[Ricardo Alfredo López Cualla] Elementos de dise(BookZZ.org)

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 reimpresión: febrero de 1999
Quinta reimpresión: febrero de 2000
PRESENTACIÓN
©Ricardo Alfredo López Cualla, 1995
©Escuela Colombiana de Ingeniería
A venida 13 N° 205-59
(Autopista Norte kilómetro 13, costado occidental)
Fax: 6762340 • Santafé de Bogotá
Dirección editorial
Diseño de portada
Armada electrónica
Foto mecánica
Centro Editorial, Escuela Colombiana de Ingeniería,
T elefax: 6762655 • e-mail: editor@escuelaing.edu.co
María Clemencia Afanador Caycedo
Grupo Editorial 87
Fotolito Villalobos
ISBN 958-95742-0-3
Para la ESCUELA COLOMBIANA DE INGENIERIA constituye motivo de gran satisfacción que uno de sus egresados, convertido a la docencia uni·versúaria, 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 un texto de estudio y los colegas de un
libro de consulta.
Al presentar este libro sobre "Acueductos y Alcantarillados", escrito por el
ingeniero Ricardo López Cualla, profesor de la asignatura del mismo
nombre en la ESCUELA COLOMBIANA DE INGENIERIA, no solamente cumplíócon la generosa petición del autor sino también con el deseo
personal de enaltecer la producción editorial universitaria, pues ella refleja
el compromiso en la formación de las nuevas generaciones. Felicitaciones
muy sinceras al ingeniero López y enhorabuena al gremio colombiano de
zngemeros.
Santafé de Bogotá,febero 1995.
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 - Printed in Colombia
Ing. Eduardo Silva Sánchez
Rector
A mis profesores y alumnos
CONTENIDO
PRÓLOGO
15
1. INTRODUCCIÓN
17
1.1 Generalidades
1.2 Enfermedades hídricas
1.3 Abastecimiento de agua
1.3.1 Esquema convencional 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
19
19
21
21
23
23
27
29
2. PERÍODO DE DISEÑO
31
2.1 Factores determinantes
2.2 Períodos típicos de algunas obras
33
33
3. POBLACIÓN DE DISEÑO
35
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.l. 4 Crecimiento logarítmico
3.1.5 Métodos estadísticos
3.2 Ejemplo de proyección de población
37
40
40
4. CONSUMO DE AGUA
47
4; 1 Factores determinantes del consumo
4.2 Clasificación del consumo de agua
51
38
39
41
42
49
10
ELEMENTOS DE DISEÑO 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
53
53
5. FUENTES DE 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 molinetes
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
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 Bocatoma lateral por gravedad
6.1.1.5 Toma mediante estabilización del lecho
6.1.1.6 Toma en embalses o lagos
6.1.1.7 Estaciones de bombeo flotantes y deslizantes
6.1.2 Bocatoma de fondo
6.1.2.1 Diseño de la bocatoma de fondo
6.1.3 Ejemplo de diseño
6.2 Abastecimiento de agua subterránea
6.2.1 El 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 de bombeo en 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 perforados
54
55
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75
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108
108
108
110
7. BOMBAS Y ESTACIONES DE BOMBEO
113
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
115
116
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117
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130
8. CONDUCCIONES
139
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
141
142
142
142
146
9. DESARENADOR
151
9.1 Generalidades
9.2 Especificaciones de diseño
9.3 Teoría de la sedimentación
9.4 Ejemplo de diseño del desarenador
153
154
156
161
10. CONDUCCIÓN:
DESARENADOR- TANQUE DE ALMACENAMIENTO
169
10.1 Características hidráulicas de la conducción
10.1.1 Tubería por debajo de la línea piezométrica
(conducción forzada)
10.1.2 Lámina de agua coincidente con la línea piezométrica
(conducción libre)
10.1.3 Tubería por encima de la línea piezométrica
10.1.4 Tubería por encima del plano piezométrico estático
10.1.5 Tubería por encima del plano estático de presión absoluta
10.2 Características físicas y accesorios de la conducción forzada
10.2.1 Válvula de purga
10.2.2 V en tosas
10.2.3 Válvulas de control
171
171
172
172
173
173
174
174
175
176
12
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
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 Medidás contra el golpe de ariete
10.7 Ejemplo de diset1o
176
178
178
180
181
183
183
184
186
186
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187
188
189
189
192
193
194
13.1 Generalidades
13.2 Trazado de la red
13.3 Especificaciones de diseño
13.3.1 Caudal de diseii.o
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
11. CLORACIÓN
201
14. ALCANTARILLADOS
203
204
205
205
205
205
206
207
14.1 Sistemas de alcantarillados
14.1 .1 Clasificación de las tuberías
14.1.2 Disposición de la red del alcantarillado
14.2 Otros elementos 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 mínima a la clave de los colectores
14.3.4 Cálculo hidráulico de-ios 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 Empate por la línea de energía para flujo supercrítico
266
266
267
270
270
275
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278
278
279
279
283
283
284
285
15. ALCANTARILLADO SANITARIO
291
15.1 Caudal de diseño
15.1.1 Caudal de aguas residuales domésticas
15.1.1.1 Coeficiente de retorno
15.1.1.2 Consumo de agua potable
15.1.1.3 Densidad de población
15.1.1.4 Área de drenaje
15.1.2 Caudal industrial
15.1.3 Caudal comercial
15.1.4 Caudal institucional
293
293
294
294
294
295
295
295
295
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 Hotantes
11.4 Ejemplo de dosificación
12. TANQUE REGULADOR
209
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 Volumen adicional para incendios
12.4.5 Volumen adicional para emergencias
12.4.6 Dimensionamiento del tanque superficial
12.5 Ejemplo de cálculo
211
212
213
213
213
213
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218
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222
223
224.
13. RED DE DISTRIBUCIÓN
235
235
237
237
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238
240
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241
245
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248
248
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254
258
14
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Caudal medio diario de aguas residuales
Caudal máximo horario de aguas residuales
Caudal de infiltración
Caudal de conexiones erradas
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
295
295
296
296
296
297
297
298
298
298
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 Área 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 los sumideros
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
16.6.2.2 Velocidades máximas y mínimas
16.6.2.3 Pendiente de los taludes
16.6.2.4 Curvatura
16.6.2.5 Transiciones
16.7 Ejemplo de diseño del canal de aguas lluvias
311
311
311
312
312
318
319
319
320
320
320
320
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334
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337
339
339
341
341
341
343
344
17. SIFÓN INVERTIDO
355
17.1 Generalidades
17.2 Ejemplo de diseño del sifón invertido
357
358
BIBLIOGRAFÍA
367
ÍNDICE DE TABLAS
371
ÍNDICE DE FIGURAS
375
ÍNDICE ALFABÉTICO
383
15.1.5
15.1.6
15.1.7
15.1.8
15.1.9
PRÓLOGO
Como resultado de la consulta de diferentes fuentes y de las experiencias
en diseño del autor, se presenta este trabajo que constituye un compendio de los apuntes de clase del Curso de Pregrado de Acueductos y Alcantarillados ofrecido por la ESCUELA COLOMBIANA DE INGENIERÍA.
Las normas de diseño utilizadas no son las únicas existentes, por lo que el
criterio del ingeniero es fundamental para su selección y aplicación.
En los primeros capítulos se introducen algunos conceptos generales, relativos al diseño de acueductos y alcantarillados, los cuales, debido al alcance del libro, no son tratados en profundidad. A partir del capítulo 6 se
presenta el diseño de acueductos, siguiendo un desarrollo secuencial
de las diferentes estructuras hidráulicas necesarias para llevar el agua desde
la fuente de abastecimiento hasta el usuario. A partir del capítulo 14 se
presenta el diseño de alcantarillados y algunas estructuras anexas.
Los diseños están orientados a poblaciones rurales, en donde ha de concentrarse el mayor esfuerzo posible del ingeniero para dar soluciones
adecuadas a la problemática del saneamiento ambiental.
Quiero agradecer a la ESCUELA COLOMBIANA DE INGENIERÍA
su colaboración para hacer posible la publicación de este libro, y a todos
los colegas que participaron con su orientación y consejo en la edición.
lng. Ricardo A. López C.
1
CAPITULO
Introducción
1.1
GENERALIDADES
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, por
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.
Con 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.
1.2
ENFERMEDADES HíDRICAS
Son causadas por elementos patógenos, perjudiciales para la salud humana, que utilizan como vectores el agua y otros agentes como moscas, ratas
y alimentos. Generalmente son originadas por descargas intestinales o
20
ELEMENTOS DE DISENO PARA AcUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Cólera
Captación
~Recolección
Distribución /
Tratamiento
aguas residuales
de
aguas servidas
"-.--.L......,
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, no esporosa. Posee una
gran resistencia a los agentes desinfectantes o al secado. Su período de
vida en aguas residuales es muy corto, pero en aguas naturales, no 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 Vibrio Comma a través de la comida o el
agua; tiene un período de incubación típico de 3 días.
Disentería amibiana
Captación y
._.._ tratamiento
particular
/
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:
l. Suministro de agua potable con una calidad química y bacteriológica
aceptable (acueducto).
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 ti!Jidea
Fiebre paratifoidea
Disentería bacilar
Bacilo de Eberth
Satmonella paratyphi-A
Género shigella
Cólera
Vibrio comma
Parálisis infantil
Parasitismo intestinal
Gastroenteritis
Virus
Virus
Microorganismo
Hepatitis infecciosa
Virus
b=.:.ia=n.:.::a::___ _ _ _ _ __:E:::.n:::ta::.:_'..Cmoeba histolytíca
:c·
---=D::. :.is.c.ce:_:_nc:.:te:.:_n:. ac.:a.::.:m.:c.i
También llamada amibiasis o colitis amibiana, es causada por el protozoo
unicelular Entamoeba Histolytica, el cual agrupado en quistes es muy
resistente. Se adquiere al ingerir agua o alimentos contaminados y su p~­
ríodo 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 probado ser efectivo en la mayoría de los casos. Si se encuentran en proporciones abundantes (situación endémica), se recomienda la supercloración y
posteriormente la decloración seguida de la poscloración.
Parálisis infantil
Llamada 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 de 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
años) 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 ABASTECIMIENTO DE AGUA
1.3.1 Esquema convencional de abastecimiento
Cualquier sistema de abastecimiento de agua a una comunidad, por rudimentario que sea, consta de los siguientes elementos:
22
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
1.
2.
3.
4.
5.
6.
Fuente de abastecimiento.
Obras de captación.
Obras de conducción.
Tratamiento del agua.
Almacenamiento.
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, calidad 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 "bocatomas",
mientras que la captación de aguas subterráneas se hace por medio de
"pozos".
23
INTRODUCCIÓN
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 bocatoma-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
En la actualidad ningún agua en su estado natural es apta para el consumo humano; además, siempre se requerirá un tratamiento mínimo de doración 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
Un manantial es un afloramiento superficial de agua subterránea, el cual
puede ser por gravedad pasando a través de una capa superficial permeable, 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 piezométrica del depósito de agua.
24
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
25
INTRODUCCIÓN
Cerca de
protección
Pozo excavado
Muro de contención
perimetral
Nivel
piezométric().
1
Caja
/
Estrato impermeable
Canal o
tubería
Zanja de
drenaje
~
~!
i
Flujo de
agua
?
i i
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 de aguas lluvias. Ésta es una solución viable en zonas rurales donde no se dispone fácilmente de otras fuentes de agua.
Para obtener agua potable se debe por lo menos filtrar y dorar. La calidad física y química del agua al comienzo de la lluvia no es aceptable, ya
;"
Filtro
Canal
~
1
~
r\Malla fina
Agua subterránea
,,,
aislada
.--:;
arena
grava
.....
.·.·.·.·.·.·.·.·.·.·.·.·.·.·.·.•.•.•.•.• •.•.•.•.•.•.•.·.·.·.·.·.·.·.·.·
'"'
----____::~
-
~
Tanque de
almacenamiento
Estrato impermeable
Figura 1.3 Tipos de manantiales.
Bajante
principal
IDDD[ JO
11
T
\
Figura 1.5 Sistema de recolección de agua lluvia.
____.
Succión de
la bomba
26
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
que inicialmente arrastra y adsorbe partículas de polvo y otros contaminantes atmosféricos y de los tejados.
Por 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 f+ H20
~
¡¡¡_
Nivel freático
H2S04)
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.
Tipo Zanja
Tipo Conducto
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, según la naturaleza de la hidro-geología del sector. La galería tipo zanja
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.
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
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 1.1 O.
a
Desarenador
Tanque de
almacenamiento
Zanja
Red de
bución
Figura 1.6 Captación en ciénagas,
Figura 1.8 Captación por gravedad y conducción por gravedad,
28
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
1.4 VOLUMEN DE AGUA
Bocatoma
1
Cloración
La determinación de 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:
l. Período de diseño.
2. Población de diseño.
3. Área de diseño.
4. Hidrología de diseño.
5. Usos del agua.
6. Inversión de capital.
Desarenador
Conducción ___.
forzada
Tanque de
almacenamiento
Figura 1.9 Captación por gravedad y conducción forzada.
Tanque elevado
Bocatoma
Bomba
\
)'
Red de distribución
Desarenador
Tanque de succión
Figura 1.1 o 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."
CAPITULO
2
Período
de diseño
e entiende por período de diseño, en cualquier obra de 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.
2.1
FACTORES DETERMINANTES
Los factores que intervienen en la selección del período de diseño son:
l. Vida útil de las estructuras y equipo tomados en cuenta obsolescencia,
desgaste y daños.
2. Ampliaciones futuras y planeación de las etapas de construcción del
proyecto.
3. Cambios en el desarrollo social y económico de la población.
4. Comportamiento hidráulico de las obras cuando éstas no estén funcionando a su plena capacidad.
2.2
PERÍODOS TíPICOS DE ALGUNAS OBRAS
A continuación se dan algunas guías de períodos de diseño utilizados a
menudo en estructuras hidráulicas.
- Presas y grandes conducciones: 25 a 50 años.
- Pozos, sistemas de distribución, plantas de purificación de aguas y
plantas de tratamiento de aguas residuales:
Crecimiento bajo: 20 a 25 años
Crecimiento alto: 1O a 15 años.
Tuberías con diámetros mayores de 12 pulgadas: 20 a 25 años.
- Alcantarillados: 40 a 50 años.
CAPITULO
3
Poblac ión
de diseño
a determinación del número de habitantes para los cuales ha de diseñarse el acueducto es un parámetro básico en el cálculo del caudal de diseño para la comunidad. Con el fin de poder estimar la
po
· futura es necesario estudiar las características sociales, culturales y económicas de sus habitantes en el pasado y en el presente, y hacer
predicciones sobre su futuro desarrollo, especialmente en lo concerniente
a turismo y desarrollo industrial y comercial.
Una ciudad, pueblo o aldea, es un ente dinámico y su número de habitantes crece por nacimientos e inmigraciones y decrece por muertes y emigraciones. También puede crecer por anexión de otras concentraciones
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 macroeconómico del país, que pueden cambiar según los planes de gobierno.
Sin tener en cuenta el factor industrial y comercial, la población presentará
un crecimiento vegetativo, es decir, con espacio y oportunidad económica
limitados. En este caso, la curva de crecimiento de la población tiene forma
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.
BC = Crecimiento intermedio con índice constante. Crecimiento lineal.
CD = Crecimiento tardío con índice decreciente. Crecimiento logarítmico.
D = Población de saturación.
3.1
MÉTODOS DE ESTIMACIÓN DE LA POBLACIÓN FUTURA
La base de cualquier tipo de proyección de población son los censos. En
Colombia se dispone actualmente de los censos realizados en los años de
38
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Población
D
Crecimiento de población ~
B
/
e
Tasa de crecimiento
39
PoBLACIÓN DE DISEÑO
Población B: Ciudad de la misma región, similar en desarrollo, clima y
tamaño.
Población C: Ciudad de la misma región, similar en desarrollo y clima
pero de un número relativamente mayor de habitantes que la población A.
Población D: Ciudad de otra región del país pero de mayor población
que la población A. No se deben tomar en cuenta ciudades que, por sus
características especiales, no sean representativas del crecimiento de la región en donde se encuentra la población A.
El procedimiento es el siguiente:
a) Se desplazan paralelamente, hasta el último censo de la población A,
cada una de las curvas de crecimiento de las poblaciones B, C y D que
sobrepasen la población base.
b) De ser necesario, se prolonga hasta el año correspondiente al período
de diseño la última tendencia de crecimiento de las poblaciones B, C y
D.
e) Se adopta como población de la ciudad A el promedio de los valores
de población de las 3 curvas desplazadas y prolongadas, para cada uno
de los años de interés.
A
Tiempo
Figura 3.1 Curva S de crecimiento vegetativo.
1938, 1951, 1964, 1973, 1986 y 1993. Esta recopilación de datos se encuentra en el Departamento Administrativo Nacional de Estadística
(DANE) pero pueden existir otras entidades locales que dispongan de
censos de fechas diferentes.
Existen varias metodologías para la proyección de población; sin embargo, se hará una presentación de los métodos cuya aplicación es más generalizada. Inicialmente se hace la descripción de cada uno de ellos y
posteriormente se desarrolla un ejemplo comparativo.
3.1.2 Crecimiento lineal
Si el aumento de la población es constante e independiente del tamaño de
ésta, el crecimiento es lineal. Si P es la población y Tes el tiempo, entonces:
dP =ka
dP = ka dT
(3.1)
dT
integrando entre los límites de último censo (uc) y censo inicial (ci) se ticne:
(3.2)
en donde:
3.1.1 Método de comparación gráfica
El método de comparación gráfica consiste en hacer una comparación de
manera gráfica de la población en estudio y de otras 3 poblaciones del
país con determinadas características. El método supone que la población
en cuestión tendrá una tendencia de crecimiento similar al promedio del
crecimiento de las otras tres, después de que se haya sobrepasado el límite de la población base (último censo de la población estudiada).
Se trabaja entonces con poblaciones de las siguientes características:
Población A: Ciudad estudiada.
ka
Puc
T uc
P ci
Tci
=
=
=
=
Pendiente de la recta
Población de último censo
Año del último censo
Población del censo inicial
Año del censo inicial
Podrá tomarse un valor de ka promedio entre los censos o un ka entre el
primer censo y el último censo disponible. Por lo tanto la ecuación de
proyección de población será:
(3.3)
40
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
en donde:
Pr
Tr
Población proyectada
= Año de la proyección
El método de proyección lineal es un método completamente teórico y
rara vez se da el caso de que una población presente este tipo de crecimiento.
PoBLACIÓN DE DISEÑo
41
donde el su~índice cp corresponde al censo posterior y el subíndice ca al
censo anterior.
La aplicación de este método requiere el conocimiento de por lo menos
tres censos, ya que al evaluar un kg promedio se requiere de un mínimo
de dos valores de kg.
Haciendo una integración abierta de la ecuación (3.7) se obtiene:
3.1.3 Crecimiento geométrico
Ln P +
El crecimiento será geométrico si el aumento de población es proporcional al tamaño de ésta. En este caso el patrón de crecimiento es el mismo
que el de interés compuesto, el cual se expresa así:
e=- Ln Pci
e
kg T
para T = O
=> P = P,¡
(3.10)
Reemplazando el valor promedio de kg obtenido de la ecuación (3.9) en la
ecuación (3.1 0), la ecuación de proyección de población será:
(3.4)
en donde r es la tasa de crecimiento anual. Tomando logaritmos a ambos
lados de la ecuación se obtiene la ecuación de proyección de población:
Lag P¡
=
Lag Puc + (T¡-Tuc) Lag (1
+ r)
(3.5)
Por otra parte, reemplazando los valores del último censo y del censo inicial en la ecuación anterior se obtiene la tasa de crecimiento anual:
Puc)
-¡;-
Lag (
Lag (1 + r)
=
u
Ln P¡
=
Ln Pá + kg (T¡--Tci)
(3.11)
3.1.5 Métodos estadísticos
Además de los métodos de proyección anteriores, pueden emplearse métodos estadísticos para ajustar los valores históricos a la ecuación de regresión para una curva lineal, exponencial, potencial o logarítmica que se
indican a continuación.
1. Línea recta (regresión lineal):
y= a+ bx
(3.6)
bx
(3.12)
Tuc- Tá
Este último valor es reemplazado en la ecuación (3.5) para hacer la proyección de población.
2. Curva exponencial (a> 0):
y =ae
3. Curva logarítmica:
y= a+ b In (x)
3.1.4 Crecimiento logarítmico
4. Curva potencial (a> 0):
y =ax
Si el crecimiento de la población es de tipo exponencial, la población se
proyecta a partir de la siguiente ecuación:
En las ecuaciones anteriores el término y corresponde a la población, el término 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:
dP = k p
dT
g
=>
dP = k dT
P
g
(3.7)
Integrando la ecuación (3.7) entre dos períodos de tiempo cualesquiera se
tiene:
Ln Pz- Ln Pt
=
kg (Tz-Tt)
(3.8)
(3.9)
An + B
b
(3.13)
(3.14)
(3.15)
2 X¡ =2 Y;
A2X+B2Xi
=
2YzX
(3.16)
siendo n el número de parejas (x¡,y¡) disponibles (número de censos disponibles).
