual a la masa que sale, es decir:

Figura 5.1 1 Aforo con trazadores químicos por sochada (a) Trayectoria del trarador (hi Reg~s tro de concentrac~onesen las secciones

1

>f&%%sq

; ggq~j1ción término genérico utilizado para las obras de captación, derivao toma en ríos es "bocatoma". Por medio de esta estructura r%

42

%, , ,

@ & ;$$ & #

se puede derivar el caudal de diseño que por lo general corresponde al caudal máximo diario. Las obras de captación deben localizarse en zonas donde el suelo sea estable y resistente a la erosión, procurando que la captación se haga en un sector recto del cauce. En caso de ser necesaria la captación en una curva, aquélla debe ubicarse en la parte exterior de la curva, tomando las debidas medidas de protección de la obra, como, por ejemplo, muros de contención aguas arriba y aguas abajo de la bocatoma, tal coino se ilustra en la f i ~ u r a6. l. Al colocar la bocatoma en la parte interior de la curva, se colmataría con el material allí dep de verano podría quedar en seco. D

6.1.1 Tipos de bocatomas

Existen diferentes tipos de bocatomas; los factores determinantes para la selecciói-i de la bocatoma más adecuada son la naturaleza del cauce y la topografía general del proyecto. A continuación se ilustran los diferentes tipos de bocatomas. 6.1.1.1 Torna lat

uro transversal

Es utilizada en ríos relativamente pequeños o quebradas, en donde la profundidad del cauce no es muy grande.

OBRAS DE

1

Cámara de recolección

-

transversal

Planta

Figura 6.1 Captación en corrientes superficiales. Bocatomas en recta y en curva.

C o m o se indica en la figura 6.2, u n muro transversal a manera d e p r eleva la lámina d e agua y ésta es captada lateralmente a través d e una r Ila colocada en uno de los muros laterales.

Corte Longitudinal

Figura 6.2 Bocatoma con muro transversal

similar a la toma con muro transversal, reemplazando el m u r o p o r compuertas y la rejilla por otra de mayores dimensiones. En este caso se puede hacer el tratamiento primario de desarenador d e manera inmediata,

l

I Tubería de

6.1.1.2 Bocatoma de fondo

Es utilizada en condiciones semejantes a las de la bocatoma con mu transversal. Su diseño se verá en detalle en el numeral 6.1.2. 6.1.1.3 Bocatoma lateral con bombeo

Son empleadas para ríos con caudales grandes y de una sección relati mente ancha. C o m o se muestra en la figura 6.3, el número mínimo

6.1.1.4 Bocatoma lateral por gravedad PLANTA

CORTE TRANSVERSAL

Figura 6.3 Bocatoma lateral con bombeo, en planta y corte

como se muestra en la figura 6.4. Las compuertas pueden ser d e sector o de tablero.

-

6.1.1.5 Toma mediante estabilización del lecho

/

C u a n d o el ancho del río es muy grande y el lecho n o es nauy estable, se hace una canalización de éste; la toma puede ser lateral o de fondo.

Orificios de captación

Puente de acceso

6.1.1.6 Toma en embalses o lagos

Torre de captación P o r rnedio de una torre con orificios a diferentes alturas, se puede captar el agua sin importar el nivel al cual se encuentre; postei-iorinente se conduce el agua a u n pozo de succión (figura 6.5). Tubería de captación

Sifón Si las cot~diciotiestopográficas lo permiten, se puede hacer un sifón que conduzca el agua a un canal al otro lado del jarillón. Se requiere una bomba para cebar el sifón y una válvula reguladora del caudal, ya que la cabeza es variable.

1

Desarenador

1

Figura 6.5 Torre de captación

Toma de fondo Es utilizada en ríos de gran caudal y poca velocidad o en lagos. E n el caso de ríos, éstos debcii ser de baja turbiedad con el fin de n o colinatar inuy rápidatilente el filtro de grava. Se debe disponer de un sistema de retrolavado del filtro.

,(;:A&/'

Bomba de vacío

Desarenador

-N. Máx. . -

(

_

_

N. Mín v

Compuertas i

\

-

Excesos CORTE TRANSVERSAL

Figura 6.4 Bocatoma lateral por gravedad, en planta y corte

Figura 6.6 Captación por sifonamiento

_

Válvula de regulación

del agua. La estación de bombeo deslizante (figura 6.9) es montada sobre dos rieles y se sube o se baja operando un malacate colocado en tierra firme. E n cualquiera d e los dos casos la estación está conectada a la tubería d e conducción p o r medio d e una manguera flexible. N. Mín.

-.;?i

S----

Malacate

Figura 6.7 Toma de fondo en ríos o lagos

6.1.1.7 Estaciones de bombeo flotantes y deslizantes

Son utilizadas para la captación de agua en ríos o enibalses en los que la fluctuación de niveles es muy grande. E n el caso de la estación flotante (figura 6.8), la bomba se coloca sobre u n planchón el cual se desliza verticalmeiite sobre unos rieles según el nivel

Manguera

Figura 6.9 Estación de bombeo deslizante

6.1.2 Bocatoma de fondo

El agua es captada a través d e una rejilla colocada en la parte superior d e una presa, que a su vez es direccionada en sentido normal d e la corriente. El ancho d e esta presa puede ser igual o menor que el ancho del río. E n las figuras 6.10, 6.1 1 y 6.12 se ilustran los elementos más importantes d e este tipo d e bocatoma. La bocatoma d e fondo indicada en estas figuras consta de:

Presa

u Figura 6.8 Estación de bombeo flotante.

Su cota superior está al mismo nivel d e la cota del fondo del río. Construida generalmenta en concreto ciclópeo, dentro d e ella se encuentra el canal d e aducción.

Tapa de acceso \,

+ Gamara de recolección

/ Rejilla

/1

--'

de excesos

L

Corte B-B

i

Figura 6.12 Bocatoma de fondo (corte transversal)

Solados o enrocado superior e inferior Ubicados aguas arriba y aguas abajo de la presa, tienen p o r objeto protegerla d e la erosión. Pueden ser construidos en concreto o enrocado.

Muros laterales Encauzan el agua hacia la rejilla y protegen los taludes. El ancho d e estos muros depende d e la estabilidad estructural. Siendo en concreto ciclópeo, el ancho d e los muros puede ser de 60 centímetros o inenos; esto depende del estudio d e estabilidad de los mismos muros.

Rejilla Ésta es colocada sobre el canal de aducción que se encuentra dentro d e la presa. La longitud d e la rejilla, y p o r lo tanto la del canal d e aducción, puede ser menor que la longitud de la presa o el ancho d e ia garganta, según las necesidades del caudal que se ha d e captar. El ancho mínimo es d e 40 centímetros y el largo mínimo de 70 centímetros, dados para facilitar la operación d e limpieza y mantenimiento. Los barrotes y el marco pue-

den ser de hierro, con separación entre barrotes de 5 a 10 centímetros diámetro de los barrotes de ' / 2 " , 3/4" 6 1 ".

Debido a la existencia de las contracciones laterales, se debe hacer la correspondiente corrección de la longitud de vertimiento, según lo indicado por la ecuación 5.5:

Canal de aducción Recibe el agua a través de la rejilla y entrega el agua captada a la cámar de recolección. Tiene una pendiente entre el 1% y el 4% con el fin de da una velocidad mínima adecuada y que sea segura para realizar las labore de mantenimiento. La sección de este canal puede ser rectangular o semi circular. Aun cuando la sección semicircular es la más eficiente desde e punto de vista del funcionamiento hidráulico, la sección rectangular e más fácil de construir.

Cámara de recolección Generalmente es cuadrada o rectangular, con muros en concreto refor zado cuyo espesor puede ser de 30 centímetros y su altura igual a la d los muros laterales. En su interior se encuentra un vertedero de exceso lateral que entrega el agua a una tubería de excesos que regresa el agua a cauce. Se debe dejar una tapa en la placa superior y una escalera para e acceso del personal de mantenimiento.

en donde n es el número de contracciones laterales. La velocidad del agua al pasar sobre la rejilla será de:

y debe estar conlprendida entre 0.3 m/s y 3 ni/s de manera que puedan ser aplicables las ecuaciones del alcance del chorro presentadas a continuación (ecuaciones 6.5 y 6.6) para la determinacióil del ancho del canal de aduccióil.

Diseño de la rejilla y el canal de aducción Ancho del canal de aducción:

6.1.2.1 Diseño de la bocatoma de fondo

Diseño de la presa El primer paso para el diseño de la bocatoma es verificar que el caudal de diseño, caudal máximo diario, sea inferior al caudal mínimo del río en el sitio de captación. Con el fin de obtener el caudal mínimo del río se puede recurrir a datos de medición de caudal en la cuenca, a mediciones de caudal directas o al estudio hidrológico de la cuenca. La presa y la garganta de la bocatoma se diseñan como un vertedero rectangular con doble contracción cuya ecuación corresponde a (ver ecuación 5.4, sección 5.1.2.2): Q = 1.84 L H " ~ (6.1) Para determinar el valor de la lámina de agua para las condiciones de diseño (Q,,,axdiario) y para las condiciones máximas y mínimas de1 río, se despeja el valor de H de la ecuación 6.1:

en donde:

X, X;

= alcance filo superior (m)

V,

= velocidad del río (m/s)

H B

= profundidad de la lámina de agua sobre la presa (m) = ancho del canal de aducción (m)

= alcance filo inferior (m)

Rejilla Si se utiliza una rejilla con barrotes en la dirección del flujo, el área neta de la rejilla se determina según la siguiente expresión:

A,,, siendo:

=a

BN

A,, = área neta de la rejilla (m2) a = separación entre barrotes (m) N = número de orificios entre barrotes

(6.8)

OBRAS DE

CAPTACI~N

87

Cámara de

recolecci6n

Figura 6.14 Rejilla de captación Figura 6.13 Captación a través de la rejilla al canal de aducción

Siendo b el diámetro de cada barrote, la superficie total de rejilla es aproximadamente:

Niveles en el canal de aducción Asumiendo que todo el volunlen de agua es captado al inicio del canal i i l dicado en la figura 6.15, el nivel d e la lámina aguas arriba es obtenido p o r medio del análisis d e cantidad de movimiento en el canal:

Haciendo la relación entre área neta y área total se obtiene:

Para que la entrega a la cámara de recolección se haga en descarga libre, se debe cumplir que:

y reemplazando el área total e11 función de la longitud de la rejilla, L,.: A,,',

a Lr a+b

= -B

p o r otra parte, el caudal a través de la rejilla es: en donde: en donde:

K Vh

= 0.9 para flujo paralelo a la sección = velocidad entre barrotes (máxima de 0.2 m l s )

h, h, h, i g

profundidad aguas arriba (m) profundidad aguas abajo (m) profundidad crítica (m) pendiente del fondo del canal = aceleración de la gravedad (9.81 ni/s2)

= = = =

OBRASDE CAPTACI&N

89

y se debe dejar un borde libre (indicado en la figura 6.15) de 15 centímetros. Para que las ecuaciones de dimensionamiento de la cámara (ecuaciones 6.15 a 6.17) sean válidas, la velocidad, a la entrega de la cámara de recolección, Ve, debe ser mayor de 0,3 m/s y menor de 3,O m/s. Diseño de la cámara de recolección Nuevamente, se aplican las ecuaciones del alcance de un chorro de agua (ecuaciones 6.5 y 6.6) reemplazando los términos por los de la condición de entrada a la cámara indicados en la figura 6.17. 2 -

X = 0.36 V:

1

0.60 h j

i

1

3

X,= 0.18 ve7i0.74 hf L = X,+ 0.30

Figura 6.16 Cortes transversales en el canal de aducción.

Se debe tener en cuenta que, aunque los cálculos hidráulicos son necesarios para establecer las condiciones mínimas de la cámara de recolección, es importante que las dimensiones de la cámara sean las mínimas necesarias para realizar un adecuado mantenimiento de ésta. La profundidad, H, de la figura 6.17 debe ser tal que cubra las pérdidas por entrada y fricción de la tubería de conducción entre bocatoma y desarenador. Como este diseño no se ha hecho hasta el momento, se supone un valor de 0,60 m.

al desarenador

0

Figura 6.15 Perfil del canal de aducción.

Figura 6.17 Corte de la cámara de recolección.

I

Desagüe del caudal de excesos El caudal de excesos se determina teniendo en cuenta que sobre la rej de la bocatoma pasará un caudal mayor que el caudal de diseño. Se pr ducirá entonces una lámina de agua superior a la de diseño, que se pue evaluar según la ecuación 6.2, reemplazando en ella el caudal correspo diente al caudal máximo o promedio del río. La capacidad máxima captación de la rejilla se puede aproximar al caudal a través de un ori cio, cuya ecuación es: QtaPtalio

en donde:

QCapt,do

Cd A,,,,

H

=

Cd A

Cabezal de descarga

1

/

n c t d q

= Caudal a través de la rejilla (m3/s) = Coeficiente de descarga = 0.3 = Area neta de la rejilla (m2) = Altura de la lámina de agua sobre la rejilla (m)

Este caudal llega a la cámara de recolección a través del canal en don como se indica en la figura 6.18, se coloca un vertedero sin contracci laterales que servirá para separar el caudal de diseño del caudal de sos. Para curnplir con lo anterior, la cota de la cresta del vertedero coincidir con el nivel del agua necesario para conducir el caudal de dis al desarenador. Como no se ha hecho el diseño de esta tubería, se asu en este momento un valor tentativo de 0.60 m, valor que debe ser corr d o una vez se haya hecho el diseño correspondiente de la tubería de c ducción entre la bocatoma y el desarenador (Capítulo 8). En resumen, el caudal de excesos será la diferencia entre el caudal capta a través de la rejilla y el caudal de diseño.

Posteriorniente se debe ubicar el vertedero de excesos a una dista adecuada de la pared de la cámara de recolección. Para esto se apli nuevamente las ecuaciones 6.2, 6.4, 6.5 y 6.7 aplicadas a las condicio de excesos determinadas anteriormente. El diseño de la tubería de excesos, cuyo diámetro mínimo es de 6 " cm), debe contemplar la pendiente disponible entre el fondo de la cá y el punto escogido para la descarga de excesos. Este punto debe est 15 cm por encima del nivel máximo del río, según lo indicado en la figu 6.18. El diseño de esta tubería puede hacerse siguiendo el procedimien indicado en el Capítulo 10.

I

al desarenador

Figura 6.18 Vertedero de excesos en la cámara de recoleccion y cabezal de des-

carga.

6.1.3 Ejemplo de diseno

Información previa

Períodos de diseño: Tratándose de la captación, se debe disecar en una sola etapa, es decir para 20 años a partir de la fecha. Población de diseño: De acuerdo con la proyección de población realizada anteriormente, se tiene que la población para el año 2012 es de 6293 habitantes. Caudal de diseño: El caudal máximo diario para la misma fecha anterior fue calculado en 13 L/s. Aforo del río: EI caudal del río en tiempo seco es de 50 L/s. El caudal liledio del río es de 0.2 m3/s. El caudal máximo del río es de 1 m3/s. Ancho del rio: El ancho del río en el lugar de captacióii es de 1.5 m.

OBRAS DE CAPTACIÓN

93

Diseño de la presa

El ancho de la presa se supone de 1.0 m La lámina de agua en las condiciones de diseño es de:

Se adopta 0.70 m de longitud de rejilla. La corrección por las dos contracciones laterales es:

L'

= L - 0.2H=1.00 - 0.2x

0.04= 0.99 m El número de orificios es de:

Velocidad del río sobre la presa: L' H

,

0.99x 0.04

0.3m/S < 0.36m/S < 3.0m/S

=j

0.K.

Diseño de la rejilla y el canal de aducción

Se adoptan 12 orificios separados 5 cm entre sí, con lo cual se tienen las siguientes condiciones finales:

El ancho del canal de aducción será:

0.240 (0.05+ 0.0127) -- 0.75m 0.05x 0.4 Los niveles de agua en el canal de aducción son: L,

=

- aguas abajo B

=X,

+ 0.10= 0.27+ 0.10

-

B = 0.37m 0.40m La longitud de la rejilla y el número de orificios será: Se adoptan barrotes de l/2" (0.0127m) y separación entre ellos de 5 centímetros. Por otra parte se supone la velocidad entre barrotes igual a 0.10 m/s.

- aguas arriba

L, = L, + espesor del muro = 0.75 + 0.3 = 1.05 m se adopta i = 3%

Cálculo de la altura de los muros de contención Tomando el caudal máximo del río de 1 m3/s, se tiene:

Ho=h,+B.L.=0.06+0.15=0.21 m

He = h, + ( h , - h,) + i L, + B.L. H,=0.05 +(0.06-0.05)+0.03~1.05+0.15= 0 . 2 4 m

Cálculo de cotas

La velocidad del agua al final del canal será:

Q ve = = B x he

0.013

=

0.69 m/s

0.40 x 0.05

0.3 m/, < 0.69 m/S < 3,O m/s

=&

0.K.

Diseño de la cámara de recolección

X5 = 0.40 m

X,= 0.22 m =

B,,,,,

= 0.70

Lámina sobre la presa: Diseño: Máxima: Promedio: Corona de los muros de contención Canal de aducción: Fondo aguas arriba: Fondo aguas abajo: Lámina aguas arriba: Lámina aguas abajo: Cámara de recolección: Cresta del vertedero de excesos: Fondo:

= 100.00 + 0.04

= 100.00 + 0.67 = 100.00 + 0.23

= 100.04 = 100.67 = 100.23

= 100.00 + 1.00

= 101.00

= 100.00 - 0.2 1 = 100.00 - 0.24 = 99.79 + 0.06

= = = =

= 99.76 - 0.15

= 99.61 = 99.01

= 99.76 + 0.05

= 99.61 - 0.60

99.79 99.76 99.85 99.81

Se adopta en esta etapa del diseño un valor de 60 cm correspondientes a las pérdidas en la conducción de la bocatoma al desarenador.

X,+ 0.30 = 0.40 + 0.30

B,al,,,

Dejándole un borde libre de 33 cm, entonces la altura de los muros será de 1.00 m.

m

Por facilidad de acceso y mantenimiento, se adopta una cámara cuadrada de recolección de 1.5 in de lado. El borde libre de la cámara es de 15 centímetros, por lo que el fondo de la cámara estará a 75 centímetros por debajo de la cota del fondo del canal de aducción a la entrega (suyoniendo una cabeza de 0.60 m que debe ser verificada una vez realizado el diseño de la conducción al desarenador).

Tubería de excesos: Cota de entrada: Cota del río en la entrega: Cota de salida:

= 99.01 = 97-65:: = 97.65 + 0.30

= 97.95

La cota del río en el punto de descarga corresponde a la cota máxima del río, 50 metros aguas abajo de la captación.

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

96

97

OBRAS DE CAPTACIÓN

Cálculo del caudal de excesos Dentro de las condiciones iniciales del diseño, se ha supuesto un caudal medio del río de: QproPn rio = 0.2

rn2/ S

f

Q

ff = ----

0.20

(1.84 L)

=

-2 3

(1.84 x 1.0)

m =

QcGpr8,,o = C d Anctd tl2-gFi= 0.3 x 0.24 x d 2 ~ 9 . 8 1 ~ 0 . 2 3 QCapta,~, = 0.1 52 m31s

- Qdiseño

Qexceros = Qcapti?do

Qexcesos = 0.139 nz'/ He,.

=

= 0.152

Nota: Todas las dimensiones en metros. Dibujo sin escala.

S

-2

2

Q

-

(1.84Lr

- 0.013

=

0.139 = 0.14 m (1.84 x 1.5) Figura 6.19 Resultados del diseño. Planta.

-

QC.YC

vexc. = e x .

x

=

0.68 m3/ s 0.6

0.14 x 1.5

a

1.O

101.DO

2

X,= 0.36 x (0.68)"

4

0.60 x (0.14)'

= 0.47

m

El vertedero de excesos estarácolocado a 0.80 m de lapared de la cámara de recolección. Cálculo de la tubería de excesos .

2

=

99.01 - 97.95 x 100 50

J

=

0.02 12 m/'

Q

=

=

2.12%

0.2785 C D2.63]0.5' i

0. 139 =

(0.2785 C/aS4

D=0.29m=11.57"

(0.2785 x 100 x ( 0 . 0 2 1 2 ) ~ , ~ ~ =>

D=12"

0

Nota: Todas las dimensiones en metros. Dibujo sin escala.

Figura 6.20 Resultados del diseño. Corte 8-8.

0.3

1.5

0.3

E1 agua subterránea es más que una simple solución del p r o b l e ~ n ade abastecimiento de agua, es un elemento vital en el balance del ciclo hidrológico y como tal debe tratarse con cuidado para n o dañarlo o alterarlo de manera radical. Su importancia es tal que ocupa el segundo lugar en la distribución d e los voiíí~nenesde agua sobre la tierra con un 2%, mientras el priiner lugar es para los océanos y mares con un 94%. 6.2.1 El agua subterránea como recurso natural

Nota: Todas las dimenskones en metros. Dibujo sin escala. I

Figura 6.21 Resultados del diseño. Corte A-A.

El agua subterránea es el recurso natural que tradicionalmente ha interesado al hombre con el fin de explotarlo para el abastecimiento de agua a una comunidad, cuando por las características físicas de la región n o se dispone de agua superficial de utilización factible. Sin embargo, debido al constante desarrollo de la humanidad, la contaminación de los cuerpos de agua ha aumentado rápidamente y con ella la contaminación de las aguas subterráneas. Paradójicamente, técnicas de tratamiento de aguas residuales tales como la inyección de aguas residuales mediante pozos, lagunas de estabilización, rellenos sariitarios y otros, pueden llegar a contaminar los depósitos de agua subterránea. El desarrollo de los recursos de agua subterránea para su utilización en el abasteciiniento a una comunidad se cumple en tres etapas, a saber: - Exploración. - Evaluación. - ~xplotación.

6.2.2 Exploración

Nota: Todas las dimensiones en metros Dibujo sin escala.

Figura 6.22 Resultados del diseño. Detalle del canal.

El estudio del abastecimiento cuando se utiliza como fuente el agua subterránea, requiere el conocimiento tanto del suelo como de La liidráulica del agua subterránea.

Esta etapa coiisiste en la localización del depósito de agua mediante diversos niétodos. Al depósito de agua se le suele llamar "acuífero" y se define coino una formación geológica capaz de proporcionar agua en cantidad y calidad suficientes para las necesidades del hombre a un costo razonable. Estas formacioiies deben ser porosas, permeables y saturadas; las más cornunes son arenas no consolidadas, gravas de origen aluvial, glacial o lacustre, rocas sedirnentarias corno limos, dolomitas o co~lglonleradosy rocas volcánicas fracturadas. Los niétodos de exploración pueden ser geológicos o geofísicos, y cada uno de ellos puede ser superficial o profundo. Métodos gcológzcos: Se recurre a métodos tales corno la interpretación de mapas, fotograinetría y fotointerpretación y perforacioiies en el caiiipo. Métodos geofiszcos: Consiste en la utilización de ri~étodostales como refracción sísmica, resistividad eléctrica y perfiles eléctricos.

6.2.3 Evaluación El objetivo de esta segunda etapa es la evaluación del caudal máximo de producción del acuífero, mediante la medición en el terreno de los parámetros hidrogeológicos y de producción del acuífero durante el bombeo de agua en un pozo. Se busca mantener un balance favorable entre los beneficios que trae el bombeo del agua y los cambios indeseados que puede traer su extracción. El cambio más inmediato resultante del bombeo es el descenso del nivel piezométrico del acuífero. Teniendo en cuenta el concepto anterior, se pueden hacer las siguientes definiciones: Producción del acuqero: El caudal máximo obtenido sin que haya una disminución perjudicial de la altura hidráulica que impida el flujo de agua en cantidad suficiente hacia el pozo. Producción del pozo: Es el caudal máximo obtenido de manera que se evite u n descenso del nivel de agua en el pozo por debajo de la tubería de succión. D e acuerdo con el grado de confinamiento de la formación geológica saturada, los acuíferos se pueden clasificar como: - Acuífero no confinado - Acuífero confinado (artesiano) Los acuíferos artesianos son aquellos que se encuentran encerrados por dos capas confinantes impermeables, denominadas acuicierres. Al perforar un pozo, el agua subirá por encima del acuicierre superior, debido a que el nivel piezométrico estará por encima del acuicierre superior del acuífero. E n los acuíferos no confinados no existe una formación confinante superior; y al perforar el pozo el agua subirá hasta el nivel piezométrico o profundidad de saturación del medio. E n la figura 6.23 se muestran estos dos tipos de acuíferos. En el caso del pozo artesiano surgente, la cota piezométrica se encuentra por encima de la cota del terreno y por lo tanto el agua sube hasta la superficie.