El coeficiente de correlación para el ajuste seleccionado está dado por:
42
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
43
PoBLACióN DE DISEÑO
1. Método de comparación gráfica
(3.17)
Es importante anotar que por lo ge~1eral los ajustes lineal y logarítmico
no dan buenos resultados, ya que rara vez se presentan estas tendencias
de crecimiento en una comunidad y, por el contrario, los ajustes a una
curva exponencial (ecuación 3.13) generalmente dan mayores coeficientes
de correlación.
Tabla 3.1
Relación de variables para las regresiones estadísticas
Regresión
A
B
XI
Yi
Lineal
a
b
Xi
y;
Exponencial
In a
b
Xi
In y;
Logarítmica
a
b
In
Potencial
In a
b
In x;
Población (miles de habitantes)
Año
A
B
e
D
1938
1.0
1.2
2.0
1.8
1951
1.5
1.8
3.2
2.2
1964
1.8
2.8
4.8
4.0
1973
2.5
3.7
5.8
4.5
1986
3.5
5.8
7.1
5.0
La población A es la población del proyecto cuya base es de 3500 habitantes. Cualquier tendencia de las otras tres poblaciones es trasladaga paralelamente al nuevo origen: X= 1986, Y= 3.5.
2. Método lineal
Xi
Pf -_ ¡Duc + Puc- Pcí (Tuc - Tci )
Tuc- Tá
y;
In y;
3500- 1000 = 0.
hab¡ _
5083
1986-1938
ano
k
3. Método geométrico
3.2
EJEMPLO DE PROYECCIÓN DE POBLACIÓN
P¡
A continuación se desarrolla un ejemplo de proyección de población utilizando los cuatro métodos vistos anteriormente. La proyección de población se hace para 20 años a partir de la fecha actual (1992), y se prevén
dos etapas en el diseño, de 1O años cada una. Los censos disponibles son
los siguientes:
=
Pu, (1 + r)11- 7~"
1
3500)r = ( 1000 86-38
-
1 = 0.02644
4. Método logarítmico
Ln P¡
=
Ln Pci + kg (T¡- Tu)
Año
Población
Ln P¡ - Ln P¡ _ 1
1938
1000
T¡-T¡_¡
1951
1500
1964
1800
1973
2500
1986
3500
kg¡
=
0.03119
kg,
=
0.01402
kg
0.02690
kg,
=
0.03650
~44~-----------------E~L::::E~M=:;EN:..:_T.:::O::::.S~DE=-D~Ic:.SE=:_N.:::O:.c_P_:..:A:_::RA:_:_ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
En la siguiente figura se indican los resultados de los cuatro métodos anteriores. La proyección definitiva se hace tomando el promedio aritmético de los 4 valores.
7
Método de Proyección
6
7
- - Comp. Gráfica
--Lineal
Geométrico
6
4
5
4
3
oL---~--~--~----~--~--~--~._--~~
1930
1940
1950
1960
1970
1980
1990
2000
201 o
2
2020
Años
1
Figura 3.2 Gráfica de comparación de crecimiento entre varias ciudades.
OL___
L __
Los resultados obtenidos de las proyecciones de población se indican a
continuación.
Año
1992
1993
1994
1995
1996
1997
1998
1999
2000
2001
2002
2003
2004
2005
2006
2007
2008
2009
2010
2011
Población (en miles de habitantes)
Losarítmico
Geométrico
Lineal
4.274
4.093
3.813
4.391
4.202
3.865
4.510
4.313
3.917
4.633
4.427
3.969
4.760
4.544
4.021
4.889
4.664
4.073
5.023
4.787
4.125
5.160
4.914
4.177
5.300
5.044
4.229
5.445
5.177
4.281
5.593
5.314
4.333
5.746
5.455
4.385
5.902
5.599
4.438
6.063
5.747
4.490
6.229
5.899
4.542
6.398
6.055
4.594
6.573
6.215
4.646
6.752
6.379
4.698
6.936
6.548
4.750
7.125
6.721
4.802
1930
1940
_ J_ _~_ __ L _ __ L_ __LL__~--~-~
1950
1960
1970
1980
1990
2000
201 o
2020
Años
Figura 3.3 Comparación gráfica de los resultados obtenidos por los cuatro métodos.
La población definitiva para cada etapa es la siguiente:
Población
Año
Gráfico
Lineal
Geométrico
Logarítmico
Promedio
1992
4100
3813
4093
4274
4070
2002
5200
4333
5314
5593
5110
2012
6100
4854
6899
7320
6293
De acuerdo con las tendencias de crecimiento de la población indicadas
en la figura 3.3, es posible pensar en descartar la proyección lineal, ya que
ésta no obedece a la del crecimiento histórico de la población estudiada.
Sin embargo, para efectos del presente diseño y teniendo en cuenta que la
magnitud de la población obtenida por el método lineal no difiere mucho
con respecto a la de los otros métodos de proyección, se opta por tomar
como población de diseño los valores obtenidos del promedio de todos
los métodos de proyección utilizados en el presente ejemplo.
CAPITULO
4
Consu mo
de agua
1 complemento necesario para establecer el caudal de diseño
de un acueducto es la determinación del consumo de agua.
El consumo es el volumen de agua utilizado por una persona
en un día y se expresa por lo general en litros por habitante y por
día (L/hab.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 de esta información) o, si no, basándose en estos mismos datos
de otras poblaciones vecinas.
4.1
FACTORES DETERMINANTES DEL CoNsuMo
Los factores incidentes en el consumo de una población son los siguientes:
1. Temperatura
Debido a las condiciones propias de la actividad del ser humano, entre
mayor sea la temperatura, mayor será el consumo de agua. Por ejemplo, se beberá más agua, el aseo personal será más frecuente, se emplean sistemas de aire acondicionado y el riego de jardines será más
mtenstvo.
2. Calidad del agua
Por razones lógicas, el consumo de agua será mayor en 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 DISEÑO PARA AcuEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
50
3. Característica s socioeconómi cas
CoNSUMO DE AGUA
4.2
51
CLASIFICACIÓN DEL CONSUMO DE AGUA
El consumo de agua depende también en buena parte del nivel de educación y del nivel de ingresos de la población. Por esta razón en ciudades
desarrolladas, como las capitales de departamentos , el consumo de agua
es mayor que en pueblos pequeños o caseríos.
Tradicionalme nte se ha clasificado el consumo como: 1) doméstico, 2) industrial y comercial, 3) público y 4) pérdidas y desperdicios. En la tabla
4.1 se presentan, como guía, valores típicos estadísticos del consumo para
cada uno de los sectores definidos.
4. Servicio de alcantarillado
El hecho de disponer de una red de alcantarillado incrementa notablemente el consumo de agua potable, en comparación con sistemas de
evacuación de excretas primarios como letrinas, o donde no existe ningún sistema y la disposición se hace al aire libre. En estos casos extremos el consumo puede variar desde 300 L/hab.d para grandes
metrópolis hasta 40 L/hab.d. para poblaciones sin servicios de alcantarillado.
Tabla 4.1
Consumos típicos de los sectores doméstico, industrial. comercial, público y pérdidas
Consumo
Doméstico
S. Presión en la red de distribución de agua
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 un mayor número de
rupturas de tubos dentro del domicilio o en la misma red de distribución,
aumentando así el volumen de agua perdida.
Aseo personal
Descarga de sanitarios
Lavado de ropa
Cocina
Riego de jardines
Lavado de pisos
Total consumo doméstico
Industrial y comercial
6. Administraci ón
Una administración eficiente controlará mejor el consumo de 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 de corta vida, los cuales son muy costosos y no están al alcance
de la capacidad de adquisición de todos los municipios.
ltem
Lecherías
Fábricas de bebidas
Fábricas de hielo
Curtiembres
Edificios industriales
Almacenes
Total consumo ind. y com.
Público
Lavado de calles
Mataderos
Hospitales
Riego de parques
Lavado de alcantarillado
Total público
7. Medidores y tarifas
Sub total
Al instalar un sistema nuevo de acueducto, puede ser que en un principio
no se instalen medidores y tampoco se cobre por el uso del agua. Con el
tiempo el consumo se incrementa y se instalan medidores, lo cual causa
un impacto psicológico sobre los consumidores, por lo que el consumo
disminuye. Posteriorment e el consumo aumenta y es entonces necesaria
la implantación de un sistema de tarifas para racionalizar el consumo de
agua.
Pérdidas y desperdicios
45.0
40.0 -· f
20.0
15.0
10.0
5.0
135.0
0.8
0.,2
1.0
0.5
10.0
3.5
16.0
8.0
0.4
0.6
9.0
3.0
21.0
172.0
% del subtotal anterior.
Se puede adoptar un 17%*
Consumo total para el caudal de diseño
*
Consumo (L/hab.d)
28.0
200.0
El porcentaje de pérdidas y desperdicios depende en gran parte de la infraestructura del municipio necesaria para controlar
estos factores. Puede se; de un 45% para poblaciones con poca capacidad técnica hasta un 5% en poblaciones con un
a~o grado de desarrollo tecnico y administrativo.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACÚEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
52
CONSUMO DE AGUA
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. En la tabla 4.2 se incluyen algunos valores diferentes de consumo para entidades.
Como 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 4.3
Consumo total en función de la temperatura y del desarrollo
socioeconómico
Condiciones
4.3
Zona rural
100-150
Temperatura menor de 20°C.
Poco desarrollo lnd. y Com.
180-200
Temperatura mayor de 20°C.
Poco desarrollo lnd. y Com.
200-250
Desarrollo industrial y comercial importante
250-300
CONSUMO FUTURO
1. Fórmula de Planeación Nacional
Consumo (L/d)
Entidad
Hoteles (por habitación)
500
Escuelas <20 alumnos
50
>20 alumnos
80
Industrias (por persona empleada)
80
Consumo(Lihab.d)
Farmacias o graneros de 50
m2
en donde:
1000
100m
200m 2
(4.1)
P = Población actual o futura
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.
500
2
LogP-1.8
0.014
100
Depósito de materiales
1600
~200 m (por m
2
2
)
8
m2
1000
2
2000
>50m 2
3000
Fuentes de soda y heladerías de 20
50m
50m
2
40
2
90
>50m
Oficina (por empleado y por 10m2)
Hospitales (por cama)
Consumo
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:
Tabla 4.2
Valores típicos del consumo en diferentes entidades
industriales y comerciales
Restaurantes de
53
80
400
4.4
CAUDAL DE DISEÑO
Con el fin de diseñar las estructuras del acueducto, es necesario calcular el
caudal apropiado, el cual debe combinar las necesidades de la población 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:
l. Caudal medio
2. Caudal máximo diario
3. Caudal máximo horario
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA AcUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
54
55
CONSUMO DE AGUA
1. Caudal medio
Tabla 4.4
Comparación de factores de mayoración, según estudios
realizados en Colombia y en África
Es el caudal promedio obtenido de un úí.o de registros y es la base para la
estimación del caudal máximo diario y del máximo horario. Este caudal
expresado en litros por segundo se obtiene así:
Población (habitantes)
Factor de mayoración
En Colombia:
Consumo e~;hab.d)
Qprumc<ilo =
X
Población (hab)
(4.2)
86400
2. Caudal máximo diario
<5000
1.80
5000-20000
1.65
>20000
1.50
En África:
Es la denuncia máxima que se presenta en un día del ú1o. En otras palabras, representa el día de mayor consumo en el año y se calcula según la
siguiente expresión:
Qmáximo d1anu =
1.2
X
Qprumcdw
4.6
X Qprumcdio
Pueblos
2.50
Ciudades
1.50
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.
Corresponde a la demanda máxima que se presenta en una hora durante
un año completo, y en general se determina como:
1.8
3.60
(4.3)
3. Caudal máximo horario
Qmdxmw horanu =
Aldeas
EJEMPLO DE CÁLCULO DE CAUDAL
(4.4)
Continuando con el mismo ejemplo utilizado para la proyección de población y adoptando los valores promedios, se tiene la siguiente proyección de población:
ó
(4.5)
4.5
VARIACIÓN DE LOS FACTORES DE MAYORACIÓN DEL CAUDAL MÁXIMO
DIARIO PARA LA OBTENCIÓN DEL CAUDAL MÁXIMO HORARIO
Los picos del caudal horario dependen del tamaño de la población. En
ciudades grandes, las costumbres son muy heterogéneas, por lo que los
períodos de máximo consumo son más largos y el pico del hidrog.rama
será menos acentuado. Esto es contrario a lo que sucede en poblac1ones
pequeñas en donde se tienen unos picos horarios mayores debido a que
las costumbres son más homogéneas. Por esta razón, los factores de mayoración del caudal máximo diario para la obtención del caudal máximo
horario (coeficiente numérico de la ecuación 4.5) varían así:
Año
Población (habitantes)
1991
4070
2001
5110
2011
6293
Habida cuenta de que se trata de una población rural, puede adoptarse
un consumo 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.
56
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA AcUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Cálculo del consumo futuro
- Método de Planeación Nacional (ecuación 4.1):
Consumo ( L;hab.d)
Log P- 1.8
0.014
Los resultados de la aplicación de la fórmula son:
Año
Población
(habitantes)
Consumo
(L/hab.d)
1992
4070
129
2002
5110
136
2012
6293
143
-Método del 10% de aumento de población
A partir de un consumo actual de 130 Llhab.d según lo indicado enlatabla 4.3 para poblaciones rurales:
Año
Población
(Habitantes)
1992
4070
2002
lncrement9
Población
Incremento
Consumo
25.55%
2.56%
23.15%
2.32%
Consumo
(L/hab.d)
130
133
5110
2
136
Se adopta entonces, con un criterio conservador, el consumo para cada
año indicado en la siguiente tabla. El cálculo de los caudales máximo diario y máximo horario se establece teniendo en cuenta un factor de mayoración de 1.2 para el caudal máximo diario y un factor de mayoración
para el caudal máximo horario según lo indicado en la tabla 4.4.
Año
Pob. (hab.)
Consumo
(L/hab.d)
aprom.
Omáx.dill.
(Lis)
(L/s)
Factor
mayoración
6
7
1.80
13
16
22
1992
4070
130
2002
5110
140
8
10
1.65
2012
6293
150
11
13
1.65
amáx. hor.
(Lis)
CAPITULO
5
Fuentes
de abastecimiento
a elección de la fuente de abastecimiento de agua, ya sea superficial, subterránea o de aguas lluvias, debe cumplir requisitos mínimos de cantidad, calidad y localización.
1. Cantidad
En el caso de una fuente de abastecimiento no regulada, ésta debe tener
un caudal superior al caudal de diseño en cualquier época del año, de
manera que se pueda garantizar un suministro continuo. Se debe, entonces, realizar estudios hidrológicos que permitan establecer las curvas de
duración de caudales para corrientes superficiales, o pruebas de equilibrio para fuentes subterráneas.
2. Calidad
En la naturaleza no se encuentra por 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 cruda 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.
60
5.1
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
FUENTES DE ABASTECIMIENTO DE AGUA
61
EVALUACIÓN DE LA CANTIDAD DE AGUA
-
Para evaluar el caudal de una corriente superficial, se debe acudir a los registros hidrométricos de la cuenca o hacer mediciones directas en el campo. 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 de los métodos citados a continuación que se ajuste a
las características de la corriente:
1. Medidor Parshall
2. Vertederos
3. Velocidad superficial
4. Correntómetros
5. Estaciones de aforo
6. Trazadores químicos
PLANTA
5.1.1 Medidor Parshall
Este dispositivo permite la medición de caudales principalmente en canales. Es un sistema muy práctico debido a su sencillez de construcción y
de operación, ya que se trata de un elemento de proporciones estandarizadas; con una o dos lecturas de niveles es posible obtener el caudal.
Por otra parte, debido a su diseño, no es posible la acumulación de sedimentos en ningún punto del medidor que puedan obstaculizar o alterar
las mediciones, lo cual lo hace ideal para el caso de aguas con mucho material sedimentable.
Existe una gran variedad de materiales de construcción del medidor
Parshall como, por ejemplo, concreto, mampostería, acrílico y materiales sintéticos. Como se observa en la figura 5.1, el medidor Parshall
consiste en una reducción gradual de la sección hasta llegar a la garganta, en donde se debe desarrollar el flujo crítico; posteriormente hay
una ampliación gradual hasta llegar al ancho original del canal.
El flujo a través del medidor puede ser en descarga libre o en descarga sumergida. En el primer caso, la lámina vertiente es independiente de las
condiciones aguas abajo del canal y basta tomar una sola lectura (Ht)
para obtener el caudal.
La descarga sumergida se presenta cuando el nivel aguas abajo del medidor es lo suficientemente alto para afectar el flujo a través de éste. Se presenta entonces un flujo ahogado que causa que la medida inicial (H 1) no
esté controlada por la canaleta y sea mayor que la real. Es necesario entonces hacer una corrección del caudal por medio de una segunda lectura
(Hz) como 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.
L.a .sumergencia está dada por la relación entre los niveles, H 2/H¡, y la condiciÓn de descarga libre se determina según el ancho de la garganta (W) así:
Descarga libre:
W< 9" (23 cm) y H 2/H 1 < 60%
W > 1' (30 cm) y Hz/H 1 < 70%
La condición de descarga ideal es la de descarga libre pero en ningún caso
se debe operar con sumergencias mayores de 95%.
Las dimensiones del medidor son dadas en función del ancho de la garganta y se encuentran tabuladas en la mayoría de los libros y manuales de
·
hidráulica.
La selección del medidor más adecuado se hace teniendo en cuenta el
caudal y el ancho del canal. Es recomendable en general tomar el ancho
de la garganta como 1/3 a 1/2 del ancho del canal. El intervalo de medición de caudales para cada canaleta está dado en la tabla 5.1.
La siguiente es la ecuación de calibración de un medidor Parshall cuvas
"
constantes K y n están dadas en la tabla 5.2.
(5.1)
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
62
Medidores Ahogados
Tabla 5.1
Caudales mínimos y máximos según las dimensiones del medidor
Parshall
Carga, H (m)
Q (L.Is)
ANCHO GARGANTA
Mínimo
1.0 ,---:-----:~~--,-----------~
Máximo
S. Inglés
Centímetros
3"
7.6
0.85
53.8
15.2
1.52
110.4
6"
Reducción del Caudal, W = 1 pie = 0.30 m
9"
22.9
2.55
251.9
1'
30.5
3.11
455.6
1 1/2'
45.7
4.25
696.2
2'
61.0
11.89
936.7
4'
122.0
36.79
1921.5
6'
183.0
74.40
2929.0
244.0
130.70
3950.0
0.8
0.7
-~ ··············~·····
... ;
·····-~-.----~ ···~·····;--·~····:-···
....... ········-·-···> ········l· ..... ¡
. ; ~~~e.r~~~pi~ 5 ~~1
0.6
0.5
··~···
0.4
0.3
0.2
2
3
4
5 6 7 8 10
20
30 4050
80100
Reducción de Caudal (Lis)
Tabla 5.2
Coeficientes de la ecuación de calibración
Figura 5.2 Reducción del caudal para medidores ahogados.
en donde:
Q
H
w
n
K
3"
1.547
0.176
1'
1.522
0.690
4'
1.578
2.935
8'
1.606
6.101
Para los medidores cuyo ancho de garganta sea diferente de 1 pie, se debe
multiplicar el caudal de corrección obtenido de la gráfica anterior por el
factor correspondiente indicado en la siguiente tabla.
Tabla 5.3
Factor multiplicador para corrección de caudales
en medidores mayores de 1 pie, 0.30 centímetros
caudal (m 3/s)
altura aguas arriba (m)
ANCHO GARGANTA, W.
Pies
En el caso de los medidores que trabajen con flujo sumergido se debe hacer una corrección de caudal así:
Qrcal =
Q - Corrección
(5.2)
Dicha corrección se obtiene a partir de la gráfica 5.2, en función de la sumergencta.
1 1/2
FACTOR
Centímetros
30.5
1.0
45.7
1.4
2
61.0
1.8
3
91.4
2.4
4
122.0
3.1
5
152.4
3.7
6
183.0
4.3
7
213.4
4.9
8
244.0
5.4
--~------------··-·
64
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
FUENTES DE ABASTECIMIENTO DE AGUA
5.1.2 Vertederos
Sin contracción
lateral
Un vertedero es una simple abertura sobre la cual fluye un 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 de vertederos según
su forma geométrica (figura 5.3).
Los vertederos más utilizados por su facilidad de construcción y calibración son los rectangulares y los triangulares.
Los vertederos pueden ser de pared gruesa o delgada; el más común para
mediciones en corrientes superficiales es el de 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 no tenga ninguna contracción lateral, que tenga sólo una o que tenga dos contracciones laterales, como 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. En la figura 5.5 se muestra un vertedero rectangular de
pared delgada y con contracciones laterales, en donde L es el ancho o
longitud del vertedero y H es la carga sobre la cresta del mismo.
Rectangular
Proporcional
Triangular
Parabólico
Figura 5.3 Tipos de vertederos según su forma.
Semicúbico
Con contracción
lateral sencilla
Con contracción
lateral doble
r
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 aproximada de 5H,
donde la superficie libre es prácticamente horizontal.
La ecuación general de calibración de un vertedero rectangular es deducida planteando la ecuación de Bernoulli entre un punto aguas arriba a la
cresta del vertedero y la cresta misma. De esta ecuación se obtiene:
(5.3)
en donde:
Circular
65
Q
= Caudal (m 3 /s)
L
H
=
!J
Longitud del vertedero (m)
= Carga sobre la cresta del vertedero (m)
Coeficiente de descarga.