6.2.3.1 Hidráulica de aguas subterráneas E n primera instancia, se debe recordar algunos de los conceptos fundamentales del flujo a través de medios porosos: La ecuación de continuidad establece que la descarga específica o flujo a través de un cilindro es:

siendo Q el caudal y A el área transversal del cilindro. Experimentos realizados por Darcy establecen que la velocidad de flujo a través de un medio poroso, v, es proporcional a la diferencia de presion

Pozo Artesiano

entre dos secciones de un volumen de control y a la longitud entre ellas. Se tiene entonces:

en donde:

h

= Cabeza hidráulica [L]

Ah = A

K

Gradiente hidráulico o pérdidas de energía por unidad de longitud = i = Conductividad hidráulica [L/m

La conductividad hidráulica, K, se encuentra en otros libros como el coeficiente de permeabilidad. En otras palabras, la ecuación de Darcy es:

Es conveniente encontrar un parámetro que describa las propiedades conductivas de un medio poroso independientemente del tipo de fluido que pasa a través de él. Se llega entonces a otra forma de presentación de la ecuación de Darcy:

C d 2 p g Ah

Acuífero no confinado en equilibrio (6.2 1)

R

t

en donde:

v C

p u

l

L-i

= Velocidad del fluido a través del medio poroso

= Constante de proporcionalidad, que en la práctica

tiene en cuenta factores que afectan el flujo a través del medio, tales como la distribución del tarnaiio de la partículas, su esfericidad y r e d o n d a . = Densidad del fluido = Viscosidad dinámica del fluido ción de la gravedad etro de las partículas

En la ecuación 6.21 se observa que los términos p y y son función de fluido y el término c d 2 es función del medio poroso. Definiendo:

Acuicierre

en donde la constante k es conocida como la permeabilidad específica -TL21La conductividad hidráulica, K, definida en la ecuación 6.19 se expres entonces como:

l

E n la figura anterior se definen 1 R r

H h p

y el caudal se obtiene ree~ri~lazando la conductividad hidráulica en ecuación 6.21: Q

=

-kzYA

'

.

= Radio de influencia del cono de depresión

= Radio del pozo central = Espesor del acuífero = Profundidad del agua en el pozo = Descenso del nivel del agua en el pozo

Para un punto A de coordenadas (x,y) sobre la curva del cono de depresión del nivel freático, se tiene que el caudal a través de la sección es según la ecuación 6.21:

Q

6.2.3.2 Pruebas de producción del acuífero, C o n el fin de deter realizan pruebas de equilibrio que consisten en perforar un pozo cent y dos pozos de observación de menor diámetro. Se inicia luego el bo beo del agua para extraer el caudal necesario, según los requerirnien del diseño, hasta que los niveles en los pozos se mantengan constant Bajo estas condiciones se pueden calcular los parámetros necesarios s gún el tipo de acuífero que se tenga.

i

Figura 6.24 Acuífero no confinado

en donde:

K i At,t,~

AtocZ1= ~ J c X Y 1

por lo tanto:

=

=--

dx

e integrando la ecuación anterior, se tiene:

(6.25)

Para un punto A de coordenadas (x,y)' sobre la curva del cono de depresión del nivel freático, se tiene que el caudal a través de la sección es según la ecuación 6.21 :

Q = K i A,,,,I en donde:

Arotal=

(6.31)

2nXm

por lo tanto:

e integrando la ecuación anterior, se tiene:

6.2.4 Explotación

En esta última etapa del desarrollo de los recursos de agua subterránea, se consideran las estrategias óptimas de desarrollo, la interacción entre la explotación del agua subterrártea y el balance general de agua en la cuenca. Al explotar un acuifero para el abastecimiento de agua a una comunidad, se perfora por lo general más de un pozo. La superposición de las áreas de influencia de cada uno de ellos trae consigo la reducción de la producción total del sistema de pozos. El porcentaje de interferencia se puede estimar a partir de la tabla 6.1, en función de la distancia entre cada uno de los pozos.

OBRAS DE

Tabla 6.1 Porcentaje de interferencia de la producción de los pozos

CAPTACION

107

Radio de influencia, R:

Número de pozos

Distancia entre pozos (m) 2

3

4

5

38%

55%

-

1O

35%

51%

-

1O0

20%

31%

66%

de donde:

R

=e'.9Y x 30 = 2 1 9 m

Nivel del agua en el pozo:

6.2.5 Ejemplo de cálculo Calcular la coilductividad hidráulica y el radio de influencia de un acuíf ro no confinado, así como el nivel del agua en el pozo. Para determinar los parámetros anteriores, se ha perforado un pozo bombeo de 30 cm de radio y dos pozos de observación situados a 30 120 m. El bombeo de agua se ha realizado de manera contiilua durante período de 5 días a razón de 13 L/s, alcanzándose así las coi-idicioiles equilibrio. Se observa un descenso de 1.40 m y 0.40 m en los pozos observación con respecto al nivel freático, el cual se ei~cuentraa 2.50 m del terreno. Se encontró una formación imper~neablea 12.0 m de la superficie.

Por lo tanto el descenso del nivel del agua en el pozo principal será de: Descenso = 9.5 - 2.9 = 6.6 m

;

j

Nivel piezom6trico/ j original -.............._ ......i .. i.......r......

//A\

-

l -. -..--........

....

...

1.4 m

Conductividad hidráulica, K:

.........

... .....

----

0:4

-.. ..

..

. .....

iX2)

... .

Nivel piezom6tricc modificado

\

Oln X7

. .. . %

. ....

t

\

t 9.5 m 9.1 m

l

I

I

30 m

Acuicierre

//A\ {

120 m

1 e

Figura 6.26 Resultados del ejemplo.

I 1

6.2.6 Pozos de bombeo de aguas subterráneas

U n pozo es una estructura utilizada para captar el agua subterránea de acuífero. Existen diferentes tipos de pozos según sea la forma de su co trucción y según la manera de captación del agua. E n cualquier caso, existen normas generales para la localización y prot ción de cualquier pozo. Algunas de ellas son: 1. N o se deben ubicar en terrenos inundables. En el caso de terrenos plan se debe hacer un relleno a manera de plataforma alrededor del pozo. 2. El pozo debe estar localizado lejos de cualquier fuente de contami ción como pozos sépticos, letrinas, caños de aguas negras, rellenos nitarios y otros. Se recomienda ubicar el pozo a una distancia míni de 25 metros de cualquier fuente de contaminación. 3. Se debe evitar el acceso de toda clase de animales en los alrededo del pozo. Se incluye la protección que se debe dar contra insecto roedores. Existen diferentes tipos de pozos según su construcción:

6.2.6.1 Pozos excavados Son pozos superficiales cuya profundidad está entre 3.5 y 10 metros. bid0 a lo anterior, son fácilmente contaminables por lo cual debe pre rirse, en tanto sea posible, construir pozos más profundos. Su excavación se hace manualmente y de sección circular cuyo diá puede variar entre 0.8 y 1.5 metros. C o n el fin de evitar la contami superficial, el pozo debe ser revestido en su parte superior (los p r 3.5 metros). E1 material de revestimiento puede ser metal, concreto, de cemento o de gres, o ladrillo. En la figura 6.27 se muestra un poz revestimiento de concreto y sus dimensiones típicas.

6.2.6.2 Pozos barrenados o taladrados Son pozos también superficiales, pero debido al método de constru son de menor diámetro. Para su construcción se puede emplear un b no o taladro, manual o mecánico. Estos pozos deben ser protegidos medio de revestimiento similar al de los pozos excavados.

6.2.6.3 Pozos hincados Como su nombre lo indica, la construcción de un pozo hincado co en enterrar una tubería (generalmente de hierro forjado) g o l ~ e á n d su parte superior con un mazo o martinete. Por este método se alcan

Figura 6.27 Pozo excavado con camisa de concreto

profundidades del orden de 25 metros en suelos relativamente blandos y puede abastecerse un conjunto de casas pequeño. La tubería de hinca es de 2 " o menos (dependiendo de la hinca y de las necesidades de caudal) y en SU parte inferior se coloca una punta que tieel de la tubería, en la cual se perforan orificios ne un diámetro mayo con u11 diámetro de l b t ' para dejar entrar el agua y retener las partículas de arena del ac

'

a) Perforación por percusión: La construcción de un pozo perforado por percusión se hace dejando caer un barreno pesado (o martinete) dentro del hueco, el cual al llegar al fondo rompe el material de la formación. Por medio de un motor se levanta el barreno y se le echa agua al pozo para extraer el materia1 disgregado por medio de una bomba o de una cuchara cilíndrica. b) Perforación hidráulica rotatoria: Con este método se utiliza agua a presión para ir extrayendo el material triturado por el elen~entorotatorio. El agua es reutilizada previa sedimentación de la misma. En el caso de perforaciones en suelos blandos, al tubo de revestimierito se le da un giro permanente; dicho tubo tiene como primer elemento un tubo con un borde cortante de acero. Cuando la perforación se realiza a través de materiales duros, el hoyo se hace con tubería de perforación en cuyo extremo inferior se acopla una broca (de diamante u otro material resistente). c) Perforación por percusión y rotación: Este es un sistema de perforación que combina los dos métodos anteriores.

Bomb

(a)

Revest~miento

Figura 6.28 Pozo hincado,

L

del Pozo

Figura 6.29 Pozos perforados (a) Bombeo desde la sup

bomba es una máquina hidráulica capaz de traiisforiiiar eiier-

, absorbiendo un tipo de energía y r e s t i t ~ ~ é i i d o leii a otra fore energía. En general, se considera el fluido que intercainbi~ rgid como de ges ifico constante y por lo tanto incompresible'

Las mdquinas hidráulicas pueden clasificarse de acuerdo con el priiicipio fundamental de funcionamiento, es decir que si se tiene en cuenta que eii toda máquina Iiay un elemento móvil responsable de la traiisfor~iiación de eiiergía, se establece la ecuaciói~de energía entre la entrada y la salida de dicho elemento, así:

en donde AH es la energía transformada Despejando este valor de la ecuación 7.1, se tiene:

D e la ecuación 7.2 surge la primera clasificación de las máquinas hidráulicas en términos de la fuente de suministro de la energ' Generadores: Si el valor de AH es positivo, la energi nistrada al líquido. Este es el caso de las bombas.

M

~ Si el valor ~ de ~AH es negativo, ~ ~ la energía ~ es suministrada : Por e

liquido. Este es el caso de las turbinas. el caso particular de las bombas existen tres formas de realizar la resti tución de energía, a saber: 1 ) Energía de presión:

2) Energía cinética: 3) Energía potencial:

P , - PZ Y

--,---

- V?

vi2

2g 21- 2 2

7.1 -1 Máquinas de desplazamiento positivo

~1 intercambio de energía se manifiesta en forma de presión- Eii de bombas, usualmente éstas son de dos tipos, como se indica en la fig 7.1, de pistón o de diafragma. principio de funcionamiento de estas bombas es el del desplazami positivo y su movimiento es alternativo, aunque pueden

de movimiento rotativo. Su uso más frecuente ocurre en el campo de la dosificación de químicos, que requiere un caudal pequeño y su altura de elevación no es muy grande.

7.1.2 Turbomáquinas La transformación de energía se hace principalmente en forma de energía cinética. Su movimiento es siempre rotativo y por ello reciben también el nombre de bombas centrífugas. El principio de funcionamiento de estas bombas es la ecuación de Euler. Éstas son las bombas más comunes en acueductos y alcantarillados y se detallarán más adelante.

7.1.3 Máquinas gravimétricas

El intercambio de energía se realiza en forma de energía de posición. Dentro de este tipo de bombas se encuentran las ruedas hidráulicas y el ariete hidráulico. 7.1.3.1 Ariete hidráulico

El ariete hidráulico indicado en la figura 7.2 es una máquina gravimétrica utilizada para elevar una cantidad de agua q a una altura h, aprovechaildo la energía de una masa de agua por unidad de tiempo Q que cae una altura H. El ariete es muy utilizado en sistemas de abastecimiento primarios como manantiales, en arroyos o en ríos pequeños. El funcionamiento del ariete ilustrado en la figura 7.2 se describe así: 1) lega el agua al ariete por la tubería de caída L a la válvula de salida de sobrante A, descargando al exterior por la parte superior (el contrapeso movible mantiene abierta la válvula A). 2) Cuando la velocidad de salida llega al máximo, se ejerce una presión tal que levanta la válvula y ésta se cierra súbitamente. 3) Se origina un golpe de ariete y su subsiguiente onda de sobrepresión que abre la válvula D; entra así el agua a la cámara de aire C. 4) El aire en la parte superior de la cámara se comprime; se abre entonces la válvula de retención R y el agua es impulsada por la tubería 1 merced a la energía acumulada en la cámara de aire. 5) Se ~ r o d u c eluego una depresión de aire y agua que causa el cierre de la válvula R y la apertura de la válvula D. El ciclo anterior se repite continuamente. La caída aprovechable, H, para accionar el aparato en general debe ser mayor de 1.00 metros y la altura de elevación, h, está comprendida entre 6 y 12 veces la caída H.

e

= eficiencia del ariete comprendida entre el 60%

y

el 70%. Depende de manera inversa de la relación

h/H. La selección del ariete requerido se hace por inedio de las tablas surninistradas por el fabricante. A continuación se transcribe la tabla indicada en el Manttal de Hidrittlica de Azevedo AIvarez. Tabla 7.1 Arietes fabricados por Lidgerwood lndustr~al(Brasil) Número

Tubería (plg.)

de aparatos

Succión

Impulsión

2

314

318

Caudal (Umin.) 5

Caudal elevado (Uhora)

6:1

8:1

1O:l

32

20

12

12:l

Figura 7.2 Ar~etehidráulico

150 L/min; en ocasioiles

El caudal de

obtienen caudales de hasta La tubería de carga debe ser recta y de mayor diámetro que la tuberí impulsión. La longitud de la tubería de carga debe cunlplir los siguie .. requisitos:

5H 2L/C), la sobrepresión será: 2L

C V T ----C V T ha=----g t g t

2LV m

gt

siendo t = Tiempo de maniobra

I

L

-

- ..