L
r---------------
Figura 5.5 Vertedero rectangular con contracciones. Corte y perfiL
~jP'
66
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Para un vertedero rectangular sin contracciones laterales el coeficiente de
descarga, ~t, es aproximadamente 0.60 y la ecuación 5.3 se convierte en:
,
Q
= 1.83
L H'~2
(5A)
fUENTES DE ABASTECIMIENTO DE AGUA
67
En la práctica, generalmente se usan los triángulos isósceles; el más usado es el de 90".
La ecuación general de los vertederos triangulares es:
Efecto de las contracciones laterales
Q
Cuando no es posible, en primera instancia, calibrar un vertedero con
contracciones laterales, se debe proceder a hacer una corrección en la longitud vertiente. Como se muestra en la figura 5.5, el efecto de las contracciones laterales es el de reducir la longitud de la lámina vertiente. Esta
situación se corrige teniendo en cuenta un valor de L' en la ecuación anterior así:
L'
=
L- 0.1 n H
(5.5)
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 comprendidas entre 6 y 60 centímetros. Su sensibilidad es mejor que la de los
vertederos rectangulares para caudales comprendidos entre 40 y 300 L/s.
en donde:
=
C' tan
(~) H
11
(5.6)
2
Q
= caudal (m3/s)
H
= ángulo central
= carga (m)
= coeficiente de corrección por pérdidas y
e
C'
contracciones
Para vertederos triangulares con e
transforma en:
Q=
= 90° y
1.42 H2 5
C'
0.60, la ecuación 5.6 se
(5.7)
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 un 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:
Vs
S
=-
(5.8)
t
La velocidad media se encuentra por debajo de la superficie libre (ver figura 5.7 (b)), y vale aproximadamente el SO% de la velocidad superficial.
Vm
= 0.8
Vs
(5.9)
Conocida la sección hidráulica del canal, se calcula el caudal a partir de
la ecuación de continuidad. Este método está sujeto a errores debido a la
velocidad del viento y a secciones no uniformes de la corriente.
5.1.4 Correntómetros o molinetes
Figura 5.6 Vertedero triangulaL
Son equipos utilizados para medir la velocidad de la corriente en diferentes puntos de la sección y a diferentes profundidades.
68
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
69
FUENTES DE ABASTECIMIENTO DE AGUA
El procedimiento para medir el caudal es el siguiente:
v.
l. 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:
Vm
_ Vo.z+ Vos
-
(5.10)
2
o tomar velocidades a 0.2H, 0.8H y 0.6H, en cuyo caso la velocidad
media será:
S
Vm
(a) PLANTA
_ Vo.2 + Vo.s + 2Vo.6
-
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 una
ecuación de calibración del aparato se determina la velocidad en el punto.
Como se indica en la figura 5.8, existen correntómetros de copas o de hélice. Cuando se tienen velocidades altas es preferible la utilización de los
molinetes de hélice.
La velocidad promedio en la vertical se encuentra en general a 0.6H, siendo H la profundidad del agua medida desde la superficie libre, como se
indica en la figura 5. 9.
(5.11)
4
(b) PERFIL
2. Calcular la velocidad media en la sección A¡ (indicada en la figura
5.9(b)) con el promedio de las velocidades medias (obtenidas de la
ecuación 5.1 O ó 5.11) de las dos verticales que delimitan dicha sección,
según se muestra en la siguiente ecuación:
V,
=
'
~- + V¡+t
2
(5.12)
3. Calcular el caudal entre las dos secciones verticales como el producto
de 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 de los caudales
individuales en cada una de las diferentes secciones.
(5.13)
Qsecoón = 2: Vs¡ A;
0.6H
\
H
/ / / \\V/7 \\V/
///\\V/7\\V/
(a)
(b)
Figura 5.8 Tipos de correntómetros. (a) Correntómetro de copas. B) Correntómetro de hélice.
(a)
(b)
Figura 5.9 (a) Perfil de velocidades en la vertical. (b) Distribución de puntos de medición en
una sección.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
70
QaCa + QtCt = ( Qa + Qt) Ce
5.1.5 Estaciones de aforo con limnímetro
Son secciones fijas de un río, en las cuales se lleva un registro continuo de caudales medidos mediante molinetes y niveles medidos con mira, de tal manera
que con el nivel de la sección se obtiene el caudal a través de una curva de
calibración de la sección. Esta curva debe ser verificada periódicamente.
en donde:
Q.
Qt
Qe
c.
Cr
Ce
(5.14)
= 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 afluente, se tiene:
La expresión final del caudal afluente será entonces:
\ Limnímetro
o Mira
(5.15)
Figura 5.10 Sección con limnímetros.
5.1.6 Trazadores químicos
Se hace la inyección de una sustancia química inerte, que no reaccione
con el agua, y se registra su concentración en una sección aguas abajo.
La inyección del trazador puede hacerse por cochada (impulso) o de una
manera continua; los registros de concentraciones en el río serán diferentes según se observa en las figuras 5.11 y 5.12.
Al hacer el aforo por el método de cochada, el cálculo del caudal es semejante al del método de medición de la velocidad superficial. En este caso
se determina el tiempo que tarda en presentarse el pico de 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 un balance de masas en
la s~cción de control. La masa que entra debe ser igual a la masa que sale,
es decir:
Figura 5.11 Aforo con trazadores químicos por cochada. (a) Trayectoria del trazador (b) Regis
tro de concentraciones en las secciones.
72
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
(.J)
e
-o
-
"ü
~
e:
Q)
-
-
u
e
o
(.)
Tiempo
(a)
(b)
Figura 5.12 Aforo con trazadores de manera continua. (a) Sección de control. (b) Registro de
concentración en la sección aguas abajo.
5.2
EVALUACIÓN DE LA CALIDAD DEL AGUA
El agua se considera apta para el consumo humano (agua potable) si satisface los requisitos físicos, químicos y bacteriológicos mínimos exigidos en
el Decreto 2105 de 1983 de la República de Colombia. El agua en estas
condiciones ofrece una calidad tal que no existe riesgo para la salud humana.
El agua que no cumpla los requerimientos del decreto 2105 debe ser tratada por medio de procesos físico-químicos que permitan eliminar, o al
menos reducir, la concentración de elementos nocivos dentro del intervalo estipulado por el decreto.
La potabilidad del agua se mide a través de análisis físico-químicos y bacteriológicos realizados en el laboratorio sobre muestras tomadas en los
puntos de interés.
La toma de muestras para la realización de dichos análisis depende de la
fuente de abastecimiento. Por ejemplo:
cerca del afloramiento.
manantiales:
30 cm por debajo del nivel del agua.
tanques:
donde la corriente es manifiesta.
ríos:
bombear previamente varios minutos.
pozos:
dejar correr el agua 1 minuto.
llaves:
El volumen de la muestra para el análisis físico-químico debe ser de aproximadamente 2 litros, tomados en un recipiente el cual se enjuaga tres veces con la misma agua que se va a analizar, antes de tomar la muestra
definitiva. Las muestras para el análisis bacteriológico son de aproximadamente 100 mL tomados en un recipiente previamente esterilizado.
CAPITULO
6
Obras
de captación
6.1
CAPTACIÓN DE AGUA SUPERFICIAL
l término genérico utilizado para las obras de captación, derivación o toma en ríos es "bocatoma". Por medio de esta estructura
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 como se ilustra en la
figura 6.1.
Al colocar la bocatoma en la parte interior de la curva, se colmataría con
el material allí depositado en las crecientes y en época de verano podría
quedar en seco.
6.1.1 Tipos de bocatomas
Existen diferentes tipos de bocatomas; los factores determinantes para la
selección 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 Toma lateral con muro transversal
Es utilizada en ríos relativamente pequeños o quebradas, en donde la
profundidad del cauce no es muy grande.
76
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
l
Depositación
de material
/
Cámara de
recolección
r
Muro de
protección
-
Bocatoma
Rejilla
transversal
Figura 6.1 Captación en corrientes superficiales. Bocatomas en recta y en curva.
Como se indica en la figura 6.2, un muro transversal a manera de presa
eleva la lámina de agua y ésta es captada lateralmente a través de una rejilla colocada en uno de los muros laterales.
Una desventaja de este tipo de bocatomas es que cuando la corriente
arrastra mucho material en la época de lluvias, éste se deposita en el pie
del muro transversal, llegando a tapar completamente la rejilla y el desagüe.
Planta
Corte Longitudinal
Figura 6.2 Bocatoma con muro transversal.
similar a la to~a con muro transversal, reemplazando el muro por compuertas y la repll~ por otr~ de :nayores dimensiones. En este caso se puede
hacer el tr\ltamiento pnmano de desarenador de manera inmediata
'
Tubería de
6. 1. 1.2 Bocatoma de fondo
Es utilizada en condiciones semejantes a las de la bocatoma con muro
transversal. Su diseño se verá en detalle en el numeral 6.1.2.
succión
~
r-----1
Bomba
6.1. 1.3 Bocatoma lateral con bombeo
Son empleadas para ríos con caudales grandes y de una sección relativamente ancha. Como se muestra en la figura 6.3, el número mínimo de
bombas es de dos, de manera que una ~e ellas está en reserva. La rejilla
tiene por objeto evitar el paso d<; elemerit()S grandes que puedan llegar a
obstruir la entrada al pozo de sÜcción o la misma coladera de la tubería
de succión. Se le debe dar protección al talud mediante muros de contención.
Válvula de
y coladera
1
Bomba
6.1. 1.4 Bocatoma lateral por gravedad
PLANTA
Si se dispone de las condiciones hidráulicas y topográficas suficientes,
la captación en ríos profundos puede hacerse por gravedad de manera
CORTE TRANSVERSAL
Figura 6.3 Bocatoma lateral con bombeo, en planta y corte.
78
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
ÜBRAS DE CAPTACIÓN
79
como se muestra en la figura 6.4. Las compuertas pueden ser de sector o
de tablero.
6.1.1.5 Toma mediante estabilización de/lecho
Puente de
acceso
/
Cuando el ancho del río es muy grande y el lecho no es muy estable, se
hace una canalización de éste; la toma puede ser lateral o de fondo.
Orificios de
captac;ón \
,
6.1.1.6 Toma en embalses o lagos
Torre de captación
Por medio de una torre con orificios a diferentes alturas, se puede captar
el agua sin importar el nivel al cual se encuentre; posteriormente se conduce el agua a un pozo de succión (figura 6.5).
Tubería de
captación \
Sifón
Si las condiciones topográficas 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.
Desarenador
1
Figura 6.5 Torre de captación.
Toma de fondo
Es utilizada en ríos de gran caudal y poca velocidad o en lagos. En el caso de
ríos, éstos deben ser de baja turbiedad con el fin de no colmatar muy rápidamente el filtro de grava. Se debe disponer de un sistema de retrolavado del filtro.
Bomba de vacío
N. Máx.
"'-Rejilla
Válvula de
regulación
N. Mín.
Desagüe
_..,
Compuertas
Soportes
Excesos
PLANTA
Canal de
conducción ·
CORTE TRANSVERSAL
Figura 6.4 Bocatoma lateral por gravedad, en planta y corte.
Figura 6.6 Captación por sifonamiento.
1
•
--
/Á'
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA AcUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
80
OBRAS QE CAPTACióN
81
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.
En cualquiera de los dos casos la estación está conectada a la tubería de
conducción por medio de una manguera flexible.
N.
Retro lavado
Malacate
grava
Cable
Manguera
flexible
Detalle del
filtro de grava
Figura 6.7 Toma de fondo en ríos o lagos.
Riel
6. 1. 1. 7 Estaciones de bombeo flotantes y deslizantes
Son utilizadas para la captación de agua en ríos o embalses en los que la
fluctuación de niveles es muy grande.
En el caso de la estación flotante (figura 6.8), la bomba se coloca sobre. un
planchón el cual se desliza verticalmente sobre unos rieles según el mvel
Figura 6.9 Estación de bombeo deslizante.
6.1.2 Bocatoma de fondo
j
Manguera
flexible
Cabezal
El agua es captada a través de una rejilla colocada en la parte superior de
una presa, que a su vez es direccionada en sentido normal de la corriente.
El ancho de esta presa puede ser igual o menor que el ancho del río. En
las figuras 6.1 O, 6.11 y 6.12 se ilustran los elementos más importantes de
este tipo de bocatoma.
La bocatoma de fondo indicada en estas figuras consta de:
Presa
Su cota superior está al mismo nivel de la cota del fondo del río. Construida generalmenta en concreto ciclópeo, dentro de ella se encuentra el
canal de aducción.
Figura 6.8 Estación de bombeo flotante.
Tapa de
acceso
Solado
superior
Rejilla
A
Cámara de
recolección
Solado
interior
N.A.
Rejilla
Presa
Canal
aducción
Cámara de
recolección
de excesos
Conducción a!
desarenador
Vertedero
de excesos
Corte B·B
Figura 6.12 Bocatoma de fondo (corte transvArsal).
Figura 6.10 Bocatoma de fondo (planta).
Solados o enrocado superior e inferior
Ubicados aguas arriba y aguas abajo de la presa, tienen por objeto prote~
gerla de la erosión. Pueden ser construidos en concreto o enrocado.
-
Muros laterales
Encauzan el agua hacia la rejilla y protegen los taludes. El ancho de estos
muros depende de la estabilidad estructural. Siendo en concreto ciclópeo,
el ancho de los muros puede ser de 60 centímetros o menos; esto depende
del estudio de estabilidad de los mismos muros.
superior
Rejilla
Cámara de recolección
Canal de aduce 6n
Solado inferior
Figura 6.11 Bocatoma de fondo (corte longitudinal).
Ésta es colocada sobre el canal de aducción que se encuentra dentro de la
presa. La longitud de la rejilla, y por lo tanto la del canal de aducción,
puede ser menor que la longitud de la presa o el ancho de la garganta, según las necesidades del caudal que se ha de captar. El ancho mínimo es de
40 centímetros y el largo mínimo de 70 centímetros, dados para facilitar
la operación de limpieza y mantenimiento. Los barrotes y el marco pue~
ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
84
den ser de hierro, con separación entre barrotes de 5 a 10 centímetros y
diámetro de los barrotes de 11/', 3//' ó 1 ".
OBRAS DE CAPTACIÓN
85
Debido a la existencia de las contracciones laterales, se debe hacer la correspondien~e corrección de la longitud de vertimiento según lo indicado
'
por la ecuación 5.5:
Canal de aducción
L'=L-0.1nH
Recibe el agua a través de la rejilla y entrega el agua captada a la cámara
de recolección. Tiene una pendiente entre el 1% y el 4% con el fin de dar
una velocidad mínima adecuada y que sea segura para realizar las labores
de mantenimiento. La sección de este canal puede ser rectangular o semicircular. Aun cuando la sección semicircular es la más eficiente desde el
punto de vista del funcionamiento hidráulico, la sección rectangular es
más fácil de construir.
Cámara de recolección
Generalmente es cuadrada o rectangular, con muros en concreto reforzado cuyo espesor puede ser de 30 centímetros y su altura igual a la de
los muros laterales. En su interior se encuentra un vertedero de excesos
lateral que entrega el agua a una tubería de excesos que regresa el agua al
cauce. Se debe dejar una tapa en la placa superior y una escalera para el
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:
Q
Vr=-L'H
Diseño de la rejilla y el canal de aducción
Ancho del canal de aducción:
2
4
X,= 0.36 VrJ + 0.60 H7
6.1.2. 1 Diseño de la bocatoma de fondo
en donde:
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):
(6.1)
Q = 1.84 L Ht. 5
(6.4)
y debe. estar comprend!da entre 0.3 m/s y 3 m/s de manera que puedan
ser ap_hcables l~s ecuaciOnes del alcance del chorro presentadas a continuacwn (ecuaciOnes 6.5 y 6.6) para la determinación del ancho del canal
de aducción.
4
Diseño de la presa
(6.3)
X,
X;
Vr
H
B
3
X¡= 0.18 V/+ 0.74 H4
(6.6)
B =X,+ 0.10
(6.7)
= alcance filo superior (m)
= alcance filo inferior (m)
= velocidad del río (m/s)
= profundidad de la lámina de agua sobre la presa (m)
= ancho del canal de aducción (m)
Rejilla
Si se ut.i.liza una rejilla con barrotes en la dirección del flujo, el área neta
de la replla se determina según la siguiente expresión:
Aneta =a B N
Para determinar el valor de la lámina de agua para las condiciones de diseño (Qmáxdiario) y para las condiciones máximas y mínimas del río, se despeja el valor de H de la ecuación 6.1:
Q j
H-(t.s4L)
(6.2)
(6.5)
siendo:
An
a
N
= área neta de la rejilla (m2)
= separación entre barrotes (m)
= número de orificios entre barrotes
(6.8)
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
86
OBRAS DE CAPTACIÓN
87
l
1
1
~
....
1 L_i
~----··
B
1
mín.=0.4m
~x;:-¡
~
Cámara de
recolección -..___
l\
~
\
\0=b
L,
mín.=0.70m
B
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 apro-
ximadamente:
(6.9)
A ruta!"' (a+b) B N
Niveles en el canal de aducción
Asumiendo que todo el volumen de agua es captado al inicio del canal indicado en la figura 6.15, el nivel de la lámina aguas arriba es obtenido por
medio del análisis de cantidad de movimiento en el canal:
Haciendo la relación entre área neta y área total se obtiene:
Aneta
Arutal
=
(6.13)
_a_
a+ b
Aneta = _a_ Arotal
a+b
(6.10)
Para que la entrega a la cámara de recolección se haga en descarga libre, se
debe cumplir que:
y reemplazando el área total en función de la longitud de la rejilla, L:
a
Aneta=-b B L
a+
(6.11)
(6.14)
por otra parte, el caudal a través de la rejilla es:
en donde:
en donde:
K
V~o
= 0.9 para flujo paralelo a la sección
= velocidad entre barrotes (máxima de 0.2 m/s)
ho
he
he
g
=
=
=
=
profundidad aguas arriba (m)
profundidad aguas abajo (m)
profundidad crítica (m)
pendiente del fondo del canal
aceleración de la gravedad (9.81 m/s 2)
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
88
OBRAS DE CAPTACIÓN
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 3,0 m/s.
Diseño de la cámara de recolección
V=-ºo B ho
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.
a
v.= 8h
B
•
4
2
X, = 0.36 V3e + 0.60
h7
B
e
3
4
X=0.18Ve +0.74 h:¡e
7
(6.15)
L =X+ 0.30
CORTE AGUAS ARRIBA
CORTE AGUAS ABAJO
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.
L,
v.
0.6 m
BL
........
BL
il.
-
Ra)Dia~
BL
H.
H
--.
i
-
X.
1-----~
L.
Figura 6.15 Perfil del canal de aducción.
al desarenador
Figura 6.17 Corte de la cámara de recolección.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
90
Desagüe del caudal de excesos
El caudal de excesos se determina teniendo en cuenta que sobre la rejilla
de la bocatoma pasará un caudal mayor que el caudal de diseño. Se producirá entonces una lámina de agua superior a la de diseño, que se puede
evaluar según la ecuación 6.2, reemplaz ando en ella el caudal correspon diente al caudal máximo o promedio del río. La capacidad máxima de
captación de la rejilla se puede aproxima r al caudal a través de un orificto, cuya ecuación es:
en donde:
Qcaptado
CJ
Aneta
H
Vertedero
de excesos
Cabezal de
descarga
1
1
=Caudal a través de la rejilla (m3/s)
= Coeficien te 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 donde,
como se indica en la figura 6.18, se coloca un vertedero sin contracci ones
laterales que servirá para separar el caudal de diseño del caudal de excesos. Para cumplir con lo anterior, la cota de la cresta del vertedero debe
coincidir con el nivel del agua necesario para conducir el caudal de diseño
al desarenad or. Como no se ha hecho el diseño de esta tubería, se asume
en este momento un valor tentativo de 0.60 m, valor que debe ser corregido una vez se haya hecho el diseño correspon diente de la tubería de conducción entre la bocatoma y el desarenad or (Capítulo 8).
En resumen, el caudal de excesos será la diferencia entre el caudal captado
a través de la rejilla y el caudal de diseño.
-
al rfo
al desarenador
F'•gura 6.18 Vertedero de excesos en 1 •
a camara de recolección Y cabezal de descarga.
6.1.3 Ejemplo de diseño
Informac ión previa
Qexcesos = Qcaptado - Qdiseño
Posterior mente se debe ubicar el vertedero de excesos a una distancia
adecuada de la pared de la cámara de recolección. Para esto se aplican
nuevamen te las ecuaciones 6.2, 6.4, 6.5 y 6.7 aplicadas a las condicion es
de excesos determina das anteriorm ente.
El diseño de la tubería de excesos, cuyo diámetro mínimo es de 6" (15.2
cm), debe contempl ar la pendiente disponibl e entre el fondo de la cámara
y el punto escogido para la descarga de excesos. Este punto debe estar a
15 cm por encima del nivel máximo del .río, según lo indicado en la figura
6.18. El diseño de esta tubería puede hacerse siguiendo el procedim iento ·
indicado en el Capítulo 10.
.
.,
Períodos de diseño: Tratándos e de la ca
en una
dtseñar
debe
se
dptlacfwn,
.
an20
pa~a
sola etapa, es decir
os a parnr e a echa
P bl . ,
.
., .
o aczon de diseño: De acuerdo con la ro
bl . , P yeccw~ de poblactón realizada
anteriorm ente, se tiene que ¡
a po acwn para el ano 2012 es de 6293 habitantes.