Figura 10.21 Distribución de presión por maniobra lenta.

La ecuación 10.23 (Michaud) puede ser usada para determinar el tiempo de maniobra necesario para que la sobrepresión no supere el valor límite establecido según la clase de la tubería. 10.6.3 Medidas contra el golpe de ariete

Pueden tomarse varios tipos de medidas, entre las cuales las más indicadas son las que no requieren de equipos especializados, ya que en el caso de acueductos rurales no es fácil la labor de mantenimiento de estos aparatos. a) Limitación de las velocidades (0.6 m/s a 3.0 m/s). b) Cierre lento de las válvulas mediante la colocación de un volante de gran diámetro. c) Empleo de válvulas especiales contra el golpe de ariete. d) Aumentar el espesor de la pared del tubo. e) Construcción de pozos de oscilación o cámaras de aire comprimido como las indicadas en las figuras 10.22 y 10.23.

Caudal de diseño = 13 L/s = 0.013 m3/s Material de la tubería: asbesto-cemento C = 140 Clase de la tubería = 20 Presión de trabajo máxima = 10 kg/cm2 = 100 m Espesor de la pared de la tubería = 9.5 mm Cota de salida del desarenador = 98.86 Cota de entrada a la caseta de cloración = 55.20 Longitud horizontal de la conducción = 2150 m Longitud real de la conducción (1% adicional) = 2171.50 La conducción en planta y perfil es la siguiente:

Figura 10.24 Conducción Desarenador - Caseta de cloración. Corte longitudinal.

1

Desarenador Caseta de cloración

1

;Y

Figura 10.25 Conducción: Desarenador - Caseta de cloración. Planta.

I

Salida del desarenador

Cota fondo del tanque de recolección en el desarenador = 98.56 Cota supuesta en el diseño del tanque = 98.56 m Verificación de las pérdidas a) Pérdidas por cambio de dirección: Codos horizontales: 1 codo de 90" 1 codo de 22'/2" Codos verticales:

2 codos de 11Vd0

b) Pérdidas por válvula de control: Válvula de compuerta abierta: k = 0.2 No. de válvulas = 2

c) Pérdidas por entrada normal al tubo:

d) Pérdidas por la te: de paso directo (purga): k = 0.6 de paso lateral (salida desarenador): k = 1.3

Al ocurrir el cierre instantáneo de la válvula (por falla mecánica), el valor de la sobrepresión se calcula con un tiempo de cierre igual a la fase de la tubería y sería igual a:

h, =-C V = 1013.82x1.62

f) Pérdidas Dor salida de la tubería:

g

g

=

167.12 m

presión que excede por sí sola la presión de trabajo de la tubería. Tiempo de maniobra para evitar el golpe de ariete: Carga estática sobre la válvula: = 98.86 - 76.50 = 22.36 m Sobrepresión máxima permitida: Ha= 100.00 - 22.36 = 77.64 In

Pérdidas totales:

2 L V - 2 x 1010 x 1.62 = 4.29 seg t = ---g Ha 9.81 x 77.64

Con este valor se debe verificar nuevamente las longitudes reales de tu ría en cada uno de los diámetros. H =JILl

+ J2L2= 98.86 - 55.20 - 0.51 = 43.15 m

DI = 4 "

J I = 0.025 mlm

D2= 6 "

J2

43.15

= 0.025 x

La válvula deberá ser cerrada en un tiempo superior a 5 segundos con el fin de evitar que la presión sobrepase la presión de trabajo de la tubería.

- 0.004 mim Elevaci6n

(m)

Li + 0.004 x ( L - L l )

--

o

200

400

600

800

1000

1200

Abscisa (m) I

Figura 10.26 Perfil de la conducción. Resultadosfinales.

1400

1600

1800

2000

2200

l

unque n o se requiera de la construcción de una planta de purificación de aguas convencional, el tratamiento mínimo que debe dársele al agua es la desinfección con el fin de entregarla libre de organismos patógenos (causantes de enfermedades en el organismo humano). Además se debe prever una protección adicional contra la contaminación eventual en la red de distribución.

La desinfección del agua se puede obtener por medio de cualquiera de los procedimientos siguientes: 1. Desinfección por rayos ultravioleta: Se hace pasar el agua en capas delgadas por debajo de lámparas de rayos ultravioleta. Para que la desinfección sea efectiva, el agua debe ser de muy baja turbiedad, lo cual limita su aplicación y adGionalmente n o se obtiene una desinfección posterior. 2. Desinfección por medio de ozono: El empleo del ozono como desinfectante es un sistema muy efectivo y de uso generalizado en Europa. El sistema de ozonificacihn consiste básicamente en una elevación de voltaje que, al producir chispas y entrar éstas en contacto con el oxígeno, produce el ozono. 3. Desinfección por medio de cloro: Este procedimiento es también bastante efectivo y de uso generalizado en Estados Unidos y en nuestro medio. Es un siirema de desinfección más económico que los dos métodos anteriores. Las dosis de cloro que se emplean normalmente son de 1 mg/L a 2 mg/L; se obtienen residuales de cloro del orden de 0.5 mg/L para prevenir contaminación posterior en la red de distribución. Para que el cloro actúe efectivamente, se debe dejar un tiempo de contacto del cloro con el agua, de 15 a 20 minutos.

11.2 CASETA DE CLORACI~N nal, se debe proyectar una caseta de cloración ubicada antes del tan almacenamiento como se indica en las figuras 11.l. y 11.2.

La caseta debe estar dotada de un sistema de medición de caudales, ya que la dosificación del cloro dependerá del volumen que se ha de tratar por unidad de tiempo. Para este efecto puede ser empleado cualquiera de los métodos vistos en el capítulo 5, por ejemplo un vertedero (rectangular o triangular) o un medidor Parshall,

El cloro se encuentra en tres estados físicos: gaseoso, líquido o sólido. El equipo requerido para la dosif ro depende del estado en que éste se vaya a dosificar.

grosidad en el manejo d plantas de purificació

Figura 11.2 Caseta de cloraaón Corte longitudinal

ilindros y para poder pasarlo a una a presión. Por la complejidad y pelieoso, este sistema es más utilizado en les para acueductos de gran tamaño.

Figura 11.4 Dosificación por orificios flotantes.

El cloro es un elemento muy corrosivo y por lo tanto se debe tener caución en su manejo; adicionalmente los equipos empleados debe de materiales resistentes a la corrosión. Los hipocloritos líquidos son dosificados mediante el empleo de " cloradores", los cuales son bombas de desplazamiento positivo, de fragma o pistón como las indicadas en la figura 7.1, con eleme resistentes a la corrosión del cloro. Para hacer la dosificación de un hipoclorito, es necesario hacer una di ción de la concentración inicial de cloro de 0.5 a 1.0 por ciento en peso. 11.3.4 Empleo de tanque con orificios flotantes

U n sistema rudimentario pero muy práctico, en el caso de soluciones dividuales, es el empleo de un tanque en el cual se tiene un dosifica que actúa por gravedad de tal manera que la carga hidráulica sobre orificios permanece constante independientemente del nivel de la so ción. Este sistema se ilustra en la figura 11.4, en donde se observa que la d de cloro puede variarse aumentando o disminuyendo la cabeza, H, so el orificio.

11.4 EJEMPLO DE DOSIFICACI~N Condiciones de la dosificación: Caudal = 13 L/s Dosificación de cloro líquido: Penclorito 130 = 130 g/L Preparación de una dilución para dosificación del 1% en peso. Dosis de cloro = 1.5 mg/L (obtenida de un estudio de demanda de clot Gasto de Penclorito

=

13 Lls x 1.S mglL x 86.4 = 1685 g C12 Id

Gasto de Penclorito

=

16"g C12id 130 g Cl2/L

=

1) Lid

ELEMENTOS DE DISENOPARA ACUEDUCTOS

Al hacer la dilución paraI dosificación del 1% en peso, la onceni será de 1.3 %/L.Entonces el caudal de la bomba dosificador puede larse como: 1.5 mglL x 13 Lis '=

1300mglL

ebido a que el consumo de agua de la población no es constante sino que, por el contrario, varía según la hora del día, y dado que el suministro es un caudal teóricamente constante (caudal máximo dia.rio), es necesaria la construcción de un tanque regulador que amortigüe las demandas horarias. La función básica del tanque es almacenar agua en los períodos en los cuales la demanda es menor que el suministro de tal forma que en los períodos en los que la demanda sea mayor que el suministro se complete el déficit con el agua almacenada inicialmente. E n general, se puede establecer que las dimensiones de un tanque regulador se determinan para cumplir las siguientes funciones: 1. Compensar las variaciones en el consumo de agua durante el día. 2. Tener una reserva de agua para atender los casos de incendios. 3. Disponer de u n volumen adicional para casos de emergencia, accidentes, reparaciones o cortes de energía eléctrica (cuando haya un sistema de bombeo). 4. Dar una presión adecuada a la red de distribución en la población. Los tanques pueden ser construidos sobre el terreno (superficiales, semienterrados o enterrados) si se dispone de un desnivel topográfico adecuad o que permita el funcionamiento de la red de distribución bajo las normas adecuadas de presión. En el caso de no disponer de la condición topográfica anterior, se debe proyectar un tanque elevado, teniendo en cuenta que esto implica un tanque de succión y una estación de bombeo, los cuales deben ser disefiados para el volumeii horario demandado por la comunidad. El material de cotistrucción del tanque ~ u e d eser concreto o nletal; su forma puede ser rectai~gularo circular. e

12.2.1 Tanque de distribución Se tendrá un tanque de distribución cuando el agua llegue a éste antes de llegar a la población. Este es el caso de los tanques indicados en las figuras 12.1 y 12.2.

12.2.2 Tanque de compensación Este tipo de tanques se sitúa en el extremo opuesto de la entrada de agua a la red de distribución, como se indica en la figura 12.3. Almacenamiento

Figura 12.1 Tanque de distribución superficial.

En teoría la red de distribución resulta más económica si el tanque se caliza en el centro de gravedad de la población; sinembargo, por razo de espacio, estética y seguridad, lo anterior casi nunca es posible.

TIPOS DE TANQUES

Población

C = Consumo S = Suministro

I

I

Figura. 12.3 Tanque de distribución y de compensación superficial.

Como se observa en la figura 12.3, cuando el consumo es nulo la totalidad del agua llega al tanque de compensación a través de la red de distribución. Cuando el consumo iguala al suministro, no entra ni sale agua del tanque, y cuando el consumo es mayor que el suministro la población será surtida tanto por la línea directa como por el tanque de compensación.

12.3.1 Tanque superficial La siguiente es la disposición de las tuberías, válvulas y otros accesorios en los tanques reguladores de compartimiento simple y doble. Figura 12.2 Tanque de distribución elevado.

ADOR

219

La curva integral tiene las siguientes características: a) La curva es siempre ascendente. b) La ordenada en cualquier punto representa el consumo total hasta ese momento. c) La pendiente en cualquier punto representa el consumo instantáneo.

CAPACIDAD DEL TANQUE DE C)ISTRIBUC\ON los datos de consumo de la población y su distribución horaria. Por lo

% Qdximo

1

1

diario

Hora

1

Figura 12.10 Curva integral del consumo de la población.

Figura 12.9 Curva de distribución horaria del consumo de la población.

son más uniformes; ocurre lo contrario en poblaciones grandes deb la heterogeneidad de las costumbres.

12.4.1 Método de la curva integral A partir de la curva de distribución horaria se define la "curva integral", tenie en cuenta los valores del consumo acumulado en iin período de 24 horas.

Una vez determinada la curva integral del consumo se debe establecer la curva del suministro, la cual depende del tipo de tanque que se tenga, de si es un tanque alimentado por gravedad o por bombeo. Una de las características de la curva integral del suministro es que tiene pendiente uniforme, es decir que el suministro es constante entre intervalos de tiempo característicos.

12.4.2 Cálculo de la capacidad del tanque alimentado por gravedad La figura siguiente ilustra el caso de un tanque superficial alimentado por gravedad. La línea ABCDE representa la curva integral del consumo y la recta AE representa en este caso la curva integral del suministro, lo cual indica que para un suministro constante, al final del período de 24 horas se habrá entregado un volumen correspondiente al caudal máximo diario. Inicialmente la pendiente de la curva de suministro es menor que la del consumo; se presenta, pues, un déficit de agua entre los puntos A y B de la figura 12.11.

12.4.3 Calculo de la capacidad del tanque elevado (alimentación por bombeo) Cuando se tiene un tanque elevado, la forma de alimentación usualmente será por bombeo con empleo de dos tanques: el tanque de succión y tanque elevado. La forma de operación del bombeo tiene implicaciones económicas, ya que entre mayor sea el número de horas de bombeo menor será la capacidad del tanque, pero mayores serán los costos de operación del sistema de bombeo. E n el caso de que el bombeo sea continuo durante el día, la determinación del volumen del tanque elevado será idéntica a ¡a del caso del tanque superficial alimentado por gravedad.

continúa hasta el punto B del día siguiente.

O

2

4

6

'8

10

12

14

16

18

20

22

24

Hora Figura 12.12 Curva integral del tanque elevado y del tanque de succión.

Por regla general, se puede establecer que el volumen del tanqu suma de las máximas diferencias por encima y por debajo del su1 con respecto al consumo.

ximo sobrante.

En la figura 12.12 se muestra el caso del bombeo durante las 16 primeras horas. La curva de suministro está representada por los segmentos A C (durante el bombeo) y C D (no hay bombeo). Al igual que en el caso anterior, BB' representa el máximo déficit entre el bombeo y el consumo y C C ' representa el máximo sobrante. Nuevamente, el volumen total del tanque será la suma del máximo déficit y el máximo sobrante, representado gráficamente por V, (BB' + CC').

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARI

El volumen del tanque de succión es determinado invirtiendo las decir que la demanda del tanque de succión será ahora la curva de el suministro a este tanque se realiza de manera continua por gravedad. caso particular de la figura 12.12, sólo se presenta un punto de máximo cit (momento en e1 que se apaga la bomba) en el que el tanque estará (punto C"). A partir de este momento el tanque de succión recupera s lumen hasta llegar al punto D, momento en el cual estará completame lleno. El volumen del tanque de succión está representado por V,. En el caso de no disponer de la curva de consumo horario de la p ción, se puede obtener el volumen del tanque de almacenamiento zando unos porcentajes empíricos dados por diferentes normas: El volumen del tanque de almacenamiento será en estos casos el m valor entre: a) 40% del consumo medio diario. b) El 25% del consumo medio diario más el volumen necesario para ate der un incendio de 2 horas. La aplicación de esta norma puede llevar a la utilización de volúrne excesivos; adicionalmente, no se contempla el caso de bombeo. En to caso resulta más conveniente diseñar el tanque de almacenamie~itopor método de la curva integral.

12.4.4 Volumen adicional para incendios En poblaciones pequeñas es innecesario y antieconómico prever un vo men adicional en el tanque de almacenamiento para satisfacer las nece dades del volumen de agua requerido para atender satisfactorianlente incendio. En el caso de ser necesaria la previsión de este volumen de se debe tener en cuenta que la presión requerida en los hidrantes p ser obtenida mediante bombas del cuerpo de bomberos. U n hidrante debe descargar como mínimo 5 LIS y estar montado sobre tubería de diámetro mínimo de 3 pulgadas. Por otra parte, el volumen cional debe corresponder a un incendio de 2 horas de duración. Para poblaciones entre 10000 y 20000 habitantes, un incendio se consi ra servido por 2 hidrantes. Para poblaciones mayores de 20000 habit tes, se debe prever la posibilidad de dos incendios simultáneos así: incendio en zona industrial atendido por 4 hidrantes y otro incendio zona residencial atendido por 2 hidrantes.

puede tomar un 25% a 30% de la suma de los volúmenes determinados anteriormente para cubrir la demanda horaria y la demanda de incendios de la población.

12.4.6 Dimensionamiento del tanque superficial Luego de haber obtenido el volumen total del tanque se debe hacer un predimensionamiento, el cual depende de consideraciones d e tipo económico: a) A mayor profundidad, mayor será el costo de los muros perimetrales y menor será el costo de las placas de fondo y de cubierta. b) A menor profundidad, mayor será el costo de las placas de cubierta y fondo y menor será el costo de los muros perimetrales. Como guía de predimensionamiento, se puede emplear la siguiente relación empírica:

en donde:

h

= Profundidad (m)

V

= Capacidad (cientos de m3)

k

= Constante en función de la capacidad (tabla 12.1)

Tabla 12.1 Constante de la capacidad del tanque de almacenamiento

V (cientos de m3)

K

12.4.5 Volumen adicional para emergencias

El criterio para la determinación del volumen adicional necesario p atender emergencias depende de las condiciones de la localidad y del c terio mismo del diseñador. Si se ha de tener en cuenta este volurnen,

D e la relación anterior se deduce que la profundidad mínima de un tanque de almacenamiento es de 2 m.

Tabla 12.2 Suministro por gravedad o bombeo continuo de 24 horas

;Q m d 140 i

/,

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

Hora

/ Cdumna No. 1: Cdumna No. 2: Cdumna No. 3: Cdumna No. 4: Cdumna No. 5: Cdumna No. 6: Cdumna No. 7:

Cdumna No 8

Intervalos de tiempo. Consumo horario. I: columna No. 2 C u ~ integral a del consumo. 100%/24 = Suministro horario continuo. I:columna No. 4. Curva integral del suministro. Columna No. 4 - columna No. 2 Déficit horario. +: acumula, -: descarga. I: columna No. 6. Déficit acumulado. Se observan los puntos de máximo (8.00%) y máximo sobrante (15.00%)). El volumen del tanque es la suma de dos va9ies anteriores (23 00%) V, 1 - columna No 6 Vdumen horar~odel agua en el tanque Suponlend vdumen igual a cero para el punto de máxtmo déftcit (hora 20-21), se oMien volumen máxtmo en el pinto de máximo sobrante (hora 56)

- Curva

Consumo - -Curva Suministro

l 1 Figura 12.14 Cálculo qráfico del volumen del tanque elevado

/

22

24

ELEMENTOS DE DISENOPAPA ACUEDUCTOS Y ALCANTA

Tabla 12.3 Tanque elevado. Suministro por bombeo

A ora

C (O!)

X C(%)

S (.A)

S(%)

A (S-C)

XA (S-C)

V

Hora i -

1 C u r v a Consumo ---CurvaSuministro Columna No. 1: Cdumna No. 2: Cdumna No. 3: Cdumna No. 4: Cdumna No. 5: Cdumna No. 6: Cdumna No. 7:

Cdumna No. 8:

-

lntervalos de tiempo. Consumo horario. S columna No. 2. Curva integral del consumo. 100%18 = Suministro horario por bombeo. S columna No. 4. Curva integral del suministro. Columna No. 4 - columna No. 2. Déficit horario. +: acumula, -: descarga. S cdumna No. 6. Déficit acumulado. Se observan Icu puntos de máximo (-16.50%) y máximo sobrante (13.00%) los cuales corresponden e ejemplo al inicio y finalización de la segunda etapa de bombeo. El volum tanque es la suma de las dos valoras anteriores (29.50%). Vn-1 cdumna No. 6. Volumen horario del agua en el tanque. S vdumen igual a cero para el punto de máximo déficit (hora: 20-21), volumen máximo en el punto de máximo sobrante (hora: 5-6).

-

-. tlgura 12.15 Calculo grafico del volumen del tanque de succion

Tabla 12.4 Tanque de succión. Suministro por gravedad

Volumen del tanque A) Volumen por consumo doméstico (consumo dia 1. Tanque superficial: % consumo medio diario Volumen del tanque 2. Bombeo tanque elevado: % consumo medio diario Volumen tanque elevado Bombeo tanque de succión: % consumo medio diario Volumen tanque succión

= 23.00% = 1132.74 x 0.23 = 260.53 m3 = 29.50% = 1132.74 x 0.295 = 334.16 m3 = 41,67% = 1132.74 x 0.4167 = 471.98 m3

B) Volumen para incendios (2 hidrantes de 5 L/s c/u. durante 2 horas): Volumen para incendios = 2 x 2 x 3600 x 0.005 = 72 m3

C) Volumen de emergencia (25% de los dos anteriores): 1. Tanque superficial: V = 0.25 ( 260.53 + 72 ) = 83.13 m3 2. Tanque elevado: V = 0.25 ( 334.16 + 72 ) = 101.5 m3

D) Volumen total del tanque: 1. Tanque superficial: Volumen = 260.53 + 72 + 83.13 = 415.7 m 3 2. Tanque elevado: Volumen = 334.16 + 72 + 101.5 = 507.7 m' Tanque de succión: Volumen = 471.98 m3

Predirnensionamiento del tanque superficial Cdumna No. 1: Cdumna No. 2: Cdumna No. 3: Cdumna No. 4: Cdumna No. 5: Cdumna No. 6: Cdumna No. 7:

I ntervalos de tiern po. Bombeo de 8 horas diarias. I: columna No. 2. Curva integral del consumo. 100%/24 =Suministro horario continuo. I: columna No. 4. Curva integral del suministro. Columna No. 4 - columna No. 2. Déficit horario. +: acumula, -: descarga. I: columna No. 6. Déficit acumulado. Se observan Im puntos de máxim (16.67%) y máximo sobrante (25.00%). El volumen del tanque es la sum dcs valores anteriores (41.67%). V,.l - columna No. 6. Volumen horario del agua en el tanque. S vdumen igual a cero para d punto de máximo déficit (hora: 19-20),

Volumen del tanque = 4,157 x 1o2 rn3 D e acuerdo con la tabla 12.1, la constante de la capacidad de a miento del tanque es:

k = 1.8

Para una sección cuadrada el lado igual a 11.42 m probablemente resulte ser muy ancho, por lo que sería mejor diseñar dos tanques, habida cuenta

ELEMENTOS DE DISENOPARA

de que además miento

mejor tener dos para realizar las labores

y la sección ser

8.79 m x 8.79 m con un borde libre de 30

e le da el nombre de "red de distribución" al conjunto de tuberías cuya función es la de suministrar el agua potable a los consumidores de la localidad. La unión entre el tanque de almacenamiento y la red de distribución se hace mediante una tubería denominada "línea matriz", la cual conduce el agua al punto o a los puntos de entrada a la red de distribución. Su diseño depende de las condiciones de operación de la red de distribución tales como trazado, caudal y presiones de servicio. La red de distribución está conformada por tuberías "principales" y de "relleno". La red de tuberías principales es la encargada de distribuir el agua en las diferentes zonas de la población, mientras que las tuberías de relleno son las encargadas de hacer las conexiones domiciliarias. El diseño o cálculo de la red de distribución se hace sobre la red principal; el diámetro de la red de relleno se fija de acuerdo con las normas pertinentes (por lo general es de 3" y en condiciones especiales puede bajarse a 2" con previa justificación). Además de las tuberías existen otros accesorios tales como válvulas de control o de incendios, válvulas de purga, hidrantes, cruces, codos, tes, reducciones y tapones. Los materiales más comunes de las tuberías y accesorios son asbesto-cemento o PVC (Unión 2).Los diámetros dependen de las casas fabricantes, por lo cual hay que consultar los catálogos respectivos.

El trazado de la red debe obedecer a la conformación física de la población y por tanto no existe una forma predefinida. Hidráulicamente, se

d) E n ma Es la forma más usual de trazado de redes de distribución. Se confor man varias cuadrículas o mallas alrededor de la red d e relleno. Una malla estará compuesta entonces por cuatro tramos . . . principales.

1

1

l

I

I

1

-

-

I 1 liad Princtpsl

Red ds Relleno

Desde el punto de vista del funcionamiento hidráulico, los primeros dos tipos de redes (de mayor a menor diámetro y en árbol) se denominan redes abiertas, las redes en mallas son redes cerradas y las redes en parrilla son redes mixtas.

13.3.1 Caudal de diseno a) Consumo máximo horario más denlanda industrial. b) Consumo máximo diario más demanda industrial, más demanda por incendios. Para ciudades grandes, se recomienda diseííar considerando el caudal correspondiente a las condiciones más críticas como sería la suma de los caudales máximo horario, demanda industrial y demanda por incendios. Como se vio anteriormente, el caudal máximo horario se obtiene de afectar el caudal máximo diario por un coeficiente. Este coeficiente depende de varios factores, entre ellos el tamaño y las costumbres, por lo que su elección debe hacerse con s u ~ n ocuidado. A continuación se dan algunos factores que pueden ser utilizados como guías. - Población menor de 5000 habitantes: f = 1.80 - Población entre 5000 y 20000 habitantes: f = 1.65 - Población mayor de 20000 habitantes: f = 1.50 Otros estudios han revelado factores mayores, como por ejemplo los realizados en poblaciones africanas en donde:

3mo se observó en el capítulo anterior, el caudal de incendio se obtien Para poblaciones menores de 10000 habitantes, es innecesario y económico tener en cuenta este aporte en el caudal de diseño. Para poblaciones entre 10000 y 20000 habitantes, se requieren do drantes de 5 L/s cada uno para atender un incendio. Para poblaciones mayores a 20000 habitantes, es necesario el funci miento de 4 hidrantes en zona industrial y 2 hidrantes en zona resid cial, con un caudal de 5 L/s cada uno. 13.3.2 Presiones de servicio En lo posible, se debe mantener una presión de servicio en la red en kg/cm2 y 5 kglcm2 (10 a 50 metros de agua). Es importante seleccionar la presión mínima teniendo en cuenta la a de las edificaciones que serán servidas. Para ello se puede emplear la mula empírica deducida por el ingeniero Bernardo Gómez:

La forma como se dispongan las válvulas dentro de la red no es estándar e influye grandemente en el presupuesto de la obra, ya que se trata de un gran número de válvulas de un tamaño relativamente grande. La norma estadounidense indica que las válvulas se deben colocar de tal manera que se aísle un máximo de 2 tramos mediante el cierre de 4 válvulas como máximo. Según esta norma, la disposición de las válvulas sería similar a la indicada en la figura 13.5. La aplicación de esta norma lleva a condiciones económicas muy desfavorables y la hace impracticable en el medio rural. Se puede entonces modificar el concepto de tal manera que se aísle un sector y se permita el suministro al resto de la localidad. Las válvulas van colocadas generalmente en las intersecciones de la red principal como se muestra en la figura 13.6. Para redes pequeñas (de una malla), puede ser suficiente la colocación de una válvula a la entrada a la red.