. para la ·
Caudal de diseño·· El caudal ma'x·Imo d'tano
·
f h
mtsma ec a antenor
f ue calculado en 13
L/s.
Aforo del río: El caudal del río en tiem o seco d
des, eSOL!s.E lcaudalm ed l ,P.
dwdelrío esde0.2m 3fs El
Ancho del río: El ancho del
r~:~n ae1%a~~e c:~::c~nd:sld:i.~ m.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
92
Diseño de la presa
OBRAS DE CAPTACIÓN
93
2
A n = -Q- = - 0.013
- - - = 0.146m
0.9 x 0.10
0.9 Vb
El ancho de la presa se supone de 1.0 m
La lámina de agua en las condiciones de diseño es de:
Lr
=
(_!L)3
1.84 L
0.146
= (
X
(0.05 + 0.0127)
0.05
2
2
H
=
)3 = 0.04 m
0.013
1.84 X 1.0
=
a
- B Lr
a+b
0.46 m
=
0.40
X
Se adopta 0.70 m de longitud de rejilla.
La corrección por las dos contracciones laterales es:
L' = L- 0.2H = 1.00-0.2 x 0.04
=
0 05
2
An = - --·- - - x 0.40 x 0.70 = 0.223 m
0.05 + 0.125
0.99 m
El número de orificios es de:
Velocidad del río sobre la presa:
0.013
Q
V = - - = -==-X 0.04
0.99
H
r'
= 0.36 mis
0.223
N=~=
0.05 x 0.40
axB
Se adoptan 12 orificios separados 5 cm entre sí, con lo cual se tienen las
siguientes condiciones finales:
Diseño de la rejilla y el canal de aducción
El ancho del canal de aducción será:
Xs
=
'
4
2
3
0.36 Vr + 0.60 H
7
=
0.36
~
X
(0.36)3 + 0.6
4
X
(0.04)7
0.05
4
7
3
4
3
:¡
=
0.18
X
7
(0.36) + 0.74
X
(0.04)
4
Xi= 0.16 m
0.240 m 2
vb
= - - - - = 0.06 mis
Lr
0.18 Vr + 0.74 H
12
=
X
X
=
0.013
X
0.240
=
0.40
An
0.9
Xs=0.27 m
X¡
11.16 orificios
0.240
X
(0.05 + 0.0127)
=
=
-aguas abajo
he = he - ( Q2
- g Bl
B = Xs + 0.10 = 0.27 + 0.10
)t -(
-
(0.013)2
9.81 X (0.40)2
- aguas arriba
B = 0.37 m- 0.40 m
La longitud de la rejilla y el número de orificios será:
Se adoptan barrotes de 1/z" (0.0127m) y separación entre ellos de 5 centímetros. Por otra parte se supone la velocidad entre barrotes igual a 0.1 O m/s.
0.75 m
0.05 X 0.4
Los niveles de agua en el canal de aducción son:
Le = Lr + espesor del muro = 0.75 + 0.3 = 1.05 m
se adopta i = 3%
)f = 0.05 m
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA AcUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
94
2
ho = [ 2x(0.05) + (0.05-
Ho
0.03x 1.05
)
3
2
]~
Cálculo de la altura de los muros de contención
2
- 3x0.03x1.05
= 0.06 m
ho + B.L. = 0.06 + 0.15 = 0.21 m
H =
He= 0.05 + (0.06-0.05) + 0.03x 1.05 + 0.15
=
=;.
O.K.
Diseño de la cámara de recolección
ve
2
4
2
4
3
7
3
7
+ 0.60 he = 0.36
X
(0.69) + 0.60x(0.05)
Xs = 0.40 m
4
3
4
3
7
4
7
4
X=0.18Ve +0.74he=0.18x(0.69) +0.74x(0.05)
X¡= 0.22 m
Bcdmara
=X, + 0.30
Bcámara =
1.84
2
= (
LOO
1.84 X 1.0
)
3
= O 67 m
.
Cálculo de cotas
Q
0.013
Ve=--=
= 0.69mls
B x he
0.40 x 0.05
Xs = 0.36
(_s_)L
2
3
Dejándole un borde libre de 33 cm, entonces la altura de los muros será
de 1.00 m.
0.24 m
La velocidad del agua al final del canal será:
0.3 m;, < 0.69 m;, < 3.0 m¡,
Tomando el caudal máximo del río de 1 m 3/s, se tiene:
Fondo del río en la captación:
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
= 100.00
= 100.04
= 100.67
= 100.23
= 100.00 + 1.00 = 101.00
= 100.00- 0.21
= 100.00- 0.24
= 99.79 + O.Oq
=
99.76 + 0.05
= 99.76- 0.15
= 99.61 - 0.60
= 99.79
= 99.76
= 99.85
= 99.81
= 99.61
= 99.01
Se adopta en esta etapa del diseño un valor de 60 cm correspondientes a
las pérdidas en la conducción de la bocatoma al desarenador.
=
0.40 + 0.30
0.70 m
Por facilidad de acceso y mantenimiento, se adopta una cámara cuadrada
de recolección de 1.5 m 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 (suponiendo 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.
Nota: Los valores marcados con ' corresponden a valores leídos del plano topográfico.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
96
OBRAS DE CAPTACIÓN
97
Cálculo del caudal de excesos
Dentro de las condicion es iniciales del diseño, se ha supuesto un caudal
medio del río de:
Qprom río=
H
=
0.2 m 2/
(__s_)
S
2
1.5
2
3
0 20
(
·
)
1.84 X 1.0
3
=
1.84 L
0.6
Qcaptado =
C,¡ A neta Y2 g H = 0.3
Qcaptado =
0.152 m 3/
0.24
X
t-
0.23 m
=
X
-
0.75
+
1.0
A
v2x9.81 x0.23
S
---+-±----_ ____.- al desagüe
Qcxccsos
Qexcesos =
Hexc.
Tapa H.F. 0 0.6
= Qcaptado- Qdiscño = 0.152- 0.013
0.139 m 3/
l
Nota: Todas las dimensiones en metros.
Dibujo sin escala.
S
Q )} ( 0.139
( 1.84 L = 1.84 X 1.5
)i
Escalones 0 3/4" e/ 0.30
~;esarenador
0.14 m
Figura 6.19 Resultados del diseño. Planta.
0.139
Qexc.
0.14
Hexc. X BctÍmara
X
0.68 m 3/ s
0.6
1.5
1.0
0.3
1.5
0.3
101.00
2
4
X,= 0.36 x (0.68) 3 + 0.60 x (0.14 )7 = 0.47 m
Nivel Máx.
El vertedero de excesos estará colocado a 0.80 m de la pared de la cámara de recolección.
X
Nivel Prom.
100.04
Cálculo de la tubería de excesos
99.01-97. 95
100.23
Nivel Diseño
2.12%
100
50
]
=
0.0212 m¡m
1.05
e D .f263
Q
o.278S
D
Q
( 0.2785 Cf'· 54
D = 0.29 m= 11.57"
54
)2.~3 (
=
~
)2.~3
0.2785
D
=
12"
X
0.139
JQO X (0.0212) 0.5 4
Nota: Todas las dimensiones en metros.
Dibujo sin escala.
Figura 6.20 Resultados del diseño. Corte B-B.
98.71
--¡.___ -rr""""'- --'
soluc ión del prob lema de
El agua subte rráne a es más que una simple
el balance del ciclo hidro abastecimiento de agua, es un elemento vital en
no daña rlo o alter arlo
lógico y com o tal debe tratarse con cuid ado para
de manera radicaL
en la distr ibuc ión de los
impo rtanc ia es tal que ocup a el segu ndo luga r
mientras el prim er luga r es
volúmenes de agua sobr e la tierra con un 2%,
.
94%
un
para los océanos y mares con
Su
natural
6.2.1 El agua subterránea como recurso
Not<~:
tradi cion alme nte ha inter eEl agua subte rráne a es el recurso natural que
abas tecim iento de agua a
sado al hom bre con el fin de expl otarl o para el
físicas de la regió n no se
una com unid ad, cuan do por las características
le.
disp one de agua superficial de utilización factib
la hum anid ad, la cont amide
Sin embargo, debi do al cons tante desarrollo
rápid amen te y con ella la
nación de los cuer pos de agua ha aum entad o
dójicamente, técnicas de
cont amin ación de las aguas subterráneas. Para
cción de aguas resid uatrata mien to de aguas residuales tales com o la inye
rellenos sanit arios y otros ,
les mediante pozo s, lagunas de estabilización,
subte rráne a.
agua
pued en llegar a cont amin ar los depósitos de
a para su utiliz ación en el
El desa rroll o de los recursos de agua subte rráne
tres etapas, a saber:
abastecimiento a una com unid ad se cumple en
Expl orac ión.
Evaluación.
Explotación.
Todas las dimens iones en metros.
Dibujo sin escala.
Figura 6.21 Resul tados del diseño. Corte A-A.
0.24
6.2.2 Exploración
.
Nota: Todas las dimensiones en metros
Dibujo sin escala.
canal.
Figura 6.22 Resul tados del diseño. Detalle del
6.2 ABASTECIMIENTO DE AGU A SUBTERRÁNEA
a com o fue~te tl ~~a, sr.bEl estud io del abastecimiento cuan do se utiliz
com o e a 11 rau tea
terránea, requiere el cono cimi ento tanto del suelo
del agua subterránea.
sito de agua med iante diEsta etapa consiste en la localización del depó
versos métodos.
" y se define com o una
Al depó sito de agua se le suele llamar "acu ífero
en canti dad y calidad
agua
form ación geológica capaz de prop orcio nar
razonable. Estas
costo
un
suficientes para las necesidades del hom bre a
saturadas; las más com unes
form acion es deben ser porosas, permeables y
aluvial, glacial o lacustre,
son arenas no consolidadas, gravas de origen
lome rado s y rocas volcong
rocas sedimentarias como limos, dolomitas o
cánicas fracturadas.
gicos o geofísicos, y cada
Los méto dos de exploración pued en ser geoló
uno de ellos pued e ser superficial o profu ndo.
o la inter preta ción de
Métodos geológicos: Se recurre a méto dos tales com
raciones en el campo.
mapas, fotogrametría y fotointerpretación y perfo
méto dos tales com o reMétodos geofíslcos: Cons iste en la utilización de
eléctricos.
fracción sísmica, resistividad eléctrica y perfiles
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
100
ÜBRAS DE CAPTACIÓN
101
6.2.3 Evaluación
Pozo Artesiano
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 acuífero: 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
un descenso del nivel de agua en el pozo por debajo de la tubería de succión.
De 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.
En 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.
En 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
En 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:
Q
V=-
~
Pozo de
Tabla de Agua
A
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 presiones
Recarga
Nivel plezométrlco del
l
Acuífero
Confinado
Acuicierre
Inferior
(Roca)
Figura 6.23 Tipos de acuíferos.
ent~e dos secciones de un volumen de control y a la longitud entre ellas.
Se ttene entonces:
V
en donde:
~h
=K~~
(6.19)
h
= Cabeza hidráulica [LJ
!::.h
!::.L
= Gr.adiente hidráulico o pérdidas de energía por
K
=
umdad de longitud = i
Conductividad hidráulica [L/11
conductividad hidráulica, K, se encuentra en otros libros como el coef~a.ICiente
de permeabilidad.
En otras palabras, la ecuación de Darcy es:
Q=KiA
(6.18)
Pozo Artesiano
Surgente
(6.20)
Es con~eniente encont:ar un parámetro que describa las propiedades
conductivas de un medw poroso independientemente del tipo de fluido
que pas~ _a través de él. Se llega entonces a otra forma de presentación de
la ecuacwn de Darcy:
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUED UCTOS
Y ALCANTARILLADOS
102
(6.21)
V
en dond e:
v
C
= Velo cidad del fluid o a través del medi o poro
so
p
tiene en cuen ta facto res que afectan el flujo a travé
s
del medio, tales como la distri bució n del tama ño de
la partículas, su esfericidad y redon dez.
= Dens idad del fluido
= Viscosidad dinámica del fluido
= Aceleración de la gravedad
= Diám etro de las partículas
~l
g
d
= Cons tante de prop orcio nalid ad, que en la práct ica
Acuí fero no conf inado en equilibrio
Nivel piezométrico
original
~
.......
N.F.
Nivel piezométrico
modif icado
H
En la ecuac ión 6.21 se obser va que los térmi nos
p y~ son funci ón del
fluid o y el térm ino Cd 2 es funci ón del medi o poro
so. Defin iendo :
(6.22)
en dond e la cons tante k es cono cida como la
perm eabil idad específica
[U].
La cond uctiv idad hidrá ulica , K, defin ida en la ecuac
ión 6.19 se expre sa
enton ces como :
h
!
Acuicierre
Figura 6.24 Acuífero no confinado.
En la figur a anter ior se defin en los térmi nos:
R
K =
e cF pg
= k.E_g_ = k:J
[t
!1
r
(6.23)
H
!1
h
y el cauda l se obtie ne reem plaza ndo la cond uctiv
idad hidrá ulica en la
ecuac ión 6.21:
Q
k iA
(6.24)
!1
p
= Desc enso del nivel del agua en el pozo
~~ra un p~nto A _d~ coord enad as (x,y) sobre
la curva del cono de de reSI?nldel mv:l, freat1co, se tiene que el cauda l a travé
s de la secci ón e; segun a ecua cwn 6.21:
6.2.3.2 Pruebas de equilibrio
Con el fin de deter mina r los parám etros de prod
ucció n del acuíf ero, se
realiz an prueb as de equil ibrio que consi sten en perfo
rar un pozo centr al
y dos pozo s de obser vació n de meno r diám etro.
Se inicia luego el bombeo del agua para extra er el caudal necesario, según
los reque rimie ntos
del diseñ o, hasta que los niveles en los pozo s se
mant enga n const antes .
Bajo estas cond icion es se pued en calcular los parám
etros neces arios según el tipo de acuíf ero que se tenga.
= Rad! o de influ encia del cono de depre sión
= Radw del pozo central
= Espe sor del acuífero
= Profu ndida d del agua en el pozo
en dond e:
por lo tanto :
Q =
K
Arotal
= 2nXY
i Atotal
dy
dx
Q = 2nK XY dy
dx
e integ rando la ecuac ión anter ior, se tiene:
(6.25)
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
104
105
0SRAS DE CAPTACIÓN
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:
en donde:
Q =K i
Atotal
AwraJ=
2JtXm
(6.31)
i = !11.
dx
Mediante las pruebas de campo se puede determinar la conductividad hidráulica
y el radio de influencia del pozo para una determi~ada condición de equili~rio.
En la práctica, resulta más conveniente medir el descenso de los mveles
en cada uno de los pozos (p 1 y p 2). Para valores de X bastante alejado~ del
pozo principal, se tiene que las profundidades Y¡, Yz y H .s?n aproxm:adamente iguales, y reemplazando estos valores en la ecuac10n 6.29 se nene entonces la siguiente ecuación aproximada:
Q=
JtK(Y2+Yt)(Yz-Y¡)
2JtK H(p¡-pz)
In Xrln X¡
ln Xz-ln Xt
por lo tanto:
Q = 2JtK X m
Yz
Xz
qfXt dxX
Xz
Q ln Xt
= 2JtK
=
mfYt dy
2JtK m (yz-y¡)
(6.33)
(6.34)
R
Niveles
~.,cl~
(6.32)
dx
e integrando la ecuación anterior, se tiene:
Acuífero confinado en equilibrio
Piezométricos
!J1.
~
...-...-.p-;¡-....·.....
....-... -....-...-....-r-v··············
Q
J
f· ~ =~. = ~:; .: ·=~ lortt~---
2JtK m(Yz-Y¡)
2JtK m(p¡-pz)
In Xz -In X¡
In Xz -In X¡
(6.35)
..
..
....""'
.. .. ·::::
.. .e.·
·:-...=
6.2.4 Explotación
~
Superior
'\.
[:'f{t?''''':';': ,,,,,,,,.,.,.,........... .
Y,
~
Y2
m
.. 1
ACUICierre
Inferior
Figura 6.25 Acuífero artesiano (confinado).
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 subterránea y el balance general de agua en la cuenca.
Al explotar un acuífero 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.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUC TOS Y ALCANTAR
ILLADOS
106
Tabla 6.1
Porcentaje de interferencia de la producción de los pozos
OBRAS DE CAPTACIÓ N
107
Radio de influen cia, R:
In (XrR) = nxKxQ(H-Y /)
Número de pozos
Distancia entre
3
5
38%
55%
10
35%
51%
100
20%
31%
66%
200
16%
22%
45%
400
11%
12%
24%
6.2.5 Ejemplo de cálculo
Calcul ar la conduc tividad hidráu lica y el radio de influen cia de un
acuífero no confin ado, así como el nivel del agua en el pozo.
Para determ inar los parám etros anterio res, se ha perfor ado un
pozo de
bombe o de 30 cm de radio y dos pozos de observ ación situado
s a 30 y
120m. El bombe o de agua se ha realiza do de maner a contin ua durant
e un
períod o de 5 días a razón de 13 Lis, alcanz ándose así las condic
iones de
equilib rio. Se observ a un descen so de 1.40 m y 0.40 m en los
pozos de
observ ación con respec to al nivel freátic o, el cual se encuen tra
a 2.50 m
del terreno . Se encont ró una formac ión imperm eable a 12.0 m
de la superficie.
2
y;1
h
~li [
lT
K
Por lo tanto el descen so del nivel del agua en el pozo princip al será
de:
Descen so= 9.5-2.9 = 6.6 m
219 m
~m
.
l
Nive1 p1ezométrico¡
original
1
//A"
i
1
,-·······················j -----r·----
Condu ctivida d hidráu lica, K:
l
In(~~)
Q
K=----
---·
1.4 m
9.5 m
\
i
l
!
-
V
OAm
'~'
'
1
j:--
...
·r·· ...
......__
Nivel piezométric o
modificado
¡____.-
.1m
'~'
9.1 m
2.9 m
Y 1 = 9.5- 1.4
Y2 = 9.5 - 0.4 = 9.1 m
In (3Q
=
2
[(9.1) -(8.1 )
]
=
8.1 m
1
1
120)
2
(1-º-)li =2.9m
(8.1)2- 1132 .7 x 1n 0.3
lT X 29.06
j
lT X
(~1 )
\.'
Q = 13 Lis= 1132.7 n//d
1132.7 x
1132.7
nK(Y /-h 2 )
Q
In
K=
2
[(9.5 ) -(8.1 /)
Nivel del agua en el pozo:
6%
In(~~)
X
R=er. 99 x30= 219m
700
~
29.1
de donde :
14%
nK (y/ -Y/)
lT X
4
2
600
Q
R
In (30)
~
29.1 m!d
//A"
30m
Acuicierre
Figura 6.26 Resultados del ejemplo.
//A"
120 m
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUC TOS Y ALCANTAR
ILLADOS
108
6.2.6 Pozos de bombeo de aguas subterráneas
Un pozo es una estruct ura utiliza da para captar el agua subter ránea
de un
acuífer o. Existe n diferen tes tipos de pozos según sea la forma de
su construcció n y según la maner a de captac ión del agua.
En cualqu ier caso, existen norma s generales para la localiz ación y
protec ción de cualqu ier pozo. Alguna s de ellas son:
1. No se deben ubicar en terrenos inundables. En el caso de terreno
s planos,
se debe hacer un relleno a manera de platafo rma alreded or del pozo.
2. El pozo debe estar localiz ado lejos de cualqu ier fuente de contam
inación como pozos sépticos, letrinas, caños de aguas negras , relleno
s sanitario s y otros. Se recomi enda ubicar el pozo a una distanc ia mínim
a
de 25 metros de cualqu ier fuente de contam inación .
3. Se debe evitar el acceso de toda clase de animal es en los alrede
dores
del pozo. Se incluy e la protec ción que se debe dar contra insecto
sy
roedor es.
Existe n diferen tes tipos de pozos según su constr ucción :
Bomba Manual
o Mecánica
1.8m
0.15
Pared
Imper meab le
(Concreto)
3.5m
6.2.6.1 Pozos excavados
11 ..----+ --+--
Son pozos superficiales cuya profun didad está entre 3.5 y 1O metros
. Debido a lo anterio r, son fácilmente contam inables por lo cual debe
prefe..:
rirse, en tanto sea posible, constr uir pozos más profun dos.
Su excavación se hace manua lmente y de sección circula r cuyo
·
puede variar entre 0.8 y 1.5 metros . Con el fin de evitar la contam
inació n
superficial, el pozo debe ser revesti do en su parte superi or (los primer
os
3.5 metros ). El material de revesti miento puede ser metal, concre to,
tubos
de cemen to o de gres, o ladrillo. En la figura 6.27 se muestr a un pozo
con
revesti miento de concre to y sus dimens iones típicas.
6.2.6.2 Pozos barrenados o taladrados
Son pozos tambié n superficiales, pero debido al métod o de constr
ucción
son de menor diámet ro. Para su constr ucción se puede emple ar un
no o taladro , manua l o mecánico. Estos pozos deben ser proteg
idos
medio de revesti miento similar al de los pozos excavados.
6.2.6.3 Pozos hincados
Como su nombr e lo indica, la constr ucción de un pozo hincad o
con ·
en enterra r una tubería (gener alment e de hierro forjado ) golpeá
ndola
su parte superi or con un mazo o martin ete. Por este métod o se
ale
Tubo de
Succión
Figura 6.27 Pozo excavado con camisa de concreto.
profun didade s del orden de 25 metros en suelos relativ amente blando
sy
puede abaste cerse un conjun to de casas pequeñ o.
La tu~ería de hinca es de 2" o menos (depen diendo de la hinca
y de las
neces1d~~es de caudal ) y en su parte inferio r se coloca una
punta que tiene un dia.~etro mayor que el de la tubería , en la cual se perfor an
orifici os
c~n un d1ametro de 1/s" a 1116 para dejar entrar el agua y
retene r las parttculas de arena del acuífero.
11
6.2.6.4 Pozos perforados
Este tipo de pozos es el más adecuado parae\sum ínistro de agua a pob!
ciones de cierto tamaño o a instalaciones industriales. Por la naturale
de su construcción son pozos profundo s (se puede llegar fácilmente a 1
metros) y por lo tanto los de mejor calidad de agua; pueden atraves
cualquier tipo de formación geológica, lo cual es una limitante de los pozos anteriores.
Existen tres métodos de perforación a saber:
Bomba
a) Perforaci ón por percusión:
La construcc ión 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 material disgregado por medio de una bomba o de una cuchara cilíndrica.
b) Perforaci ón hidráulica rotatoria:
Con este método se utiliza agua a presión para ir extrayend o el material triturado por el elemento rotatorio. El agua es reutilizada previa
sedimentación de la misma. En el caso de perforaciones en suelos blandos, al tubo de revestimiento 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).
e) Perforaci ón por percusión y rotación:
Este es un sistema de perforaci ón que combina los dos métodos antenares.
(b)
Camisa de
Revestimiento
Camisa de /
Revestimiento
SumergenciaT
l
N.A.~
N.A.~
Cilindro
Cilindro
+--Pun ta
Figura 6.28 Pozo hincado.
Figura 6.29 Pozos perforados. (a) Bombeo desde la superficie. (b) Bomba sumergible.
na bomba es una máquina hidráulica capaz de transformar energía, absorbiendo un tipo de energía y restituyéndola en otra forma de energía. En general, se considera el fluido que intercambia
energía como de peso específico constante y porlo tanto incompresible.
7.1
CLASIFICACIÓN DE LAS MÁQUINAS HIDRÁULICAS
Las máquinas hidráulicas pueden clasificarse de acuerdo con el principio
fur1damental de funcionamiento, es decir que si se tiene en cuenta que en
toda máquina hay un elemento .móvil responsable de la transformación
de energía, se establece la ecuación de energía entre la entrada y la salida
de dicho elemento, así:
Pt
Vt
2
Pz
Vz
2
- + - + Zt +t:J-i=-+-· +Zz
y
2g
y
2g
(7.1)
en donde ilH es la energía transformada. Despejando este valor de la
ecuación 7.1, se tiene:
2
+ ~--'- + (Zz-Z¡)
y
2g
(7.2)
De la ecuación 7.2 surge la primera clasificación de las máquinas hidráulicas en términos de la fuente de suministro de la energía:
Generadores: Si el valor de AH es positivo, la energía mecámca es suministrada al líquido. Este es el caso de las bombas.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
116
Motores: Si el valor de dH es negativo, la energía es suministrada por el
lí uido. Este es el caso de las turbinas.
.
.
E~ el caso particular de las bombas existen tres formas de reahzar la restitución de energía, a saber:
1) Energía de presión:
2) Energía cinética:
P1 -Pz
y
BOMBAS Y ESTACIONES DE BOMBEO
117
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 transformació n de energía se hace principalment e en forma de energía
cinética. Su movimiento es siempre rotativo y por ello reciben también el
nombre de bombas centrífugas. El principio de funcionamien to de estas
bombas es la ecuación de Euler.
Éstas son las bombas más comunes en acueductos y alcantarillados y se
detallarán más adelante.
v/- vl
2g
3) Energía potencial:
7.1.1 Máquinas de desplazamiento positivo
El intercambio de energía se manifiesta en forma de p~esi?n. En el. caso
de bombas, usualmente éstas son de dos tipos, como se mdica en la figura
7 1 de pistón o de diafragma.
.
El ~rincipio de funcionamient o de estas bombas e~ el del desplazamient o
positivo y su movimiento es generalmente alternativo, aunque pueden ser
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
Cilindro
j
Vástago
Embolo
Válvula de
succión
(b)
1
Diafragma
Válvula
Figura 7.1 Bombas de desplazamiento positivo. (a) Bomba de pistón. (b) Bomba de diafragma.
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, aprovechando 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 funcionamient o del ariete ilustrado en la figura 7.2 se describe así:
1) Llega 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 l merced
a la energía acumulada en la cámara de aire.
5) Se produce luego 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.
= eficiencia del ariete comprendida entre el 60% y
e
el 70%. Depende de manera inversa de la relación
h/H.
m
La selección del ariete requerido se hace por medio de las tablas suministradas por el fabricante. A continuación se transcribe la tabla indicada en
el Manual de Hidráulica de Azevcdo Álvarez.
T~:~bla
7.1
Arietes fabricados por Lidgerwood Industrial (Brasil)
Cámara de
aire
Número
de aparatos
Tubería (plg.)
Succión
Impulsión
(1../min.)
3/4
3/8
3
1/2
Figura 7.2 Ariete hidráulico.
El caudal de agua utilizado oscila entre 5 y 150 L/min; en ocasiones
obtienen caudales de hasta 800 Llmin.
La tubería de carga debe ser recta y de mayor diámetro q~e la n:be:ía
impulsión. La longitud de la tubería de carga debe cu)nphr los stgu
requisitos:
4
5
1 i/2
3/4
2
L > 1.0 ha L2h
5 H<L< lOH
8 m< L < 75rn
El caudal de agua entregado o elevado es igual a::
QH
xe
h
caudal elevado (L!min)
caudal mínimo para operar (L/min)
== altura de caída (m)
== altura de impulsión (m)
q
en donde:
q
Q
H
h
= --·
6
Caudal
2 1/2
1 1/4
Caudal elevado (L./hora)
6:1
8:1
10:1
5
32
20
12
7
44
28
18
7
44
28
18
11
10
64
40
25
16
15
95
60
38
24
15
95
60
38
24
20
128
80
50
31
25
160
100
63
40
25
160
100
63
40
35
225
140
88
55
45
285
180
112
72
45
285
180
112
72
60
380
240
150
95
75
480
300
186
120
12:1
7. 1.3.2 Ejemplo de aplicación del ariete hidráulico
Seleccionar los arietes necesarios para elevar el agua de la cota 100 a la cota
125, según indicado en la figura7.3, bajo las siguientes condiciones:
Consumo: q = 0.125Lis = 7.5 L/min = 450 L!hr = 10.8 m 3/s
Agua necesaria para elariete:
- Direccíón del flujo:
Flujo radial
Flujo axial
Flujo radio-axial
- Posicíón del eje:
Eje vertical
Eje horizonta l
Eje inclinado
- Presión engendrada: Baja presión
Presión media
Alta presión
Entrada a la bomba: Aspiración simple
Aspiración doble
Figura 7.3 Ejemplo de aplicación del ariete hidráulico.
h 1 .
Q = qH e = ?.5
125-:-95
x 100-95 x 0.6
Q = 75 L/min
Selección del ariete:
.' h
La re1ac10n:
- = -30 = -6
H
5
1
Según la tabla anterior, para esta relación de alturas se requiere:
Número de aparatos: 6
Diámetro succión: 2 1/2" (64 mm)
Diámetro impulsión: 1 1/4 " (32 mm)
Caudal de carga: 75 L/min = 1.25 L/s
Caudal impulsado: 480 Llhr 0.13 L/s
7.2.1 Elementos.constitutivos de las bombas centrífugas
Los siguientes son los elementos de estas bombas según se numeran en la
figura 7.4:
1. Rodete: Este elemento está conectado con el motor de la bomba y gira
con respecto at eje del mismo. Consta de varios álabes que orientan el
fluido dentro del rotor e imparten la energía cinética al fluido.
Existen varias formas de rodetes:
Rodete cerrado: Las caras posterior y anterior conforma n una caja y
entre ambas caras se fijan los álabes.
Rodete semiabierto: Los álabes están fijos a una sola cara.
Rodete abierto: Sin cara posterior o anterior, los álabes están sujetos al
núcleo o parte centraL
1
2
3
4
el ariete trabajará entonces con una eficiencia igual a:
e=
7.2
!L.!!...=
Q H
0· 13
1.25
x~x 100=62%
1
BOMBAS CENTRÍFUGAS
También se denomina nbombas "rotodiná micas" porque·su movimien
es siempre rotativo. El elemento transmisor de energía, llama~o Rodete~
transmite la energía mecánica suministrada por un motor al flu1do en
ma de energía cinética.
,
Algunas de las clasificaciones de las bombas centnfuga s son:
Figura 7.4 Elementos constitutivos de una bomba centrífuga.
:Rodete
: Corona directriz
: Caja espiral
: Tubo Difusor
2. Corona directriz: Consta de una serie de álabes fijos que amplían la
sección de flujo gradualmen te, transforman do la energía cinética en ener.
gía de presión. Este elemento es opcional.
.sistema
del
parte
hace
"carcasa",
la
también
a
3. Caja espiral: Denominad
difusor y conduce el agua a la tubería de impulsión. En ella se realtza otra
etapa de la conversión de energía cinética en energía de presión.
4. Tubo difusor: Este elemento hace el empate entre la bomba y la tubería de impulsión. Puede ser recto o de forma tronco-cóni ca; en este
mo caso realiza otra etapa de conversión de energía.
7.2. 1.2 Cavitación
El fenómeno de cavitación se presenta cuando la presión en la succión
está cercana a la presión de vapor del fluido. En este caso se crean burbujas de aire que al entrar en zonas de mayor presión se rompen de manera
abr~pta. Este continuo rompimien to de las burbujas es causa de daños en
el eJe del rotor por lo que se debe evitar este fenómeno.
Existe un parámetro de control de la cavitación llamado Altura Neta Positiva de Succión Requerida (CNPSr) y Disponible (CNPSd).
CNPSr: Es función del diseño de la bomba y por la tanto suministrad o
~~r el fabric.a~te. Repres.e,nta la mínima diferencia requerida entre la preSlon d.e sucCion y la preswn de vapor a una capacidad dada, sin que se corran nesgos de cavitación.
CNPSd: Es función del diseño del bombeo y representa la diferencia entre la
altura absoluta y la presión de vapor del líquido. Esta se representa por:
7.2. 1.1 Número específico de revoluciones
Existe una clasificación muy precisa de las bombas, la cual está asociada
con la forma del rodete y en la cual se agrupan familias de bombas geo· ··
métricamen te semejantes. Esta clasificación numérica está dada por el
la
en
indica
se
y
específica
velocidad
o
s
revolucione
de
mero específico
tabla 7.2.
Este número es independien te del caudal, altura·de elevación o tamaño de
la bomba siempre y cuando sean geométricam ente semejantes. El número
específico de revoluciones, n, no es adimension al y por lo tanto debe
cularse en unidades consistentes entre ellas.
CNPSd = [Altura Bar. - (Altura Estática + Pérd. Fricción +
t)g . ] -
Pvapor
succzon
(7.5)
Para evitar el riesgo de cavitación por presión de succión, se debe cumplir que:
NQ~j
n,=--
CNPSd > CNPSr
H';,
en donde: ns = Número específico de revolucione s
N
Q
H
60-(!)· ( con w
. =1mm
.
= Revo lucwnes
2 Jt
=Caudal (m 3 /s)
=Altura dinámica de impulsión (m)
Otra de las causas de cavitación en bombas son las excesivas revolucione s
del rotor. En este caso se debe verificar que la velocidad específica de
operación no sobrepase la máxima dada por el fabricante.
7.3
DISEÑO DE ESTACIONES DE BOMBEO
La clasificación de las bombas según el número específico de revoluciones es:
Tabla 7.2
Clasificación de las bombas centrífugas según el número
específico de revoluciones, ns
Cuando haya necesidad de utilizar el bombeo en un sistema de acueducto, se debe tener en cuenta que esta alternativa resultará más costosa en
términos de operación y mantenimie nto en comparació n con las alternativas posibles de conducción por gravedad.
Característica del rodete
40- 80
80- 140
140- 300
300- 600
600-1800
Rodete completamente radial (lento)
Rodete radio-axial o de flujo mixto
Rodete completamente axial (rápido)
7.3.1 Ubicación de la estación
En el caso de la captación de agua por bombeo, la estación debe colocarse
aguas arriba de cualquier descarga de aguas residuales. Se debe estudiar la
d.isponibili dad de energía eléctrica o combustibl e y el acceso a las instalaCIOnes.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
124
7.3.2 Elementos de la estación de bombeo
A grandes rasgos se pueden distinguir tres elementos en toda estación de
bombeo:
1) La tubería de succión y sus accesorios (anterior a la bomba).
2) La bomba (generalmente centrífuga; se debe disponer siempre de una
bomba de reserva).
3) La tubería de impulsión y sus res~ectivos accesorios ~poste.ri?r. a la bomba).
Los equipos de bombeo se seleccwnan para _un pe~wdo ~.~tCial de ~_a 10
años, mientras que los diámetros de las tubenas de tmpulswn. y suc~wn se
determinan con base en el caudal necesario para el período de dtseño fmal.
El sistema de bombeo puede ser operado de manera continua o no; esto depende de las características del diseño y del tamaño de los tanques resu!tan_tes.
En la figura 7.5 se presenta un esquema de los elementos .~onstttutt~os
más importantes de una estación de bombeo, cuya numeracwn se exphca
a continuación.
1. Pozo húmedo
Es el tanque al cual llega el agua para ser bomb.eada. Debe ~iseñarse con
el caudal máximo diario previsto y su construcciÓn debe realizarse en una
BoMBAS Y EsTACIONEs DE BoMBEo
125
sola etapa. El período de retención del agua en el tanque no debe ser superior a los 5 minutos, con el fin de evitar la posible sedimentación de
partículas en el tanque. El área mínima del pozo debe ser de 5 veces el
diámetro de la tubería de succión y no debe ser de sección circular. Este
pozo debe ser provisto de un sistema de desagüe y limpieza adecuado.
2. Pantalla de aquietamiento
Debe estar colocada a la entrada y de manera normal a la tubería de llegada, con el fin de disipar la energía del agua en este punto. No siempre es
necesaria su colocación.
3. Válvula de pie con coladera
La coladera es una malla que impide la entrada de cuerpos extraños que
puedan dañar la bomba. La colocación de la válvula de pie depende del sistema de bombeo: si se trata de succión negativa, es decir que el eje de la bomba
está localizado por encima del nivel del agua en el pozo húmedo, es necesaria la válvula de pie con el fin de impedir que la tubería de succión se desocupe y por consiguiente se descebe la bomba; por el contrario, si la succión
es positiva (el nivel del agua en el pozo húmedo se encuentra por encima del
eje de la bomba) no será necesaria la colocación de la válvula de pie.
1. Pozo Húmedo o Cárcamo
2. Pantalla de Aquietamiento
1:
3. Válvula de pie con Coladera
4. Tuberfa de Succión
5. Reducción Excéntrica
-
6. Bomba
7. Ampliación Concéntrica
8. Válvula de Retención
D,
9. Válvula de Cortina
S
1o. Te de Unión Bomba Reserva
11. Tuberfa de Impulsión
A
1. .
~
1
De la bomba
S = 2.5 D
succión
t \{
1
•••••••
' ?A
i { f
J
succión
(mín)
0.1 (m)
//~".
Figura 7.6 Válvula de pie con coladera.
1
\
de reserva
Figura 7.5 Elementos de una estación de bombeo.
a4A
= 3
/1
i ? t
} ?. }}
i)
+
aupert. colad.
~
//A"-".
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA AcUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
126
El área de la coladera debe ser de 3 a 4 veces el área de la tubería de succión. Por
otra parte, la coladera debe tener una sumergencia adecuada, de manera que se
evite la entrada de aire a la tubería de succión cuando el nivel del agua en el pozo
húmedo se encuentre en su punto más bajo. La sumergen cia recomend ada es:
(7.6)
S= 2.5Ds + 0.1
siendo:
S
D,
= sumergen cia (m)
= diámetro de la tubería de succión (m)
Igualmen te se recomien da que exista una distancia mínima de 50 centímetros desde el fondo del pozo hasta la coladera.
4. Tubería de succión
La succión es la etapa más crítica en el bombeo, sobre todo en el caso de
tener succión negativa, ya que cualquier entrada de aire ocasionar á problemas en el bombeo.
El diámetro de la tubería de succión nunca debe ser inferior al diámetro de
la tubería de impulsión ni tampoco inferior al diámetro del orificio de entrada de la tubería de succión a la bomba. Se recomiend a utilizar el diámetro
comercial inmediata mente superior al de la tubería de impulsión . La velocidad del agua en esta tubería debe estar comprend ida entre 0.6 y O. 9 m/s.
Se debe procurar diseñar esta tubería lo más recta y corta posible, evitando codos y uniones T horizonta les.
BoMBAS Y ESTACIONES DE BOMBEO
127
6. Bomba
7. Ampliación concéntrica
Del lado de la impulsión no existe problema con la formación de bolsas
d_e aire y por lo tanto, de ser necesario el cambio de diámetro, la ampliactón puede ser concéntric a.
8. Válvula de retención
La función de esta válvula es permitir el paso del agua en la dirección
del bombeo y evitar el flujo inverso. De no existir esta válvula, al detener el bombe? quedaría actuando sobre el rodete, y por consigui ente, sobre el e¡e de la bomba, toda la cabeza estática de impulsión , lo cual
llevaría a posibles daños del rodete y del eje a largo plazo.
9. Válvula de cortina
Tiene por objeto facilitar trabajos de reparació n y limpieza de la válv:ula
de retención , entre otros.
10. Te de unión con la bomba de reserva
Se coloca de manera que exista una sola tubería de impulsión .
5. Reducción excéntrica
11. Tubería de impulsión
En el caso de que el diámetro de la tubería de succión sea mayor que el
diámetro de entrada a la bomba, se debe colocar una reducción excéntrica
como se indica en la figura 7.7 con el fin de evitar la acumulac ión de aire
que ocurriría en la parte superior de la reducción concéntric a.
La máxima velocidad especifica da para esta tubería es de 1.5 mis la cual
permite controlar el golpe de ariete que se pueda presentar en el sistema
de bombeo. Debido a que esta conducció n puede ser bastante larga, se
debe efectuar el estudio del diámetro más económic o. Uno de los criterios utilizados para esta determina ción es el empleo de la fórmula de
Bresse:
Para instalacio nes que sean operadas de manera continua, se tiene:
(b)
(a)
acumulación
del aire
¡
K=_., 0.7 a 1.6
1
T
Figura 7.7 (a) Reducción excéntrica. (b) Reducción concéntrica.
Para instalacio nes no operadas de manera continua:
(7.7)
BoMBAS Y ESTACIONES DE BOMBEO
129
Altura de pérdidas menores (hms, hmi)
X
=
N o. horas de bombeo por día
24
7.4
DISEÑO DEL BoMBEO
Es la altura de agua adicional para vencer las pérdidas debidas a los accesorios tales como codos, válvulas y otros. Pueden ser calculadas
como un factor de la altura de velocidad o como una longitud equivalente de tubería.
Altura dinámica total (Ht)
El diseño hidráulico del bombeo debe tener siempre en cuenta el esq
ma de bombeo utilizado. En otras palabras, la ecuación planteada dependerá, entre otros factores, de si se tiene succión positiva o negativa y si se
descarga al aire libre o no.
Por lo general se deben tener en cuenta los siguientes términos:
Es la altura total contra la cual debe trabajar la bomba teniendo en cuenta
todos los factores anteriores.
Para obtener la altura dinámica total, es necesario establecer la ecuación de Bernoulli entre los niveles del agua en la succión y la impulsión.
En el esquema siguiente se muestra un caso típico de bombeo con succión negativa:
Altura estática de succión (hs)
Es la distancia existente entre el nivel del agua en el pozo húmedo y el
de la bomba. Se le suele llamar succión negativa si el nivel. del agua se
.
cuentra por debajo del eje de la bomba (caso más común e~
o succión positiva si el nivel del agua se encuentra por enctma del e¡e
la bomba (caso más común en alcantarillados).
;··············
h¡¡ + LhmT
.........
-
V2
·;2g
®-
Altura estática de impulsión (hi)
Es la diferencia entre el nivel de descarga de la bomba y el eje del rotor.
h;
11"'-'-
Altura estática total (Hest)
Es la diferencia entre los niveles del agua en el pozo húmedo y la
ga, es decir, la suma de las alturas estáticas de succión e impulsión.
¡ti
//k-.'.
Altura de fricción (hfs, hf¡)
Es la altura adicional que debe ser suministrada para vencer las pé
por fricción en las tuberías de impulsión (hfi) y de succión (hfs).
ser calculadas mediante la ecuación de Darcy-Weisbach o Hazen
lliams.
'
hs
CD
:
······-
!" ..........
hts + L hms
2
Altura de velocidad (V /2g)
11"'-'
Representa la energía cinética del fluido en cualquier punto del sistema.