P=1.2(3N+6)

en donde:

P

N

= Presión mínima (metros) = Número de pisos

Los valores obtenidos de la ecuación anterior se consignan en la tabla 1 Si existen edificaciones de mayor altura, éstas deberán disponer de pos propios para elevar el agua con la presión adecuada. Tabla 13.1 Presiones mínimas de acueducto relativas al número de pisos de las edificaciones servidas Número de pisos

Presión mínima (m)

1

11.0

2

15.0

3

18.0

4

22.0

5

25.0

13.3.3 Válvulas

Se deben colocar válvulas de cortina a lo largo de la red con el fin d der aislar sectores en caso de rotura de las tuberías o de incendios guir suministrando el agua al resto de la población.

w Válvula

d Principal -

Figura 13.5 Disposición de válvulas al aislar tramos de la red.

Red de Relleno

REDDE DISTRIBUCI~N

24 1

Se debe procurar pasar la tubería del acueducto por encima de las tuberías del alcantarillado y a una distancia horizontal de 3 rnetros. EII caso de no poder cumplirse lo anterior, se debe dar una protección adecuada a la tubería del acueducto como por ejemplo su recubrimiento con concreto. Método de cálculo E n el caso de mallas cerradas, el equilibrio hidráulico de la red puede hacerse por cualquier método que permita el cierre o diferencia de presiones entre la entrada y la salida menor de 1 metro. Los métodos tradicionales de cálculo son Hardy-Cross y longitudes equivalentes. Desarrollo f u t u r o El diseño de la red deberá tener en cuenta la demanda futura de acuerdo con los sectores de desarrollo contemplados en la planeación de la localidad. D e no tenerse una planeación del crecimiento, se debe suponer que éste será uniforme alrededor de la población. w

Válvula

13.4 CALCULO HIDRÁULICO DE LA REDEN MALLA Figura 13.6 Disposición de válvulas aislando sectores de la red.

.

.

13.3.4 Otras especificacíonea Velocidad de diseño Por lo general se debe diseñar con velocidades que estén comprendi entre 0.9 m/s y 1.5 m/s. En zonas rurales se es más flexible y se ~ u e d e señar con velocidades entre 0.4 y 2.5 m/s. Válvulas de purga Al igual que en las conducciones, se deben instalar válvulas de purg todos los sitios bajos de la red. Localización de la tubería La tubería deberá tenderse a un lado de la calzada; en el caso de vías portantes, podría pensarse en colocarla a ambos lados de la calzada.

13.4.1 Método de Hardy-C~OSS Este método de cálculo, llamado también método de relajamiento o de pruebas y errores controlados, supone que se han seleccionado previamente los caudales iniciales y los diámetros en los diferentes tramos de la red. Por medio de un proceso iterativo, se corrigen los caudales de tal manera que el cierre de la malla (diferencia de presiones entre un ramal y otro de la red cerrada) no exceda un valor límite, que según la norma debe ser menor de 1 metro, y se obtiene para las condiciones anteriores la presión en cada uno de los nudos de las mallas. Si la red mostrada en la siguiente figura se encuentra en funcionamiento, la pérdida de carga a través de los nudos 1, 2, 3, 4 y 5 será exactarilente igual a la ~ é r d i d ade carga ocurrida entre los nudos 1, 6, 7, 8 y 5. Como inicialmente no se conocen los caudales reales, al suponer unos iniciales esta diferencia de ~resionesserá mayor que la aceptable y será necesario ajustar la hipótesis inicial de caudales. Se observa también en la figura que a las pérdidas de carga se les asigna un signo de acuerdo con una convención que ha de ser respetada a lo largo de todo el proceso iterativo.

en donde los siguientes términos son constantes:

por lo tanto la ecuación 13.3 queda así:

y la pérdida de carga total será: H=kLQn llamando r = kL y reemplazándolo en la ecuación 13.6 se tiene:

La ecuación 13.7 indica la pérdida de carga total en un tramo cualquiera para unas condiciones dadas. Adoptando la convención de que las pérdidas de carga en el sentido horario son positivas y las antihorario negativas (como se indica en la figura 13.7), se debe cumplir que:

Como la hipótesis inicial de distribución de caudales no es correcta, la ecuación 13.8 no se cumplirá. Es decir:

y reemplazando la carga total en el tramo, H, expresada en la ecuación 13.7 se tiene:

Para que la condición de cierre se cumpla, habrá necesidad de correg caudales, manteniendo constantes los términos D, L y C. Entonc ecuación 13.10 aueda así:

cuyo desarrollo por el binomio de Newton es:

13.4.2 Método de longitudes equivalentes

Con este método se pretende calcular el caudal real y el diámetro de un sistema de tuberías, dada una distribución inicial de caudales y unas pérdidas de carga fijas. La distribución inicial de caudales se realiza de manera análoga al método de Cross. Las pérdidas de carga en cada uno de los tramos se establecen de manera gráfica como se indica en el siguiente ejemplo de diseño. El principio del método es el de reemplazar la red de tuberías existente por una red hidráulicamente más sencilla, en la cual se determine el caudal en cada tramo, para luego regresar a la red real y determinar los diámetros correspondientes.

Tomando solamente los dos primeros términos del desarrollo, ya qu potencias mayores de la corrección del caudal (si éste es pequeño) despreciables, se tiene: (Q+AQ)"-Q~+YZQ"-~AQ

y reemplazando este término en la condición de cie sado en la ecuación 13.11, se obtendrá la corrección del caudal: ir r ( Q n + n Q"-IAQ) ZrQ"+irrnQ"-'AQ

=O

=O

CrQ"+nAQCrQn-'=O (a)

v des~eiandoel término de corrección del caudal:

(b)

Figura 13.8 (a) Tubería original. (b) Tubería equivalente.

L o mismo que el método de Cross, el método de longitudes equivalentes está basado en la ecuación de Hazen-Williams: Finalmente la corrección del caudal será:

Cuando la condición de cierre se cumpla (ecuación 13.8 ó 13.1 l), 1 lla estará equilibrada hidráulicamente y los caudales obtenidos se los reales. Posteriormente se deberán verificar las presiones en cada uno de los n dos teniendo en cuenta la presión mínima de servicio adoptada para el seño mediante la ecuación 13.6. Igualmente, debe verificarse que velocidades en los tramos cumplan la norma adoptada.

Si se tiene un tramo con caudal, diámetro, pérdida de carga total y rugosidad dados, se supone un tramo equivalente con el mismo caudal y pérdida de

longi carga total pero con un diámetro conocido, rugosidad diferente y longit rente (ver figura 33.8). Las condiciones de este tramo equivalente serán:

Se puede demostrar de manera similar a la del método de Cross, que la corrección del caudal será:

He=H ; Qe=Q

(13.27)

La tubería equivalente se supone arbitrariamente de 8" con una 1 dad de 100. Reemplazando la ~ é r d i d ade carga total, H, de la eec 13.8 en la condición de cierre anterior, se s tendrá: ~ X ~ O -- ~ 3 L~ Q1 0~ - ~~ ~L ~ Q ~ ~ ~ CI 85 8s D487 ~ 4 8 7 (100)' g5 (0.203)4s7 1.83

D

(13.28)

4.87

(m)

L=L.(&)

cierre anterior, equivalente se Una vez lograda Ia condición de cierr ior, la malla equivalente encuentra en equilibrio y los caudales serán los reales. reales. :rán los Se procede entonces a calcular el diámetro correspondiente a cada tramo de la malla, despejando éste de la condición de igualdad de pérdidas ~ é r d i d a stotales entre la malla real y la malla equivalente (ecuación 13.20):

El diámetro anterior no corresponde a un diámetro comercial. Para obtener el diámetro o una combinación de diámetros comerciales se utiliza la siguiente expresión:

~ é r d i d ade car y reemplazando este valor en la expresión de la pérdida (ecuación 13.18), se tiene:

L, = Ft L I + F2 LZ 1 85

C' L, =

D4%'

en donde el subíndice 1 hace referencia al diámetro comercial inrnediatamente inferior y el subíndice 2 al diámetro comercial inmediatamente superior. La longitud en el diámetro con~ercialinmediatamente inferior será:

72 x 103

72 xX HH

(13.23)

Le = Fl Lt + F2 (L-LI)

185

sumatoria Nuevamente, la condición de cierre de la malla será la sumatori pérdidas totales en la malla, es decir: ZH=O Tabla 13.2

Esta condición se obtiene al fijar los valores de H en cada nudo dde cc Ila real. Como H es función de Le, según la ecuación 13.22, la co de cierre se transforma en: EL,% O

Si no se cumple la condición anterior, es necesario hacer la correcci corre1 1; c caudales de manera iterativa. Difiriendo del método de Gross, la expresión: ción de cierre está dada por la expresión: IZLeI

5

(13.29)

4 87

O.lZ/LCl

249

13.4.3 Distribución de caudales iniciales Tubería flexible

Re@ incor

13.4.4 Trazado de la red principal El trazado de la red principal se debe hacer teniendo en cuenta una distribución del agua con respecto al área que se está abasteciendo. nos factores determinantes son:

- Centros de masas:

portuarias. Deben ubicarse los puntos en dond de concentrarse la demanda anterior.

en el trazado de la red.

empírico, se debe procurar que el área servida internamente por un 1la sea aproximadamente igual al área externa ~ o r r e s ~ o i l d i e n t e .

13.5 CONEXIONES DOMICILIARIAS La conexión domiciliaria se hace a partir de la red secundaria de consiste en una serie de elementos que permiten derivar el agua el domicilio hasta la caja en donde se encuentra el medidor. D e est t o en adelante, todas las obras son propiedad del dueño del domicil El sistema i ~ ~ d i c a deno la figura 13.9 comienza con un collar de inc ración o galápago montado sobre la tubería de la red; a continuaci encuentra el r e g k r o de incorporación necesario para hacer la insta1 en tuberías que se encuentran a presión, el cual debe ser insertado tubería con herramienta especializada. La tubería de la conexión e lo general de cobre o plástico (puede hacerse en hierro galvanizado este material es poco flexible y menos duradero).

Figura 13.9 Conexiones domicíliarias.

Posteriormente se encuentra el registro de corte que se utiliza cuando hay necesidad de suspender el servicio por falta de pago. A continuación se encuentra el medidor de agua que puede ser de dos tipos: a) Medidor volumétrico: más sensible y más costoso. b) Medidor de velocidad: menos sensible y menos costoso. El diámetro de la tubería utilizada para la conexión domiciliaria depende de la presión de la red y del uso del agua dentro del domicilio. El diárnetro mínimo es de 'hl'y el máximo puede llegar hasta 2 '/2''.

13.6 EJEMPLO DE DISENO La red de distribución proyectada es la que se muestra en la figura 13.10. Las condiciones de diseño son las siguientes:

Caudal de diseño Para efectos del cálculo del caudal de diseño, se considera una demanda industrial localizada y para efectos del ejemplo de cálculo, se tomará en cuenta la necesidad del caudal de incendios con 2 hidrantes (caudal de 5 L/s cada uno) funcionando de manera continua durante un período de 2 La demanda doméstica se determina a partir del caudal máximo diario de los ejemplos anteriores de 13 L/s y para una población de diseño de 6293 habitantes, se toma un factor de mayoración del caudal máximo diario de 1.8.

Alternativa No. 2:

Caudal máximo horario = 23.4 L/s ( 13 L/s x 1.8 ) Caudal industrial = 0.8 L/s Total = 24.2 L/s

Alternativa No. 3:

Caudal máximo horario Caudal industrial Caudal de incendio Total

= 23.4 L/s = 0.8 L/s = 10.0 L/s ( 5 L/s x 2 hid.) = 34.2 L/s

Tomando el caudal de diseño como el mayor caudal obtenido de las tres alternativas anteriores, se tiene entonces que:

Presión de diseño Para edificaciones de hasta 2 pisos, se toma de la tabla 13.1 una presión mínima de servicio de 15 metros.