Figura 7.8 Línea de energía en el esquema de bombeo con cabeza de succión
negativa.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
130
Cálculo de los diámetros
Planteando Bernoulli entre los puntos 1 y 3 se tiene:
P3 V/
+ - + Z3
2g
y
2
V1
p
+ Z 1 + H 1 - (h¡, + 'I.hms)- (hp + 'I.hmz)
~ +2g
y
131
BoMBAS Y EsTACIONEs DE BoMBEO
(7.9)
= -
- Tubería de impulsión
Según la ecuación de Bresse:
En la ecuación anterior, los términos de presión son iguales a cero y la
velocidad del líquido en el pozo de succión puede ser despreciada. Despejando el valor de la altura dinámica total y reemplazando los valores
por la nomenclatura utilizada anteriormente, se tiene:
(7.10)
7.5
D¡=KYQ=i.2v'0.022 =0.18m=6.95"
se toma entonces: Di = 6" = 0.152 m
por lo tanto la velocidad en la tubería será:
V¡ = Q =
EJEMPLO DE DISEÑO
A
rt--
0.02.2 x 4 = 1.19 m/s ::; 1.5 m/s
Jt X
(0.152) 2
Tubería de succión
138
.-
!"
Tomando el diámetro comercial superior, se tendría 8" (0.203 m). La velocidad en estas condiciones sería de:
39m
,~ O.SOm ,f'
~.omr
~~.máx.
98
.-
,(
min.
~.Om
+
;.<
150m
99
.-
Figura 7.9 Ejemplo de diseño de la estación de bombeo.
El cálculo del bombeo se explica mediante el ejemplo de la estación de
bombeo indicada en la figura 7.9 y para las siguientes condiciones:
Altura sobre el nivel del mar: 2600 m
Temperatura del agua: 15 "C
Tubería PVC: C = 150
Jt X
=
X
4
(0.203) 2
= 0.67 m/s 0.6 ::; V5
2.5 D, + 0.1 = 2.5 x 0.203 + 0.1
:S
=
0.9 mis
0.61 m
Cálculo de la altura dinámica de elevación
r
96
.-
Caudal: 22 Lis
0.022
Sumergencia
100
-
Q
V,= - =
A
-Altura estática total (succión + impulsión)
= 100.00- 96.00 = 4.00 m
Altura est. de succión
= 138.00- 100.00 = 38.00 m
Altura est. de impulsión
= 42.00 m
Altura estática total
-Pérdidas en la succión (D, = 8" = 0.203 m):
Se calculan por longitudes equivalentes utilizando
las longitudes dadas en la tabla 7.5
Válvula de pie con coladera:
LE. = 52.00 m
Codo de radio largo a 90°
= 4.30
Reducción excéntrica (6D)
= 1.20
Entrada (borda)
= 6.00
Longitud de tubería recta= 4+0.5+0.61
= 5.11
Longitud equivalente total
= 68.61 m
Utilizando la ecuación de Hazen-Williams:
54
Q = o.2785 D 2"63
e
t
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
132
y despejando la pérdida de carga total 0'):
J 0.00193 m/m
Pérdidas en la succión: 0.00193 x 68.61
- Pérdidas en la impulsión (Ds = 6" = 0.152 m):
Expansión concéntrica
(120) LE
= 1.82 m
Válvula de retención horizontal= 12.50
Válvula de cortina
= 1.1 O
Codo de radio largo 90°
= 13.60
(4 codos)
= 10.00
Te con cambio de dirección
= 192.00
Tubería= l.Ox3 + 150 + 39
= 231.02 m
Longitud equivalente total
J = 0.00784 m/m
Pérdidas en impulsión: 0.00784 x 231.02
-Altura de velocidad en la descarga (V;):
vi
2
(1.19)
2g
2g
Altura dinámica total de elevación
BoMBAS Y EsTACIONEs DE BoMBEo
133
blecer las condiciones de operación promedio de la estación de bombeo,
lo cual se logra determinando la curva de operación del sistema para los
niveles extremos (máximo y mínimo) y para diferentes caudales. Repitiendo los cálculos anteriores se obtiene el siguiente cuadro resumen:
= 0.13 m
Tabla 7.4
Curva de operación del sistema
Q
= 1.81 m
Pérdidas (m)
Altura
Altura estática
Altura dinámica
3
(m /s)
Succión
Impulsión
Vel. (m)
Mínima
Máxima
Mínima
Máxima
0.005
0.01
0.12
0.01
40.00
42.00
40.13
42.13
0.010
0.03
0.43
0.02
40.00
42.00
40.48
42.48
o 015
0.07
0.92
0.03
40.00
42.00
41.02
43.02
0.020
0.11
1.56
0.06
40.00
42.00
41.74
43.74
0.025
0.17
2.36
0.10
40.00
42.00
42.63
44.63
= 0.07 m
-=
= 44.01 m
Con los valores del caudal y la altura dinámica de elevación, se puede entrar a seleccionar la bomba a partir de las curvas características suministradas por los fabricantes, teniendo en cuenta que se debe procurar
trabajar con una alta eficiencia.
A manera de ejemplo se supone que se ha tomado una bomba cuya velocidad del rotor es de·1750 rpm con una eficiencia del76% (se recomienda
trabajar con valores de eficiencia mayores del 60% ). En la tabla 7.3 se ha
tomando la parte pertinente de la curva característica de esta bomba.
Tabla 7.3
Curva característica
Q (m 3/S)
H (m)
0.019
44.81
0.021
44.20
0.025
42.67
0.028
41.15
0.030
39.50
El cálculo anterior se estableció para el caso más desfavorable, es decir
cuando el nivel del pozo de succión es mínimo. Sinembargo, se debe esta-
En la figura 7.1 O se observa que para las condiciones de operación promedio le corresponde un caudal de 23.0 Lis y una altura dinámica de 43.3
m. Para estas condiciones se obtiene una eficiencia del 84% y por lo tanto:
3
3
Pb = Y Q Ht = 9.81 kN/m x 0.023 m /s x 43.3 m
e
0.84
Pb = 11.73 kW
Se recomienda usar motores con una potencia de 1.15 a 1.20 veces lapotencia de la bomba para evitar el recalentamiento de éste y tener en cuenta las pérdidas mecánicas de transmisión de energía. Por lo tanto la
potencia del motor requerido será de:
Pm = 11.73 X 1.20 = 14.08kW
Cavitación
Presión:
CNPSd = [Altura Bar.-(Altura Estática+ Pérd. Fricción +
~)
g
wcción
] -P-,"por
'-~
de la ecuación de Hazen-Williams se obtiene]
CURVA CARACTERISTICA
BOMBA: AURORA 3L
1750 RPM; DOBLE SUCCION; CNPS1
.
hs = 0.00220 X 68.61
= 2.50 m
Altura de velocidad (V,2/2g):
=0.00220 m/ m
0.15 m
e(%)
V,
=
0.023 x 4
.1t X
lg
= 0.03
=
0.72 mis
(0.203)2
m
Presión de vapor: Para una temperatura de l5°C, según las tablas se tiene
una presión de vapor de 0.18 m.
390L-~~~5~--~~--~_J15_______ L_ _~--2~5------:
CNPSc~
[7.21 - (4 + 0.15 + 0.03)] 0.18 = 2.85 m
CNPSr = 2.50 m (según lo indicado por el fabricante en los catálogos)
CNPS¿ > CNPSr =>no hay riegos de cavitación por presión de succión.
En el caso de no cumplirse esta condición, se debe disminuir la altura estática, aumentar el diámetro o utilizar un material más liso.
Velocidad
Caudal (m3/s)
NVQ
Figura 7.10 Curva característica de la bomba y curvas de operación del sistema.
Altura barométrica
Al nivel del mar la altura máxima de succión es de 760 mm Hg eq
lente a 10.33 m de água. Estevalordebe ser corregido teniendo en cu
la elevación sobre el nivel del mar a razón de 1.2 m por cada 1000 m
nivel. Por lo tanto:
Altura barométrica = 10.33-
Altura estática de succión: Hs
1.2 X 2600
1000
=
7.21 m
Por otra parte con Hs = 4.18 y H 1 == 43.3 m, se encuentra en tablas suministradas por el fabricante el valor de n, límite, el cual debe ser mayor que
el valor de n, calculado, para evitar la cavitación por excesivas revoluciones del rotor.
ns mdx == 2850 (sist. inglés)
ns
<
2850
. mternacwna
.
. l)
- = 54.8 (szst.
52
nsmá."'t
4.00 m
Otros cálculos
Q 0.023 m3 /s
Volumen del pozo: El volumen del pozo de succión debe ser determinado
por medio del análisis de la curva integral si se trata del pozo de
·
para el tanque de almacenamiento elevado.
volumen mínimo del pozo
de succión se puede obtener así:
Pérdidas en la succión (hs) :
LE.= 68.61 ; C = 150
1750
ns = ---."- = - - - - , . - = 15.8 (sist. internacional)
1
H/'
(43.3) '
D.== 0.203 m
Tiempo de retenció n :
V=
e = 3 a 5 minutos
Tabla 7.5
Pérdidas localizadas en longitudes equivalentes (En metros de tubería recta)
Qe = 0.0285 X (5 X 60) =6.96 m3
Elemento
Área mínima = 5 Ds = 5 x 0.203 = 1.02 m
Sumerge ncia
S= 2.5 Ds + 0.1 = 2.5 x 0.203 + 0.1
Altura de la coladera de 8"
mm.
13
19
plg.
1/2
3/4
= 0.61
Radio largo
0.3
0.4
0.5
0.7
Radio medio
0.4
0.6
0.7
Radio corto
0.5
0.7
0.2
RID: 11/2
R/D: 1
25
32
63
751
100
2
21/2
3
4
5
6
8
10
12
14
0.9
1.1
1.3
1.6
2.1
2.7
3.4
4.3
5.5
6.1
7.3
0.9
1.1
1.4
1.7
2.1
2.8
3.7
4.3
5.5
6.7
7.9
9.5
0.8
1.1
1.3
1.7
2.0
2.5
3.4
4.5
4.9
6.4
7.9
9.5 10.5
0.3
0.4
0.5
0.6
0.8
0.9
1.2
1.5
1.9
2.3
3.0
3.8
4.6
5.3
0.2
0.3
0.3
0.4
0.5
0.6
0.8
1.0
1.3
1.6
1.9
2.4
3.0
3.6
4.4
0.3
0.4
0.5
0.6
0.7
0.9
1.0
1.3
1.6
2.1
2.5
3.3
4.1
4.8
5.4
0.2
0.2
0.2
0.3
0.3
0.4
0.5
0.6
0.7
0.9
1 '1
1.5
1.8
2.2
2.5
Normal
0.2
0.2
0.3
0.4
0.5
0.7
0.9
1.1
1.6
2.0
2.5
3.5
4.5
5.5
6.2
De borda
0.4
0.5
0.7
0.9
1.0
1.5
1.9
2.2
3.2
4.0
5.0
6.0
7.5
9.0 11.0
Compuerta
0.1
0.1
0.2
0.2
0.3
0.4
0.4
0.5
0.7
0.9
1.1
1.4
1.7
2.1
2.4
Globo
4.9
6.7
8.2 11.3 13.4 17.4 21.0 26.0 34.0 45.3 51.0
6.7 85.0 102
120
Ángulo
2.6
3.6
4.6
de pie
3.6
5.6
7.3 10.0 11.6 14.0 17.0 20.0 23.0 31.0 39.0 52.0 65.0 78.0 90.0
T. Liviano
1.1
1.6
2.1
2.7
3.2
4.2
5.2
6.3
T. Pesado
1.6
2.4
3.2
4.0
4.8
6.4
8.1
9.7 12.9 16.1 19.3 25.0 32.0
Directo
0.3
0.4
0.5
0.7
0.9
1.1
1.3
1.6
2.1
2.7
Lateral
1.0
1.4
1. 7
2.3
2.8
3.5
4.3
5.2
6.7
8.4 1o. o 13.0 16.0 19.0 22.0
1.0
1.4
1.7
2.3
2.8
3.5
4.3
5.2
6.7
8.4 10.0 13.0 16.0 19.0 22.0
0.4
0.5
0.7
0.9
1.0
1.5
1.9
2.2
3.2
4.0
11/4 11/2
Distanci a del fondo a la coladera = 0.50 m
Altura del pozo = (Nmix - Nm;n) + 0.61 + 0.35 + 0.50 + B.L.
::;;: 44.00- 42.00 +0.61 + 0.35 + 0.50 + 0.30
= 3.76 m ... 3.80 m
Área del pozo = 6.96 = l.83m >1.01 m
3.80
125 150 200 250 300
3SO
m
=0.35 m
2
38
SO
2
2
adoptan do una sección rectangu lar (2: 1) se tiene: B = O. 96 m; L = l.91 m
Válvula
5.6
6.7
8.5 10.0 13.0 17.0 21.0 26.0 34.0 43.0 51.0 60.0
Retención
6.4 10.4 12.5 16.0 20.0 24.0 38.0
Te de paso
3.4
4.3
5.5
6.1
7.3
Te salida
Bilateral
Salida de
tubería
5.0
6.0
7.5
9.0 11
Conducciones
ara efectos del diseño del acueducto, se designa como una conducción el medio de transporte del caudal de diseño de la bocatoma al
desarenador, del desarenador al tanque de almacenamiento y de
éste a red de distribución.
Las conducciones pueden ser de diferentes tipos, a saber:
1. Canales abiertos
2. Conductos cerrados a superficie libre
3. Conductos cerrados a presión
4. Conducciones mixtas.
Como se indicó anteriormente, el caudal que debe transportar la conducción debe ser el caudal máximo diario. Si se utiliza bombeo, el caudal será
el correspondiente al número de horas de bombeo como se indica en el
diseño del tanque de almacenamiento.
Cada uno de los tipos de conducciones tiene ventajas y desventajas económicas, técnicas y de mantenimiento, las cuales deben ser analizadas teniendo en cuenta las circunstancias del diseño en particular.
En un acueducto, el tipo de conducción más frecuente es mediante
conductos cerrados, por lo que el estudio de los canales abiertos se
deja para el capítulo del alcantarillado de aguas lluvias; el estudio de
conducciones cerradas a presión (conducciones forzadas) se detalla en
el capítulo correspondiente a la conducción Desarenador-Tanque de
almacenamiento.
8.1
CONDUCTOS CERRADOS A SUPERFICIE LIBRE
Este tipo de conducciones tiene las mismas ventajas y desventajas que las
conducciones abiertas con excepción de la posible contaminación externa
del agua. Los conductos pueden ser prefabricados o construidos en el si-
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
142
tio. El método de cálculo es similar y solo difiere en cuanto a las recomendacione s de velocidad y pérdidas.
8.1.1 Conductos prefabricados
Comúnmen te se trata de tuberías fabricadas en diferentes materiales y
diámetros como por ejemplo:
Tubería de gres
- Tubería de cemento
- Tubería PVC
La tubería de gres y la de cemento se fabrican de hasta 36" (91 cm) de
diámetro y la unión entre la campana y el espigo se hace por medio de
mortero 1:2, unión asfáltica o anillo de caucho.
- Tubería de concreto reforzado
La tubería de concreto reforzado se fabrica desde 1.0 m de diámetro en adelante y su unión consiste en general en anillos de caucho.
Rectangular
Trapecial
Box-Culvert
Circular
1
l
o¡
d
Figura 8.1 Conductos prefabricados.
8.2
Herradura
Figura 8.2 Conductos cerrados construidos en el sitio.
Velocidad máxima
La velocidad máxima depende del material de la tubería y se especifica
por razón de la erosión del material de ésta.
Tubería de gres: 5 m/s
8.1.2 Conductos construidos en el sitio
Tubería de concreto: 4 m/s
Pueden ser de diferentes formas según lo indicado en la figura 8.2.
Diámetro mínimo: 6" (0.15 m)
Pérdidas por exfiltración
EsPECIFICACIONES DE DISEÑo: BocATOMA -DESAREN ADOR
Tabla 8.1
Valores típicos de exfiltración
Velocidad mínima
La velocidad mínima especificada es de 0.6 m/s a tubo lleno. Esta norma
satisface la necesidad de obtener una velocidad que sea capaz de permitir
el arrastre de material sedimentad o.
Diámetro
(Pig.)
Exfiltración
(L/s. km.)
Diámetro
(Pig.)
Exfiltración
(L/s. km.)
6
0.108
12
0.203
8
0.135
15
0.257
10
0.170
18-26
0.406
Ecuación de diseño
Tabla 8.2
Relaciones hidráulicas para conductos circulares {nc/n variable)
Tradicionalmente, la ecuación de diseño para conductos con flujo por
gravedad ha sido la ecuación de Manning:
o. o
Q
0.1
en donde:
Q
= Caudal (m /s)
3
Área de la sección de flujo (m 2)
A
. h'd , 1'
R A n D2 D
Rad10
1 rau 1co = = p = Jt D = 4
R
=
p
D
S
= Perímetro mojado (m)
= Diámetro de la tubería (m)
n
0.2
4
0.3
= Pendiente de la tubería (m/m)
= Coeficiente de rugosidad de Manning
0.4
Q
=
nD 2)
4
(D ) 5,12
4
_ _ _n_ _ _
(
8
=
D 13n
0.312
(
S';2)
0.5
y despejando el diámetro de la tubería, se tiene:
0.6
(8.3)
0.7
Al calcular el diámetro de la tubería por medio de la ecuación 8.3, se
tiene que seleccionar el diámetro comercial superior (mínimo de 6" ó
15 cm). Con este nuevo valor del diámetro comercial, se calcula el caudal a tubo lleno, Qo, utilizando la ecuación 8.2 y la velocidad a tubo lleno,v0, dividiendo el caudal a tubo lleno por el área de la sección del
diámetro comercial.
Obtenida la relación de Q/Q 0, se entra a la tabla 8.2 de donde se obtienen
las relaciones v/v0 y d/D, donde v es la velocidad real de la tubería y d la
lámina de agua en ésta.
0.8
0.9
1.0
Re l.
0.00
0.01
0.02
0.03
0.04
0.05
0.06
0.07
0.08
0.09
VNo
Q~
Q~
Q~
Q~
Q~
Q~
Q~
Q~
Q~
Q~
d/D
0.000
0.092
0.124
0.148
0.165
0.182
0.196
0.21 o
0.220
0.232
R/Ro
0.000
0.239
0.315
0.370
0.41 o
0.449
0.481
0.51 o
0.530
0.554
VNo
0.540
0.553
0.570
0.580
0.590
0.600
0.613
0.624
0.634
0.645
d/D
0.248
0.258
0.270
0.280
0.289
0.298
0.308
0.315
0.323
0.334
R/Ro
0.586
0.606
0.630
0.650
0.668
0.686
0.704
0.716
0.729
0.748
VNo
0.656
0.664
0.672
0.680
0.687
0.695
0.700
0.706
0.713
0.720
d/D
0.346
0.353
0.362
0.370
0.379
0.386
0.393
0.400
0.409
0.417
R/Ro
0.768
0.780
0.795
0.809
0.824
0.836
0.848
0.860
0.874
0.886
VNo
0.729
0.732
0.740
0.750
0.755
0.760
0.768
0.776
0.781
0.787
d/D
0.424
0.431
0.439
0.447
0.452
0.460
0.468
0.476
0.482
0.488
R/Ro
0.896
0.907
0.919
0.931
0.938
0.950
0.962
0.974
0.983
0.992
V,No
0.796
0.802
0.806
0.810
0.816
0.822
0.830
0.834
0.840
0.845
d/D
0.498
0.504
0.510
0.516
0.523
0.530
0.536
0.542
0.550
0.557
R/Ro
1.007
1.014
1.021
1.028
1.035
1.043
1.050
1.056
1.065
1.073
VNo
0.850
0.855
0.860
0.865
0.870
0.875
0.880
0.885
0.890
0.895
d/D
0.563
0.570
0.576
0.582
0.588
0.594
0.601
0.608
0.615
0.620
R/Ro
1.079
1.087
1.094
1.100
1.107
1.113
1.121
1.125
1.129
1.132
VNo
0.900
0.903
0.908
0.913
0.918
0.922
0.927
0.931
0.936
0.941
d/D
0.626
0.632
0.639
0.645
0.651
0.658
0.666
0.672
0.678
0.686
1.172
R/Ro
0.136
1.139
1.143
1.147
1.151
1.155
1.160
1.163
1.167
VNo
0.945
0.951
0.955
0.958
0.961
0.965
0.969
0.972
0.975
0.980
d/D
0.692
0.699
0.705
0.710
0.719
0.724
0.732
0.738
0.743
0.750
R/Ro
1.175
1.179
1.182
1.184
1.188
1.190
1.193
1.195
1.197
1.200
VNo
0.984
0.987
0.990
0.993
0.997
1.001
1.005
1.007
1.011
1.015
d/D
0.756
0.763
0.770
0.778
0.785
0.791
0.798
0.804
0.813
0.820
R/Ro
1.202
1.205
1.208
1.211
1.214
1.216
1.219
1.219
1.215
1.214
VNo
1.018
1.021
1.024
1.027
1.030
1.033
1.036
1.038
1.039
1.040
d/0
0.826
0.835
0.843
0.852
0.860
0.868
0.876
0.884
0.892
0.900
R/Ro
1.212
1.210
1.207
1.204
1.202
1.200
1.197
1.195
1.192
1.190
VNo
1.041
1.042
1.042
1.042
d/D
0.914
0.920
0.931
0.942
R/Ro
1. 172
1 . 164
1.150
1.136
146
ELEMENTOS DE DISENO PARA AcUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
En donde:
Q
Qo
V
Vo
d
D
R
Ro
n
no
=
=
=
=
=
=
=
Caudal de diseño
Caudal a tubo lleno
Velocidad de diseño
Velocidad a tubo lleno
Lámina de agua en la tubería
Diámetro comercial de la tubería
Radio hidráulico al caudal de diseño
Radio hidráulico a tubo lleno
Número de Manning a caudal de diseño
Número de Manning a tubo lleno
Cámara de
aquietamiento
99.01
~
¡--- :.::.:.:.:···-~·--------8.3
EJEMPLO DE DISEÑO
BOCATOMA
Diseño de la línea de conducción Bocatoma-Desarenador
DESARENADO A
El desarenador debe ubicarse lo más cerca posible de la bocatoma, con el
fin de evitar una larga conducción de agua no tratada que puede presentar
problemas como la obstrucción por material sedimentable. Generalmente
esta conducción está comprendida entre 50 y 300 metros.