Diseño de la línea matriz La línea matriz o tubería de conducción entre el tanque de almacenamiento y la red de distribución funciona a presión como se indica en la figura 13.1 1 y tiene las siguientes características:

I Figura 13.11 Línea matriz.

RED DE DISTRIBUCI~N

Material de la tubería: Asbesto-cemento C = 140 Clase de la tubería: 20 Cota del nivel de agua en el tanque Cota de terreno del nudo 1 de la red Cota piezométrica a la entrada de la red Longitud de la conducción J=--

L -

62'70-57'55

200

Tramo 1-2

253

Longitud propia (m)

Longitud alimentada (m)

300.00

300.00

= 42.55 + 15.00 =

= 0.0258 m/m

=

0.146 m = 5

f

En este diseño se toma el diámetro comercial superior y se dete posteriormente la cota piezométrica final a la entrada de la red, cionalmente se desprecian las pérdidas menores por accesorios. S

(0.152 m) se tiene: I

H = J x L = 0.0208 x 200 =4.16 m

Cota piezométrica en el nudo 1 = 62.70 - 4.16 = 58.54 = 58.54 - 42.55 = 15.99 m Presión en el nudo 1

Distribución de caudales en la red Debido a la falta de un estudio de planeación de la población, y

Caudal a repartir

Figura 13.12 Hipótesis de distribución de caudales.

Longitud total (m) 600.00

Caudal (m3/s) 3.78

Tabla 13.3 Cálculo de las mallas por e l método d e Hardy-Cross

d . . -

--

-

~rar&o 1-2 1-3 3-2

Diámetro (plg)

Q(m3Is)

J(m/m)

300.00 424.26 300.00

6 8 6

-0.0142 0.0200 -0.0077

0.0036 0.001 7 0.001 2

75.8676 35.4594 45.3235 156.6504

-0.0077 -0.0125 -0.0044 0.0069

0.0012 0.0028 0.0029 0.0069

45.3235 68.1384 200.0526 296.9239 610.4384

300.00 300.00 300.00

6 6 4 4

7

-0.35 -0.85 -0.87 2.06 0.01 . S U M AAQ = = 0.0000

&___O-

/

Resultados definitivos Tramo Lonaitud Diámetro (plg)

(m)

1*-2

3 4

300.00

..3.0000

~Q(rnYs)

H1Q

/

-

/

Q(m31s)

J(m/m)

0.0001 0.0001 0.0000

-0.0141 0.0201 0.0078

0.0036 0.0017 0.0012

0,0000 0.0000 0,0000 0,0000

-0.0078 -0.0125 -0.0043 0.0069

0.0012 0.0028 0.0029 0.0069

Caudal (m3is) 0.0141

._ 4_

00069

Velocidad (m{-%

Pérd. Carga, H (m)

0.77

---

086--

1.O7

-.

7 07 -

~levaci6n-~iezom&rica nudo final nudo final 41.60

40 50 - -*cota e111- -=

-

Tercera iteraci6n H(m) WQ

-1.07 0.71 0.35 0.00 AQ = O.(XX)O

-.

6

-

Segunda iteración ~(m)

-1.O8 0.71 0.35 SUMA= -0.01 AQ = -0.0000

-

3-2 2-5 5-4

. a

Longitud (m)

Presión (m)

57.47

15.87

56475854

_E_

1

-0.35 -0.85 -0.87 2.07 0.00 A 0 = 0.0000

1

75.6356 35.5362 45.4992 76.5897 45.4992 68.0658 199.441 1 297.4945 319.9219

AQ(mJ/s)

1

/

0.0000 0.0000 0.0000

0.0000 0.0000 0.0000 0.0000

.

1

.

1 d

7

-

4

REDDE DISTRIBUCI~N

258'

Observaciones del diseño

- El sentido de flujo del agua supuesto inicialmente se conserva en el sultado final. Las velocidades cumplen la norma de velocidad máxima igual a 1.5 - Las presiones de servicio cumplen con la presión mínima del pr (15 m). - Aunque bajo las condiciones iniciales la condición de cierre lnen un metro (en términos del desbalance de pérdidas de carga en la m

259

13.6.2 Calculo de las mallas por el método de longitudes equivalentes

La distribución de caudales es la misma que la utilizada en la solución de Cross. D e manera diferente de la del método anterior, en el cual los diámetros de las tuberías se seleccionan previamente, en el método de longitudes equivalentes se debe seleccionar previamente la distribución d e presiones sobre las mallas.

Distribución de presiones Trazando una diagonal entre los nudos extremos (1 y 4), se divide ésta en 10 partes iguales, por lo que se tiene: Cota piezométrica en el nudo 1 = 58.54 (presión = 15.99 m) Cota piezométrica en el nudo 4 = 56.51 (presión = 16.00 m) Carga hidráulica disponible = 58.54 - 56.51 = 2.03 m Dividiendo en 10 partes, la caída en cada subdivisión será de aproximadamente 20 cm. La cota ~iezométricapara cada uno de los nudos de las mallas se obtiene interpolando las cotas piezométricas de la gráfica anterior. La carga hidráulica disponible en cada tramo se obtiene de la diferencia de las cotas piezométricas en los nudos inicial y final. A continuación se presenta el cálculo hidráulico de la red y sus resultados definitivos.

Tabla 13.4 Cálculo de las mallas por el método d e longitudes equivalentes

Primera iteración Le/Q 01.8~~103 Le

H US ,3 Tramo 1-2 1-3

Condiciones iniciales de iteración Le

72 H

(m)

0.91 1.32

O(US)

-65.73 94.95

/

-17.10 17.10

0.1910 O. 191O

0.71

51.13

5.87

0.0265 SUMA =

/

0.1 sumator~a1 Le 1 = 420.86

Tramo 1-2 1-3 3-2

H (m)

72 H

0.91 1.32 0.41

-65.73 94.95 29.21

1932.04 -344.53 AQ = -0.28

O*.ssx10-3

-12.28 21.92 10.48

O. 1036 0.3023 0.0772 SUMA =

1

0.41 0.91 0.20 0.71

-29.21 -65.73 -14.61 51.13

-10.48 -13.34 -5.20 6.09

[

20.13 29.07

2.87 2.87

1

-14.23 19.97

0.1360 0.2544

0.1 sumatoria 1 Le 1 =

135.62

-0.28

-634.55 314.12 378.41 57.98 AQ = 0.31

O(US) 51.65 14.33 36.1 1 102.10

1

1 suma Le 1 = 57.98

-378.41 -544.85 -692.29 1810.20 194.66 AQ = 0.21

5.60

0.1 sumator~a1 Le 1 =

Segunda leración Le

0.0772 0.1206 0.0211 0.0282 SUMA =

0.1 sumatoria 1 Le 1 = 342.58

328.88 674.80 344.53

O(us)

0.1 sumator~a1 Le 1 = 132.71 3-2 2-5 5-4 3-4

-334.14 497.1O

( suma Le 1 = 1256.98

0.1 sumatorla 1 Le 1 = 194.53

3-4

Q(L/S)

01.asxi0 3

36.1 1 40.84 133.19 297.48 507.62

1 s u m a L e l = 19466

0.31 0.31 0.10

-11.98 22.22 10.58

-0.10 0.21 0.21 0.21

-10.58 -13.13 -4.99 6.29

0.1 sumatoria 1 Le 1 =

1-2 1-3 3-2 2-5 5-4

Longitud (m)

Caudal (Us)

Le (m)

3M).00 424.26 300.00 300.00 300.00

11.91 22.29 10.62 13.11 4.97

664.96 306.14 371.84 560.87 746.42

Dihmetro (m) (") 0.15 0.19 0.17 0.15 0.14

5.82 7.34 6.56 6.03 5.69

L1 (m) 4 6 6 6 4

0.54 46.63 127.00 241.41 6.52

vt

(m/s) 1.47 1.22 0.58 0.72 0.61

1.95 1.95

1 suma Le ] = 389.89

1

0.49

1

Tercera iteraci6n Oi.asx1o.a Le Le/O 0.0989 0.3101 0.0786

134.29 0.0786 0.1172 0.0196 0.0300

-1

-664.96 306.14 371.84 13.02 0.07

55.52 13.78 35.15 104.44

AQ(US

1

0.07 0.07 O. 04

1 suma Le 1 = 13.02

-371.84 35.15 -560.87 42.71 -746.42 149.56 1701.43 270.39 22.31 497.81 AQ = 0.02 338.06 1 suma Le = 22.31

1

R e s u l t a d o s definitivos

Tramo

AQ

33.94 18.69

2111.92 377.22 515.50 572.74 AQ = 0.49 370.83 1 suma Le 1 = 515.50

A0 0.1 sumatoria 1 Le 1 =

1

O0242

-483.16 373.22

D2 (*)

Lz (m)

6 8 8 8 6

299.46 377.64 173.00 58.59 293.48

0.65 0.69 0.33 0.40 0.27

-0.04 0.02 O. 02 O.02

ADOS

zonas de alta contaminación atmo ca, pueden contener algunos metal sados y otros elementos químicos.

267

4. Colector principal: 5. Emisario final:

'EMAS DE ALCANTAR~LLADOS

Los sistemas de alcantarillado se clasifican según el tipo de agua que duzcan, así: 1. Alcantarillado sanitario:

2. Alcantarillado pluvial: 3. Alcantarillado combinado:

Es el sistema de recolección dis para llevar exclusivamente aguas duales domésticas e industriales. Es el sistema de evacuación de la rrentía superficial producida por la 11 Es un alcantarillado que conduc táneamente las aguas residuales ticas e industriales) y las aguas lluvi

El tipo de alcantarillado que se ha de usar depende de las característi tamaño, topografía y condiciones económicas del proyecto. Por ejemp algunas localidades pequeñas, con determinadas condiciones topográfi podría pensar en un sistema de alcantarillado sanitario inicial, dejan aguas lluvias correr por las calzadas de las calles. La anterior condició mite aplazar la construcción del sistema de alcantarillado pluvial hasta problema de las aguas lluvias sea de alguna consideración. El unir las aguas residuales con las aguas lluvias, es decir un alcarlt combinado, es una solución económica inicial desde el punto de vi la recolección, pero no lo será tanto cuando se piense en la solución de saneamiento que incluye la planta de tratamiento de aguas i;esidua que este caudal combinado es muy variable en cantidad y calidad, 1 genera perjuicios en los procesos de tratamiento. Se debe procura tonces, hasta donde sea posible, una solución separada al problema coilducción de aguas residuales y aguas lluvias.

6. Interceptor:

Capta el caudal de dos o más colectores secundarios. Conduce rodo el caudal de aguas residuales o ttuvias a su punto de entrega, que puede ser una planta de tratamiento o un vertimiento a un cuerpo de agua como un río, lago o el mar. Es un colector colocado paralelamente a un río o canal.

14.1.2 Disposición de la red del alcantarillado N o existe una regla general para la disposición de la red del alcantarillado, ya que esta se debe ajustar a las condiciones físicas de cada población. A continuación se presentan algunos esquemas que pueden ser utilizados como guías.

1. Sistema perpendicular sin interceptor El sistema perpendicular sin interceptor es un sistema adecuado para u n alcantarillado pluvial, ya que sus aguas pueden ser vertidas a una corriente superficial en cercanías de Ia población sin que haya riesgos para la salud humana ni deterioro de la calidad del cuerpo receptor.

14.1.1 Clasificación de las tuberías 1. Laterales o iniciales:

2. Secundarias: 3. Colector secundario:

Reciben únicamente los desagües p r nientes de los domicilios. Reciben el caudal de dos o más tube iniciales. Recibe el desagüe de dos o más tub secundarias. Figura 14.1 Esquema de un alcantarillado perpendicular sin interceptor.

5. Sistema en bayoneta

El sistema de alcantarillado en bayoneta es apropiado para alcanta sanitarios en donde existan terrenos muy planos y velocidades m

de dirección mediante curvas de gran radio, aprovechando la deflexión máxima permitida entre la campana y el espigo de las tuberías. Los pozos de inspección son estructuras cilíndricas cuya unión a la superficie se hace en forma tronco-cónica. El diámetro del cilindro es generalmente de 1.20 m y en la superficie tiene una tapa de diámetro igual a 0.60 m. Adicionalmente en la base del cilindro se localiza fa cañuela, la cual es la encargada de hacer la transición entre un colector y otro. La tapa tiene como fin permitir la realización de las labores de limpieza y mantenimiento general de las tuberías, asi como proveer al sistema de una adecuada ventilación, para lo cual tiene varios orificios (ver figura 14.7). El cilindro y la reducción tronco-chica son construidos en mampostería o con elementos de concreto, prefabricados o construidos en el sitio. La cañuela es construida en concreto de 3000 psi. En el inicio de un colector lateral o inicial se debe colocar un pozo llamad o pozo inicial. La distancia máxima entre pozos de inspección es de 120 m, con el fin de facilitar las labores de limpieza y la adecuada ventilación. En el caso de que el cambio de dirección se realice con las mismas tuberías, se debe colocar un pozo en la curva si el radio de ésta es menor de 40 m, y dos pozos si el radio de la curva es mayor de 40 m. Como se observa en las figuras 14.6 y 14.7, el diámetro del pozo puede ser ampliado según la tabla 14.1:

Figura 14.5 Sistema en bayoneta.