Las condiciones del diseño son las siguientes:
50.00
13 Lis= 0.013 nl/s
Caudal de diseño:
Figura 8.3 Conducción bocatoma-desarenador (corte).
Tubería de asbesto-cemento:
n = 0.009
Longitud de conducción:
L =50 m
D'1 5112
Quena = 0.312 - ' n
En la figura 8.3 se presenta el esquema de esta conducción. La cota de llegada al desarenador se determina de acuerdo con la ubicación de éste en
el plano topográfico. La cota de entrada desde la bocatoma es la cota de
salida supuesta en ella y debe ser corregida en este diseño.
Con los datos anteriores se procede a calcular la pendiente de la tubería y
el diámetro correspondiente en la ecuación de Manning (ecuación 8.3):
S = (99.01- 98.95)
X
Quena
Vueno - - ALieno
_g_
Q ll
=
0.312
0.017 x 4
=
n (0.203) 2
(O 203 )'13 (O 00 12)';2
x ·
·
0.009
0.54mls < 0.6mls
= 0.013 = 0.75
0.017
con el valor de Q/Qu, se entra a la tabla 8.2 y se obtiene:
100 = 0.12%
50
j/8
D = 1.548
(!.!_Q)
5'
12
=
1.548
0 009
( ·
xo.~;2
3
>g
)
=
0.18 m
7.19"
co.oo12)
tomando el diámetro comercial mayor, D = 8" = 0.203 m, se aplica la
ecuación 8.2 para establecer las condiciones de flujo a tubo lleno:
Vr
-=0.965
VIl
y
d
D = 0.732
Vr = 0.965x V¡¡= 0.965x0.54 = 0.52 m/s
d = 0.732 x D = 0.732 x 0.203
=
0.15 m
0.017 m 3 /s
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
148
Verificación de la cota a la salida de la bocatoma:
Se adoptó en el diseño de la bocatoma una profundidad igual a 60 cm
desde la cresta del vertedero de excesos hasta el fondo de la cámara. Esta
profundidad debería ser:
vz = 0.15
d+l.52g
(0.52)2
+1.5-2g
= 0.17m
valor que difiere del supuesto inicial. Se debe entonces modificar la condición del diseño, en este caso aumentando la pendiente y para ello se
eleva la cota de fondo de la cámara de recolección de la bocatoma, manteniendo constante la cota de entrega en la cámara de aquietamiento del
desarenador.
Subiendo la cota del fondo de la cámara de recolección de 99.01 a 99.41
(20 cm de altura de agua), se tiene:
S =
(99.41 - 98.95)
=
D
100 =
X
5(~
1.548 - 1Q)'ls
S l2
=
eiiO
V¡¡
eno
- O. 13 m -- 4 .94"
1.5 48 [0.009x0.013l';s(0.0092)1¡2
= 6" = 0.152 m
X (0.0092)1¡2
DB;, St/2
12------= 0 . 3(0.152)8;,
= 0.312-0.009
n
_
-
Q/leno _
A
lleno
.!l = 0.013
4 = 1 21 m 1
IS
.
1t(0.152) 2
0.022
X
= 0.022 m31s
> 0. 6 mis
= 0.60
Qa
0.022
vr
= 0.900
Vr
= 0.90xVa = 0.900 X 1.21 = 1.09 mis
y
-d = 0.626
D
Vu
d = 0.626 x D
149
El caudal de exceso máximo previsto será de:
Qexccso = Quena- Qdiscño =
3
0.022- 0.013 = 0.009 m /s = 9 Lis
Este será el caudal a tener en cuenta en el diseño de la estructura de excesos del desarenador.
Las cotas definitivas y condiciones hidráulicas serán:
Cota de batea a la salida de la bocatoma
::::: 99.41
Cota clave a la salida de la bocatoma
= 99.56
Cota de batea a la llegada al desarenador
:::98.95
Cota clave a la llegada al desarenador
:::99.10
Cota de la lámina de agua a la llegada al desarenador
=99.05
o. 92%
tomando el diámetro comercial mayor, entonces D
Q¡¡
CONDUCCIONES
= 0.626 x 0.152
= 0.10 m
Verificación de la cota a la salida de la bocatoma:
vz
(1.09) 2
2g
2g
d+1.5- = 0.10+1.5--
= 0.19m
valor que es aproximadamente igual a los 20 cm adoptados.
CAPITt:/LO . .
<1·
Desarenaclór
9.1
GENERAUDADES
n desarenador convencional es un tanque construido con el propósito de sedimentar partículas en suspensión por la acción de la
gravedad. Este elemento constituye un tratamiento primario y en
~·.-.~··~~ casos es necesario realizar un tratamiento convencional de purificación de aguas.
Como se indicó anteriormente, el desarenador debe estar situado lo más
cerca posible de la bocatoma, con el fin de evitar problemas de obstrucción en la línea de conducción.
El material en suspensión transportado por el agua es básicamente arcilla,
arena o grava fina. A continuación se presenta una clasificación del material de acuerdo con el tamaño de las partículas:
Tabla 9.1
Clasificación del material en suspensión según su tamaño
Material
Diámetro (mm)
Gravilla:
Gruesa
Fina
Material
Diámetro (mm)
Fango:
>2.0
Grueso
2.00-1.00
y Medio
0.05-0.01
Fino
0.01-0.005
Arena:
Gruesa
1.00-0.50
Media
0.50-0.25
Fina
0.25-0.10
y Media
Muy fina
0.10-0.05
Fina
Arcilla:
Gruesa
Coloidal
0.005-0.001
0.001-0.0001
<0.0001
154
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
El objetivo del desarenador, como tal, es la remoción de partículas hasta
el tamaño de arenas. El proceso de sedimentación puede ser ayudado mediante coagulación (empleo de químicos con el fin de remover partículas
tamaño arcilla) con lo cual se logra que las partículas más pequeñas se
aglomeren y sedimenten a una velocidad mayor. El proceso de coagulación
puede verse en libros relacionados con el tema de purificación de aguas.
Un desarenador está dividido en varias zonas, a saber (ver figura 9.1 ):
Cámara de aquietamiento: Debido a la ampliación de la secZona I:
ción, se disipa el exceso de energía de velocidad en la tubería
de llegada. El paso del agua a la zona siguiente se puede hacer por medio de una canal de repartición con orificios sumergidos. Lateralmente se encuentra un vertedero de
excesos que lleva el caudal sobrante nuevamente al río mediante una tubería que se une con la del lavado (Zona IV).
Entrada al desarenador: Constituida entre la cámara de aquieZona II:
tamiento y una cortina, la cual obliga a las líneas de flujo a
descender rápidamente de manera que se sedimente el material más grueso inicialmente.
Zona de sedimentación: Es la zona en donde se sedimentan
Zona III:
todas las partículas restantes y en donde se cumple en rigor
con las leyes de sedimentación. La profundidad útil de sedimentación es H.
Salida del desarenador: Constituida por una pantalla sumerZona IV:
gida, el vertedero de salida y el canal de recolección. Esta
zona debe estar completamente tapada con el fin de evitar la
posible contaminación exterior.
Almacenamiento de lodos: Comprende el volumen entre la
Zona V:
cota de profundidad útil en la zona 111 y el fondo del tanque. El fondo tiene pendientes longitudinales y transversales
hacia la tubería de lavado.
9.2
:
d e bocatoma
T
CD
~
l
B/3 a
B/2
1
®
-
l
J/
@)
®
8
válvula o
compuerta
excesos
LJ4
+-
al tanq ue de
almacen amiento
-
lavado
pantalla de
pantalla de
al desagü e
15H
¡---~~----~~--e_n_tra_d_a_________s_a_lid_a__~~F=·==~~
H/3
®
ESPECIFICACIONES DE DISEÑO
Número de unidades
Se recomienda en lo posible diseñar como mínimo dos tanques desarenadores con el fin de continuar con el tratamiento en uno de ellos mientras
se realizan las labores de mantenimiento y lavado del otro.
Paso directo
Debe existir de todos modos una tubería de paso directo.
Figura 9.1 Planta del desarenador.
tapa
156
En el estudio de sedimentación se hacen las siguientes suposiciones teóricas:
1) El flujo se reparte uniformemente a través de la sección transversal (W).
2) El agua se desplaza con velocidad uniforme a lo largo del tanque.
3) Toda partícula que toque el fondo antes de llegar a la salida, será removida.
Relación longitud a ancho
Con el fin de aproximarse lo más posible al flujo en pistón, se recomienda
tanque rectangular con una relación de longitud a ancho (LIB) entre 3/1 y 5/1
Tabla 9.2
Viscosidad cinemática del agua
Profundida d mínima y máxima
La profundida d mínima especificada es de 1.50 metros y la máxima
4.50 metros.
Profundida d de almacenam iento de lodos
Se adopta una profundida d máxima de 0.40 metros. Las pendientes
fondo deben estar comprendid as entre el 1% y el 8% con el fin de
los lodos rueden fácilmente hacia la tubería de desagüe y la labor de li
pieza manual sea segura para los operarios.
Temperatura
Viscosidad cinemática
(cm•/s)
o
0.01792
0.01763
0.01567
0.01473
0.01386
0.01308
0.01237
0.01172
0.01146
2
4
6
8
10
12
14
15
Temperatura
re)
18
20
22
24
26
28
30
32
34
Viscosidad cinemática
(cm2/s)
0.01059
0.01007
0.00960
0.00917
0.00876
0.00839
0.00804
0.00772
0.00741
Períodos de retención hidráulicos
El tiempo que tarde una partícula de agua en entrar y salir del
debe estar comprendid o entre 0.5 horas y 4 horas.
Carga hidráulica superficial
La carga hidráulica superficial, definida como el caudal puesto por unidad de área superficial, debe estar entre 15 y 80 m3 /m 2 .d.
9.3
Adicionalm ente se desarrolla el estudio suponiendo que se ha de remover
una partícula cuyo diámetro es d y para ello se analizará la trayectoria de
dicha partícula a lo largo del tanque.
Como se observa en la figura 9.2, la partícula de diámetro d más crítica es
aquella que entra por la parte superior del tanque, debido a que tendrá que
recorrer una altura, H, y una longitud, L, más desfavorable antes de ser re-
TEORÍA DE LA SEDIMENTACIÓN
La teoría de la sedimentac ión fue desarrollad a por Hazen y Stokes.
modelo de sedimentac ión de partículas se resume en la siguiente ecuación, de donde se concluye que la velocidad de sedimentac ión de una
partícula es directamen te proporcion al al cuadrado del diámetro de ésta.
V, =
!__ (p, 18
en donde:
=
Vs
g
Ps
=
p
=
=
=
P) d 2
W=BH
H
= K d2
f..l
Velocidad de sedimentac ión de la partícula (cm/s)
Aceleración de la gravedad (981 cm/s 2)
Peso específico de la partícula
Arenas = 2.65
Peso específico del fluido
Agua = 1.00
Viscosidad cinemática del fluido (cm 2/s) (Tabla 9.2)
B
Figura 9.2 Trayectorias de partículas en el sedimentador.
QESARENADOR
58
movida. Esta trayectoria crítica se indica en la figura 9.2 (trayectoria (1)).
Dicha partícula tiene una componente.d e velocid~d horizontal, Vh, y
locidad vertical, V 0 , haciendo su recorndo en un ttempo, t.
En primer lugar, todas las partículas con igual componente de
vertical, V 0 , serán removidas sin importar su punto de entrada. Igu
te, todas las partículas con velocidad de sedimentación , Vs, ;nayor que
serán removidas. Las partículas con V, menor que V o podran ser re
das dependiendo de su nivel de entrada al tanque, h.
Por semejanza de triángulos se tiene:
L
H
=
LW
siendo V = volumen del tanque y Q
crítica, V o, será:
Vo
=
H
--=-
HQ
= --
V
V
H
-=-
Q
= caudal. La velocidad de la partícula
Q
= Va
== -
=
!_ p, - p d2
18
=
=
Q
A
(9.5)
En la realidad, el flujo no se distribuye uniformement e debido a la limitación de las pantallas difusoras, a que las velocidades no son constantes
porque existen corrientes térmicas y zonas muertas, el viento crea contracorrientes en la superficie y, finalmente, existe la resPspensión de partículas
que han llegado al fondo. Debido a que no se cumplen las suposiciones iniciales del desarrollo de la teoría, habrá partículas removidas con Vs menores que V 0 •
Se adopta entonces un factor de seguridad en función de:
1) Porcentaje de remoción de partículas con Vs < V 0 :
% Remoción=
No. partículas con V,< Va
x
No. partículas con V,<!: Va
100
(9.6)
K d2
fl
2) Grado del desarenador (n):
Reemplazando la velocidad de la partícula crítica (ecuación 9.3) en la
ecuación de Stokes, se tiene:
Kd2
Por otra parte, la relación V /Q es llamada "períodos de retención hidráulicos, " y H/V o es el tiempo que tarda la partícula crítica en ser removida
(t). En teoría, para remover esta partícula se debe cumplir que:
A
siendo A =Área superficial =B x L.
Según la ecuación de Stokes (ecuación 9.1 ):
Va
159
= d
/Q
VKA.
=-
Analizando la ecuación 9.4, se encuentra que para un caudal dado, el ?i.ámetro de la partícula que ha de removerse es función del área superflctal
deltanque.
.
La remoción de partículas es también función de la frofundtda?, del tanque, ya que si ésta se disminuye .se retendr~ la parttcula co~ dtam:tro d
en un tiempo menor, lo que equtvale a decir que se retendra un numero
mayor de partículas con V, menor que Yo.
. .
,
.
La relación Q/A es llamada "carga hidráulica superflctal (q) y es tgual a
la velocidad de sedimentación de la partícula crítica, V o.
La calificación de la eficiencia de las pantallas deflectoras se hace a través
del grado n del desarenador.
n =1
: Deflectores deficientes o sin ellos.
n =2
: Deflectores regulares.
n =3
: Deflectores buenos.
n = 5 a 8 : Deflectores muy buenos.
n -> co :Caso teórico
La igualdad anterior queda así:
e
t
V
Q
H
V,
V, V
V A
s
V,
V,
HQ
Q
Q
Va
=-- =
-==-=-
A
(9.7)
160
siendo:
Vs
Vo
= Velocidad de sedimentación efectiva
= Velocidad de sedimentación teórica = Q/ A
V,
= Número de Hazen
Va
9.4
Condiciones de la tubería de entrada
El factor 8/t o del número de Hazen se determina por medio de la tabla 9.3.
Con el fin de operar adecuadament e el desarenador, se hacen las sigui
tes recomendacion es:
1.
2.
vh < 20 v,
9 < vh <
EJEMPLO DE DISEÑO DEL DESARENADOR
3
Q
= 0.013 m /s
V
D
=
=
Qu
1.090 m/s
6" (0.152 m)
Vu
d
= 1.210 mis
= 0.100 m
Condiciones de diseño del desarenador
Remoción de partículas hasta de 0.05 mm de diámetro con un grado de
remoción del 75%.
15
Vu
3. La velocidad horizontal debe ser menor que la velocidad de arrastre de
las partículas con el fin de evitar la resuspensión del sedimento.
Para el caso de sedimentación de arenas, el valor de k es igual a 0.04
para sedimentación por la simple acción de la gravedad (no hay coagulación) el valor de fes igual a 0.03 (todos los demás términos como se defi~
nieron en la ecuación 9.1 ).
T empcratura
= 15°C
Viscosidad cinemática
=0.01059 cm 2/s
Grado del desarenador:
n = 1
Relación longitud: ancho
= 3:1
Cota de la lámina a la entrada
del desarenador
= 99.05
Cálculo de los parámetros de sedimentación
Velocidad de sedimentación de las partículas, ds
V,
=
Tabla 9.3
Número de Hazen 0fsNo)
-
.!_ (p,- p) i
18
981
-18
fA
70
e
t
65
60
55
2
(
(2.65- 1.00)
x 0.005) =0.212cm/s
0.01059
80
75
n=1
7.00
4.00
3.00
n=3
2.75
1.66
0.76
n=4
2.37
1.52
0.73
Máximo teórico
0.88
0.75
0.50
1.80
1.50
1.30
=
3.0
50
87.5
2.30
X
= 0.05 mm
De la tabla 9.3 se obtiene para n=1 y remoción del 75%:
Remoción(%)
Condiciones
3
= 0.022 m /s
1.00
S.uponiendo la profundidad útil de sedimentación , H, igual a 1.5 m, el
tiempo que tardaría la partícula de diámetro igual a 0.05 mm en llegar al
fondo sería de:
H
t = -
150
= -- =
V,
707 seg
0.212
y el período de retención hidráulico será de:
e = 3.0 X t
=
3.0
X
707
=
2120 seg = 0.59 horas (0.5hr ses 4hr)
DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANT
162
DESARENADOR
163
El volumen del tanque será por consiguiente:
vh
V
eX Q
=
= 2120
X
0.013 =
= 27.79
= 18.53 m2
vhm,;x =
1.50
de donde las dimensiones del tanque serán para L:B
B
Yf'
=
=
~
=
=3:1 :
V, =
La carga hidráulica superficial para este tanque será de:
2
3
2
3
0.013
Q
q = - = - - = 0.00070763 m /m ·s = 61.14 m /m ·d
18.53
A,
Como se demostró anteriormente , la carga hidráulica superficial es igual
a la velocidad de sedimentación de la partícula crítica en condiciones teóricas, V 0 , la cual debe corresponder a la de un diámetro menor:
=
q
= 0.00070763
t
g (p,-p) d
Vo
0.352 Cm/S
=
= 0 _00289 cm = 0.0 3mm
=
X
0.212 = 4.25 cm/s
8 X Q.Q4
--o:ciJ
=
X
981
X
1.65
X
0.005
Vertedero de salida
2
2
)3 ( 0.013 )3 = 002m
.
H v = -Q- =
(
1.84B
Vv =
_!l__
=
1.84
X
0.013
2.5
= 0.26 mis
2.5 x 0.02
La velocidad sobre !a cresta ~el vertedero debe ser en teoría mayor de 0.3
mis para .poder aphcar en ngor la ecuación del alcance horizontal de la
vena vertJent~. El valor de 0.26 mis puede ser aproximado a 0.3 mis, con
lo cual se obtiene:
4
X s = O.36 (Vvh3. + 0.60 (Hv)7
2
= 0.36x (0.26)3 + 0.60x· (0.02)74
0.212
- - = 3.0
0.071
En resumen, bajo las condiciones teóricas, se removería partículas hasta
de un diámetro igual a 0.03 mm, pero al tener en consideración las condiciones reales (flujo no uniforme, corrientes de densidad, cortos circuitos,
zonas muertas, velocidad horizontal variable), el diámetro máximo posible de ser removido se aumenta a 0.05 mm.
La velocidad horizontal será:
= 9.3 cm/S
Cálculo de los elementos del desarenador
B Hv
También se demostró anteriormente que la relación de tiempos es igual a
la relación de velocidades, es decir:
e =v,-
20 V,= 20
V7
mis = 0.071 cm/s
0.071 x 18 x 0.01059
981 X 1.65
-
Q.0 71 X 7 .4 5
1.5
100 S
X
y la velocidad de resuspensión máxima es:
2.49m-2.50
L = 3 x B = 3 x 2.49 = 7.46 m - 7.45 m
V0
Q.Ol3
1.5 X 2.5
La velocidad horizontal máxima es:
El área superficial del tanque es:
A, = V
H
=
27.79 m 3
X,= 0.21 m
~
Lv = 0.35 m
Pantalla de salida:
Profundidad
=HI2
Distancia al vertedero de salida = 15 Hv
Pantalla de entrada:
Profundidad
=HI2
Distancia a la cámara de
aquietamiento
= L/4
Almacenamie nto de lodos:
Profundidad máxima
= 0.40 m
= 0.75 m
= 0.30 m
= 0.75 m
= 1.86 m
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS'
164
165
Pérdidas a la entrada de la zona de sedimentación:
Dist. pto. de salida a la cámara
de aquietamiento
= L/3
Dist. pto. de salida al
vertedero salida
= 2L/3
Pendiente transversal
= 0.4/B
Pendiente longitudinal (en L/3) = 0.4/2.48
Pendiente longitudinal (en 2LI3) = 0.4/4.97
Cámara de aquietamiento:
= H/3
Profundidad
= B/3
Ancho
Largo (adoptado)
.