TROS ELEMENTOS DEL ALCANTARILLADO

La red del alcantarillado, además de los colectores o tuberías, está cons por otras estructuras hidráulicas diseñadas para permitir el correcto fun miento del sistema. Entre otras, se ~ u e d e nmencionar las siguientes:

Tubería principal

salida ,

,%

'-*;g&m

,

........

a

1. Pozos de inspección 2. Cámaras de caída 3. Aliviaderos frontales o laterales 4. Sifones invertidos 5. Sumideros y rejillas 6. Conexiones domiciliarias

14.2.1 Cambios de dirección en colectores

Los cambios de dirección se realizan generalmente mediante la estm llamada "pozo de inspección". Sinembargo, es posible realizar un carn

l

i Figura 14.6 Planta del pozo de ,nspección sin cambio de dirección para dirímetros de salicfa menores de 36"

Tabla 14.1 Diámetro del pozo según el diámetro de la tubería de salida Diámetro del colector de salida

8"- 24"

Diámetro del pozo 1.20 m.

En las figuras siguientes se muestran los pozos de inspección utilizados para los cambios de dirección siempre y cuando el diámetro de salida sea inferior de 36". Cuando se tenga un diámetro mayor, se debe eniplear otro tipo de pozos y se recomienda consultar las especificaciones pertinentes.

m\Tuberia principal de entrada

Figura 14.8 Planta del pozo de inspección con cambio de d~recciónpara diámetros de salida menores de 36".

ADOS

275

14.2.2 Caída o cambio de pendiente Siempre que exista un cambio de pendiente del terreno, debe proyectarse una estructura denominada "cámara de caída" cuya forma se ilustra en las figuras 14.10 y 14.1 1. El requerimiento mínimo para el empleo de la cámara d e caída es que exista una diferencia mayor de 0.75 m entre las cotas de batea de las tuberías concurrentes y la de salida (norma de la EAAB; otras normas indican 1.00 m de diferencia).

Tubería de

A

l Figura 14.10 Planta de la cámara de caída.

La cámara de caída consiste en una tubería colocada antes de la llegada al cilindro, cuyo diámetro se especifica en la tabla 14.2. Las deiiiás partes constitutivas del pozo son las ya indicadas en la sección anterior. Si el cambio de pendiente es demasiado fuerte e impide así que los colectores puedan proyectarse paralelamente al terreno, se deben colocar una o varias estructuras de caída en serie. Con lo anterior se logra cumplir los requerimientos de pendiente máxima (según la velocidad máxima) y profundidades mínimas a la clave del colector. Debe aclararse que debido al aumento de la pendiente es posible que l-iidráulicamente se pueda reducir el diámetro del colector, lo cual en la práctica no se hace; se debe entonces dejar el misnlo diámetro aunque resulte sobredimensionado.

Tabla 14.2 Diámetro de la cámara de caída en función del diámetro de la tubería de entrada Diámetro del colector de salida

Diámetro de la cañuela

14" - 18"

12

20" - 36"

16"

> 36"

Accesorio especial

Existen otras formas de cámaras de caída, que pueden ser utilizadas segú la magnitud del caudal. Éstas se ilustran en las figuras 14.12, 14.13 y 14.14

14.3.3 Profundidad mínima a la clave de los colectores

Tabla 14.3 Coeficiente de rugosidad de Manning para diferentes materiales de las tuberías Material de la tubería

La red de colectores debe estar diseñada de tal manera que las

n

Cloruro de polivinilo

ser de 1.0 m con respecto a la rasante de la calzada. Sinembargo, adoptar 0.80 m para los colectores iniciales s mas rurales es y cuando el tráfico sea liviano.

14.3.4 Cálculo hidráulico de los colectores Los colectores de cualquier tipo de alcantarillado se diseñan para a flujo libre por gravedad. Sólo en algunos puntos específicos tal los sifones invertidos, se permite el flujo a presión. Sinembargo, ble el diseño de alcantarillados pequeños que trabajen a presi otras condiciones de diseño, con un pretratamiento de las aguas les que han de ser venidas al sistema de alcantarillado. Tradicionalmente se diseña bajo condiciones de flujo uniforme, t como base de cálculo la ecuación de Manning.

Concreto reforzado prefabricado Gres o concreto simple

V=-=

0 2 1 3 S112

0.399 -

que en términos del caudal es:

en donde:

V

Q

= Velocidad media en la sección (m/s). = Caudal de aguas (m3/s).

R n

= Radio hidráulico (m).

S

= Pendiente de la línea de energía (m/m).

a) Con acabado especial de la superficie*

0.015

b) Sin acabado especial de la superficie

0.01 7

Conductos construidos en mampostería de ladrillo

0.016

Canales de concreto o revestidos en concreto simple o reforzado: a) Con acabado especial de la superficie*

0.01 5

b) Sin acabado especial de la superficie

0.017

Canaletas o cunetas revestidas en concreto simple o ladrillo

0.017

Canales excavados en tierra

0.035

Canales excavados en tierra recubiertos con vegetación

0.027-0.050

Canales excavados en roca

0.035-0.060

Acabado tipo F4 de la norma C 22 "Estructuras de Concreto", de las normas de la Empresa de Acueductoc y Alcantar~lladasde Bogotá

Se debe observar que el diseño de la red de colectores será diferente para flujo subcrítico o para flujo supercrítico. D e todas maneras el flujo deberá ser estable y para ello el Número de Froude debe estar en el rango:

el Número de Froude se calcula mediante la siguiente expresión: NF=-

v

w

= Coeficiente de rugosidad de Manning

(ver tabla 14.3).

0.014

Conductos en concreto simple o reforzado fundidos in situ, de sección circular, rectangular o en herradura:

* ~ 2 "~ $ 1 2

0.009

Asbesto-cemento

en donde:

H

(14.3)

= Profundidad hidráulica = área de flujo dividida

por el ancho de la superficie libre (ver tabla 14.4). Las condiciones reales de funcionamiento (velocidad y profundidad de la lámina de agua) se determinan a partir de las relaciones hidráulicas obtenidas de gráficas o de la tabla

ADOS

283

14.3.5 Unión de los colectores C o m o se indicó anteriormente, la unión de los colectores se hace niediante un pozo. Para realizar el empate de los colectores en el p o z o existen varios criterios, a saber: 1 ) empate por la cota clave (cota superior de la tuberia); 2) empate por la cota de batea (cota inferior de la tuberia); 3) empate por el 80% de los diámetros, y 4) empate por la línea d e energía. D e los métodos anteriores, los más utilizados son el empate por cota clave (el más simple desde el punto de vista del cálculo), y el enipate por línea de energía. De estos dos, el más acertado desde el punto de vista hidráulico es el empate por la línea de energía, aunque la escogencia del método que se utilizará depende de la norma exigida para el proyecto. Adicionalmente, el método de empate depende del régimen de flujo, pues es diferente la metodología para el empate por línea de energía en régimen subcritico o supercrítico.

14.3.5.1 Empate por cota clave Este tipo de empate es empleado para empatar colectores cuyo diámetro sea inferior a 36 pulgadas y cuyo régimen de flujo sea subcrítico. Consiste en igualar las cotas claves de las tuberías de entrada y de salida; entonces la caída en el pozo es la diferencia de los diámetros de los colectores.

de entrada

Figura 14.17 Empate de los colectores por cota clave.

Tubería de salida

Para tener en cuenta la pérdida de energía producida en el pozo debi cambio de sección, se puede dejar una caída en la clave, AH,, según el metro del colector de salida, así: D2 < 24": 1 AH,=z(D2-Di)

24" < Dz< 36": 3

AHc=?(Dz-Dr) ' 14.3.5.2 Empate por la línea de energía para flujo subcrítico

D~I Tubería principal de entrada

'TUbería de salida

, 1

Figura 14.18 Empate de los colectores por la línea de energía.

donde:

A$

en donde:

+AHc

=A H,

AH, = Pérdida de energía por el cambio de dirección AH, = Pérdida de energía por la transición

Pérdida de energía por cambio de dirección

= 0.2 para un aumento de la velocidad = 0.1 para una disminución de la velocidad

Si el término AH, resulta negativo (K = 0.1), no se debe tener en cuenta para el cálculo del término AHp. Tenerlo en cuenta equivaldría a elevar la cota de batea del colector saliente, lo cual no se debe hacer bajo ninguna circunstancia. Tabla 14.5 Pérdida de energía por cambio de dirección. Para ángulos de deflexión de $0" Régimen

rJD,

Subcrítico:

> 3.0

0.05

V12/2g

1.5 - 3.0

0.20

V12/2g

1 . 0 - 1.5

0.40

V,2/2g

6.0 - 8.0

0.40

V12/2g

8.0 - 10.0

0.20

V72/2g

> 10.0

0.05

V,2/2g

Supercrítico:

energía.

K K

AHC

Pérdida de energía por la transición Las pérdidas en una transición obedecen al aumento o a la disminu de la velocidad debidos a un cambio de diámetro.

14.3.5.3 Empate por la línea de energía para flujo supercrítico

C o n flujo supercrítico, en general, se establece la sección de control a la entrada de la tubería saliente, es decir que la capacidad de transporte de la tubería es mayor que la capacidad de entrada a ésta.

en donde:

H, = Energía específica para las condiciones d e flujo crítico. -72

He

= Incremento de altura debido a las pérdidas. Su valor

se obtiene de la ecuación empírica siguieilte:

K

= Coeficiente que depende de la relación del diámetro

del pozo con el diámetro de la tubería saliente. Se indica en la tabla 14.6.

El término de energía en condiciones de flujo crítico puede determinarse a, partir de la siguieilte ecuación, conocida tatnbiéii coino el factor de sección:

en i)

D,,, Q = A ~ =fi - (8 - Sen B)l.5 0.5 \/g

32

Tabla 14.6 Coeficiente

K

Entrada sumergida La entrada a la tubería d e salida es suinergida si:

es decir:

1

La caída en el pozo se determina a partir de:

en donde los términos han sido definidos anteriormente. Para efectos cálculo, puede utilizarse la gráfica indicada en la figura 14.20.

Figura 14.20 Determinación de Hw.Debe afectarse por el coeficiente de la tabla 14.6.

omo se indicó en el capítulo anterior, el alcantarillado sanitario se diseña para evacuar las aguas residuales de una población.

15.1 CAUDAL DE DISEÑO El caudal de aguas residuales de una población está compuesto por los siguientes aportes: - Aguas residuales domésticas. - Aguas residuales industriales, comerciales e institucionales. - ~ g u a de s infiltración. - Conexiones erradas. 15.1.1 Caudal de aguas residuales domésticas

El punto de partida para la cuantificación de este aporte es el caudal medio diario, el cual se define como la contribución durante un período de 24 horas, obtenida como el promedio durante un año. Cuando no se dispone de datos de aportes de aguas residuales, lo cual es usual en la mayoría de los casos, se debe cuantificar este aporte con base en el consumo de agua potable obtenido del diseño del acueducto. El resultado final es un caudal en L/Ha.s para la población en general o para cada zona del estudio de planeación de la población. El aporte medio diario para cada una de las zonas se expresa como: CRxCxDxA =

en donde:

Q

86400

= Caudal de aguas residu CR = Coeficiente de retorno C = Consumo de agua pot

S

D A

= Densidad cfe

oblación de la zona, H a b I H a

= Área de drenaje de la zona, H a

La determinación de lac.á@ias da d s e h j e debe hacerse d e acuerdo con el plano topográfico dela población y el trazado de la red d e colectores. El diagonales área de -dr~$jél2&G2rrtka$a& eole~r~4rskbk~e~&t~a~~ndb~las o bisectrices soby)as,manz--- r i\ "1 , iP

15.1,l.I Coeficiente de retorno Este coeficiente tiene en cuenta el hecho d e que no toda el a,cTuaconsu da dentro del domicilio es devuelta al alcantarillado, p o r razón de s múltiples usos como riego, lavado de pisos, cocina y otros. Se puede es blecer, entonces, que sólo un porcentaje del total d e agua consumida devuelta al alcantarillado. Este porcentaje es el llamado "coeficiente retorno", el que estadísticamente fluctúa entre 65% y 85% (para la ci dad d e Bogotá se adopta un valor de 85%).

2

<

15.1.2 Caudal índustrial d

*)J

*o--* 2-

S

:

>iS