.= 1.00 m
Rebose de la cámara de aqUietamiento:
= 2.48 m
V1 = 0.031 mis
= 4.97 m
= 16.0%
= 16.1%
= 8.1%
= 0.50 m
= 0.83 m
Qe.msos = Qu- Q = 0.022- 0.013 = 0.009 m 3is
2
0ESARENADOR
2
H = (Qexcesos)3 = ( 0.009 )3 =
e
1.84 Le
1.84 X 1.0
o.o 3 m
V2
=
hm
= 0.1 x
Vh
= 0.003
m/s
(0.031 )2 - (0.003) 2)
(
2
X
9.81
=0.000 m
Pérdidas por las pantallas inicial y final:
Éstas se calcularían como las pérdidas de un orificio sumergido de grandes dimensiones. Al hacer los cálculos da siempre un valor despreciable
debido a la magnitud del caudal y del área.
Cálculo de los diámetros de la tubería de excesos y lavado
Tubería de excesos
Ve -- Qexcesos = 0.009 = 0.31 mis
Hv Le
0.03 X 1.0
X, = 0.36
L,
J.
B -anuo
2
2
X
4
(0.31 )3 + 0.60
= 0.35
m )
= 0.83 m
X
(0.03 )7
Debido a la magnitud de los caudales, esta tubería resulta siempre de un
diámetro mínimo, igual a 6" (15 cm).
= 0.24 m
se adopta 0.83 m
Perfil hidráulico
Se debe tener en consideración las pérdidas por ampliación de secciones Y
por el paso por debajo de las pantallas. .
.
Pérdidas a la entrada de la cámara de aqUietamtent~:
Tomando k = 0.1 debido a la disminución de veloc1dad,
V2
hm =k !:J. 2g
0 ·013 = 0.031
mis
0.83 X 0.5
hm=O.l (
(1.09)2 - (0.031)2)
2x9.81
Además del funcionamiento hidráulico de esta tubería, un criterio importante para la selección del diámetro es el tiempo de vaciado del tanque:
Cota de entrega del desagüe de lavado= 97.05 (supuesto)
Cota de lámina de agua sobre
la tubería
= 99.05 -pérdidas= 99.05 - 0.02 = 99.03
Suponiendo el diámetro mínimo: D = 6" = 0.152 m
Longitud de la conducción
= 70 m
Altura disponible
= 99.03 - 97.05 = 1. 98 m
J = H/L = l. 98 1 70 = 0.02866 m/m
Pérdidas en la conducción (en longitud equivalente)
V 1 = 1.09 mis
v2 =
Tubería de lavado
= 0.01 m
Entrada normal:
Válvula:
Codo radio corto:
Te cambio dirección:
Tubería:
LE. total=
2.5 m
1.1m
4.9m
10.0 m
70.0m
88.5m
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDU CTOS Y ALCANTA
RILLADO S
166
]
=
_fj__ = 1. 98 = 0.02241
LE.
88.5
m¡m
2.48
4.97
1.86
Qinicial =
0.2785
eD
= 0.2785 X 100 X (0.152) 2.63 X (0.02241) 0. 54 = 0.025 m 3/s
54
2 63
. /"
V=
:1t X
X
2
4
(0.152)
2
(1.3 4 )
2 X 9.81
1.39 mis
t-=-0·=83=-t-_.:0 .83
1
.---
li
16.0%
¡
16.1%
-+
r--
= 0.10 m
El tiemp o de vaciado se determ ina a partir de la ecuación de
descarga de
un orificio. El coeficiente de descarga del tanqu e, tenien do
en cuenta la
tuberí a de desagüe, será:
0.300.3 5
1
6"
Detalle Cá mara
0.024
5.29
¡¡
"
8.1%
1
1
0 = 6"
1-
!l
al desegüe
0 = 6"
de bocatoma
-+
L;+a
i+A/\
A
i+A
~
A 0 V2gH
0.025 4
------:-----;
:::======
-+
al tanque de
al macenamiento
'==='
cd = __Q__
2.5 o
l
1
0 = 6'
-+ - r
0=6"
¡¡iª
+-
1
1---.J
0 = 6'
X
2
=
0.22
,J-.. a
:n:x(0.152) xY2x9 .8lx1.9 8
-+
0=6"
paso directo
Figura 9.3 Ejemplo de diseño. Planta.
1.00
1 1.86
0.30 0.35
99.01
99.35
r--:
99.03
dt
tvaáado
=>
t=
_ _ _ _2
_X_18.53
_
2_ _ _ _
0.22
X :1t X
(0.152)
4
X
V2
X
1
(1.98)2
2949 seg
49.2 min
9.81
97.30
Figura 9.4 Ejemplo de diseño. Corte longitudinal A-A.
168
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS:
Cotas
Cota de batea de la tubería de entrada:
Cota de la lámina de agua a la entrada:
Cota de la lámina de agua en la cámara
de aquietamiento:
Cota de la lámina de agua en el sedimentador:
Cota de la lámina de agua en la cámara de
recolección:
Cota de la corona de los muros del sedimentador:
Cota del fondo de la cámara de aquietamiento:
Cota de batea de la tubería de lavado a la salida:
Cota clave de la tubería de lavado a la salida:
Cota del fondo de la cámara de recolección:
(0.3m supuestos)
Cota de entrega desagüe de la tubería lavado:
(supuesta)
99.35
97.55
Figura 9.5 Ejemplo de diseño. Corte transversal 8-8.
98.55
99.05
99.03
99.03
98.86
99.35
98.55
97.15
99.01
98.56
97.05
10.1
CARACTERíSTICAs HIDRÁULICAS DE LA CoNDUCCióN
ebido a las características de esta conducción, se considera ésta
como una conducción a presión. Este tipo de conducción resulta
ser más corta que una conducción por escurrimiento libre, ya que
no requiere seguir una línea de pendiente determinada.
Al estudiar el trazado de la tubería, se debe tener en cuenta la posición de
ésta en relación con la línea piezométrica. De acuerdo con la topografía existente, se obtendrán diferentes esquemas de. trazados. Algunos de ellos son:
10.1.1 Tubería por debajo de la línea piezométrica
(conducción forzada)
Este es el caso ideal, el cual debe procurarse siempre que sea posible.
/Unea Plezométrlca
Desarenador
Purga
Tanque
Figura 10.1 Conducción forzada.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
172
En esta conducción se deben instalar accesorios especiales como válvulas
de purga en los puntos bajos para realizar las labores de limpieza periódica, y válvulas de expulsión de aire (ventosa~). en .los puntos altos. La d~s­
cripción del funcionamiento y de las espectftcacwnes de estos accesonos
se hace más adelante.
10.1.2 Lámina de agua coincidente con la línea piezométrica
(conducción libre)
CONDUCCIÓN: DESARENADOR - TANQUE DE ALMACENAMIENTO
En este caso el tramo A-B indicado en la figura 10.3 estará en condiciones de
presión negativa, con lo cual sería difícil evitar la entrada de aire a la tubería.
La presión entre los puntos A y B es menor que la presión atmosférica y por
lo tanto no se pueden instalar ventosas.
10.1.4 Tubería por encima del plano piezométrico
estático
Línea Piezométrica
y Lámina de Agua
/
173
.....__ Plano Piezométrico Estático
Desarenador
Desarenador
Línea Piezométrica
1
Tanque
Figura 10.2 Conducción libre.
En este caso se trata de una tubería fluyendo a tubo lleno o parcia1n1entte
lleno. Este caso no tiene tampoco problemas desde el punto de vista hidráulico pero es raro de encontrar en este tipo de conducción.
10.1.3 Tubería por encima de la línea piezométrica
____
._
~"'!!'---. /
Desarenador
... -
Plano Piezométrico Estático
Presión Negativa
1
Linea Piezométrica
Figura 10.4 Sifón.
Si la tubería se encuentra por encima del plano piezométrico estático y
por debajo del plano piezométrico estático más la presión atmosférica total, se constituye un sifón y por lo tanto habrá necesidad de la instalación
del equipo necesario para cebar el sifón.
10.1.5 Tubería por encima del plano estático de presión
absoluta
Como se observa en la figura 10.5, en este caso es imposible el flujo por
gravedad y será necesaria la utilización del bombeo.
Tanque
Figura 10.3 Tubería bajo presión negativa.
Tanque
Tubería Principal
_~ Plano Piezomé trico Estático
···············-r··············· ......- más Presión Atmosfér ica Local
} Pa
....... .. . ....... .... ... ····---~ Plano Piezomé trico Estático
Desarenador
Tanque
10.2.2 Ventosas
Figura 10.5 Se requiere bombeo.
10.2
Figura 10.6 Válvula de purga.
CARACTERÍSTICAS FíSICA S Y ACCESORIOS DE LA CONDU CCIÓN
FORZA DA
L~s ventosas s?? válvulas de expulsión o admisión de aire, de funciona-
n:'~ent~ automattco, que deben ubicarse en los puntos altos de la conduc Cion, s~~mpre que_ 1~ presión en dicho punto no sea muy alta 0 menor que
la pres10n atmosfenca.
10.2.1 Válvula de purga
Son válvulas instaladas lateralmente, en todos los puntos bajos del
do (no deben ubicarse en tramos planos), como se indica en las
10.1 y 10.6, donde haya posibilidad de obstrucción de la sección de
por acumulación de sedimentos, facilitando así las labores de limpieza
la tubería.
La derivación se hace por medio de una te cuyo diámetro mínimo es de
(5 cm).
En la tabla 10.1 se indican los diámetros de dicha derivación según el r~ ... ;,.,.,,._
tro de la tubería principal, la cual se basa en el criterio de 114 del
principal.
Detalle de
la Ventosa
Tuberfa
Principal
Desarenador
/
Tabla 10.1
Diámetro de la válvula de purga
Píezométrica normal
con purga cerrada
•,
Tubería principal
Diámetro (Pig)
3 ·10
12 ·14
16-20
24.30
32-38
;a: 40
Purga
Diámetro (Pig)
Piezomé trica sin ventos a¡··· ...•... _·· ..
2
3
4
6
8
10
Figura 10.7 Ubicación de la ventosa y detalle de la válvula.
Estas válvulas tienen varias funciones: 1) expeler el aire de dentro de la
bería durante su llenado; 2) expulsar el aire que tiende a acumulars e en
puntos altos, y 3) admitir aire en el caso de operación de una válvula
purga que pueda crear presiones negativas en la tubería (ver figura 10.7).
1
Como criterio general, el diámetro de la ventosa es 1!2 del diámetro de
1
tubería principal y en todo caso mayor de h".
10.2.3 Válvulas de control
Además de los elementos vistos anteriorm ente, se deberán instalar válvu
las de control al comienzo de la conducció n, al final y cada 1000
Mediante estas válvulas se podrán aislar tramos de tubería en caso de rotura de ésta.
10.2.4 Materiales y presiones de trabajo
Las tuberías utilizadas para conduccio nes forzadas son construida s con
rentes materiales. Los materiales más comunes son acero,
hierro fundido, concreto o plástico (PVC), con diferentes
de rugosidad según se observa en la tabla 10.5.
Todas las tuberías son construid as para resistir diferentes presiones de
trabajo, y aun dentro del mismo material hay diferentes especificaciones
de presión. En otras palabras, existen diferentes "clases" de tuberías según sean sus especificaciones de construcc ión.
En las tablas 10.2 y 10.3 se presentan algunos valores de presión máxima
trabajo y diámetros comerciales de tuberías en asbesto-ce mento y PVC.
Cua?_do 1~ ~resión en ~n punto determin.ado del trazado sobrepasa la
pres10n maxtma de trabaJO, se pueden dar diferentes solucione s a saber:
a) Modificac ión del trazado de la tubería. En ocasiones resulta más conveniente cambiar el alineamie nto horizonta l de la tubería con el fin de
salvar el accidente topográfi co causante del problema . En otras ocasiones puede resultar una longitud de tubería mucho mayor que no compensa el sobrecost o de aumentar la clase de la tubería.
este caso se
b) Cambiar la "clase" de la tubería o el material de ésta.
deberá c.amb.iar el tramo que .se encuentre con presiones mayores de las
de traba¡o. St se trata de presiOnes extremad amente altas, se deberá emplear tubería ,de acero que puede llegar a resistir presiones del orden de
la figura 10.8 se ilustra un trazado bajo estas condil~s 80 kg/cm~.
se
Ciones, en el cual hace necesario cambiar la clase de la tubería en los
puntos 1, 2 y 3.
e) Construc ción de cámaras de quiebre de presión. Estas cámaras
construida~ ~n los puntos A y B (en el caso del ejemplo de la figura
10.8), modtfican la línea piezomét rica logrando en estos puntos una
presión igual a la presión atmosféri ca y reduciend o la presión en los
puntos críticos. Este tipo de cámaras se ilustra en la figura 1O. 9.
Presiones
excesivas
Tabla 10.2
Clases de tubería de asbesto-cem ento (Eternit)
Clase
Presión máxima
servicio (kg/cm'
30
25
20
15.0
12.5
10.0
'15
7.5
10
5.0
Serie de diámetros disponibles comercialm ente
(Pig)
2,3,4,6, 8, 10, 12, 14, 16,18,20,2 4
2, 3, 4, 6, 8, 1O, 12, 14, 16, 111; 20. 24
4,6,8, 10, 12, 14, 16,18,20,2 4
6,8, 10, 12, 14, 16, 18,20,24,2 8
28
1 1
10, 1
Tabla 10.3
Relación diámetro-esp esor (RDE) para tuberías de PVC (PAVCO Unión Z)
ROE
21
26
32.5
41
Presión máxima
de servicio (kg/cm2)
14.06
11.25
8.79
7.03
Serie de diámetros disponibles comercialm ente
(Pig)
1
Cámara de quiebre
de presión
Aumento de la ~
clase de tubería
2, 2 1 ~.3,4,6,8, 10,12
2, 2 1/2,3, 4, 6, 8, 10, 12
3,
4, 6, 8, 10, 12
12
Figura 10.8 Presiones de trabajo excesivas.
178
CONDUCCIÓN: DESARENADOR- TANQUE DE ALMACENAMIENTO
nales de rugosidad. Otro factor de modificación de la rugosidad es la corrosión de la tubería,.}~ c~al se ma~üfiesta por medio de "tubérculos" que
aparecen en la superftcte mterna (ftgura 10.10, caso (e)). Este fenómeno es
más controlable que el de la incrustación, ya que es posible revestir adecuadamente la superficie interna de la tubería.
--
Entrada
l
0.2
A
A
m
minimo
Salida
1
b
Compuerta
~i
179
-
-
Salida
"'o
Lavado
CORTE A·A
PLANTA
CORTE B·B
Figura 10.9 Cámara de quiebre de presión.
10.3 CÁLCULO DE LA
LíNEA DE CONDUCCIÓN
Una de las fórmulas más empleadas para el cálculo hidráulico de
forzadas es la de Hazen - Williams. Ésta es una fórmula empírica
·
tante del análisis estadístico de una gran cantidad de datos
les. Es aplicada satisfactoriamente para cualquier material entre 0.05 m
3.50 m de diámetro. Su formulación es la siguiente:
Q = o.27&s
en donde:
Q
D
J
C
e D 2.63 1 o.s4
= Caudal (m3Js) = Diámetro interno de la tubería (m)
= Pérdidas de carga unitaria (rn/m de conducción)
= Coeficiente de rugosidad de Hazen-Williams
10.3.1 Coeficiente de rugosidad, C
El coeficiente de rugosidad es función principalmente del material de
tubería y del estado de las paredes del tubo. Con el tiempo se nr~•.,Ptll"<l1r<Í
incrustaciones de calcio y magnesio (elementos contenidos en el agua)
las paredes de la tubería, modificando así la rugosidad; este fenómeno
especialmente crítico para tuberías de acero o hierro fundido
10.10, caso (b)). Los tubos de concreto, asbesto-cemento, cobre y
co mantienen por un mayor período de tiempo sus características
(a)
(b)
(e)
Figura 10.10 Modificación del coeficiente de rugosidad. (a) Tubería original. (b) Incrustaciones.
(e). Corrosión.
La tabla 10.4 presenta la alteración que sufren las tuberías de acero y hierro fundido con el tiempo. Como se puede observar, estos materiales son
muy susceptibles de alteración y por lo tanto se recomienda diseñar la tubería con un valor de C de la tubería en uso, aun cuando el valor de C
original es de interés para conocer el caudal inicial.
Tabla 10.4
Reducción porcentual de las características de rugosidad
para acero y hierro fundido, según Hazen-Williams
Diámetro
Años
Nueva
20
30
4"
30"
100
68
58
100
77
La tabla 10.5 indica algunos valores comunes de C para diferentes materiales; allí también se observa la reducción gradual del coeficiente de rugosidad con el tiempo.
180
Tabla 10.5
Coeficientes de rugosidad típicos
Material de la tubería
C
Acero remachado (nuevo)
Acero remachado (usado}
Acero soldado
(nuevo)
Acero soldado
(usado)
Hierro fundido
(nuevo)
Hierro fundido
(15-20 años)
Hierro fundido
(> 20 años)
Concreto (buena terminación)
Concreto (terminación común)
Asbesto-Cemento
11 O
85
130
90
130
100
90
130
120
140
150
10.3.2 Pérdida de carga unitaria, J
En el caso del diseño de la línea matriz (tanque de almacenamiento a la
red de distribución), es necesario fijar una determinada presión en el punto de entrada a la red y por lo tanto las pérdidas de carga deben ser menores que e1 desnivel máximo entre los dos puntos de la conducción.
La pérdida de carga, J, será igual entonces a la diferencia de niveles dividida por la longitud de conducción. Dicha longitud corresponde a la longitud real de tubería, pero en el caso de tener pendientes pequeñas puede
tomarse la longitud horizontal medida sobre planos más un porcentaje
que varía entre 1 y 4% dependiendo de lo accidentado del terreno. En resumen:
(10.2)
Frecuentemente el diámetro necesario para conducir un caudal determinado con una pérdida de carga dada no corresponde a un diámetro comercial. Dependiendo de la magnitud de los diámetros se pueden dar dos
soluciones:
1) Tomar el diámetro comercial superior en toda la longitud de la conducción, con lo cual se aumenta el costo y el caudal transportado:
2) Obtener una combinación de diámetros en una determinada longitud,
de tal manera que la carga total disponible sea igual a la suma de la carga necesaria en cada uno de los tramos. Es decir:
(1 0.3)
10.3.2.1 Pérdidas de carga localizadas
Estas pérdidas corresponden a las ocasionadas por los accesorios, tales
como pérdidas por entrada y salida, válvulas y codos.
La expresión generalizada de estas pérdidas es:
(10.4)
Según la ecuación de continuidad:
Vz
Figura 10.11 Pérdida de carga en una conducción forzada.
En la conducción entre el desarenador y el tanque de auu<tl.c:Lt.:tuu"'"~'-'•
busca igualar la pérdida de carga total con el desnivel máximo que
el terreno. En otros términos, se está elevando la pérdida de carga al
ximo con el fin de que resulte el diámetro más pequeño posible y
tanto la conducción más económica.
A¡
= -
Az
(1 0.5)
V1
y reemplazando la ecuación 10.5 en la ecuación 10.4, se tiene:
v2
v2
h¡=(l- A~) Jt=K-¡;
A
2
En la tabla 10.6 se presentan algunos valores aproximados de K.
(10.6)
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
182
CONDUCCIÓN: DESARENADOR- TANQUE DE ALMACENAMIENTO
Las pérdidas por cambio de dirección pueden ser calculadas mediante
siguiente expresión:
h¡=0.25
~--re
9o
zg
~
~
e~
(1
V
183
1 0
1
eri donde: 8 es el ángulo del codo, que puede ser de 90°, 45°, 22 1z u 11 ; 4°.
El tipo de codo necesario para hacer un cambio de dirección en el alineamiento horizontal o vertical se determina de acuerdo con el siguiente criterio:
Una vez hecho el perfil en una escala adecuada (por ejemplo H=1:1000,
V=1:200) y respetando la profundidad mínima a la clave (1.00 m), se determina la suma o diferencia de las pendientes de los alineamientos en
cuestión de acuerdo con la figura 10.12.
Diferencia de
pendientes
Figura 10.12 Suma o diferencia de pendientes para la selección del codo necesario. Suma de
pendientes si hay cambio de signo. Diferencia de pendientes si no hay cambio de signo.
Tabla 10.6
Coeficientes de pérdida de algunos accesorios
Elemento
Reducción gradual *
Ampliación gradual *
Compuerta abierta
Válvula abierta:
de ángulo
de compuerta
de globo
Te de paso directo
Te de paso lateral
Te salida bilateral
Válvula de pie
Válvula de retención
Entrada normal al tubo
Entrada de borda
Salida del tubo
*
Suma de
pendientes
K
Tabla 10.7
Selección del codo según la suma
o diferencia de pendientes
0.15
0.30
1.00
5.00
0.20
10.00
0.60
1.30
1.80
1.75
2.50
0.50
1.00
1.00
Con base en la velocidad mayor
Con el valor de la suma o diferencia de pendientes, se entra a la tabla 10.7
y se selecciona el codo o la combinación de codos apropiados. Esta tabla
está basada en el hecho de que la campana en cada extremo del tramo de
tubería permite una deflexión máxima de 5°.
La suma de todas las pérdidas locales debe restarse a la pérdida de carga
disponible por nivel, ya que parte de esta energía se requiere para vencer
dichas pérdidas.
Suma o diferencia
de pendientes
14%- 30%
31%- 53%
54%- 83%
84%-119%
120%-180%
10.4
Codo
45°
ANCLAJES O MUERTOS
En los cambios de alineación horizontal o vertical se generan esfuerzos
que deben ser absorbidos por los anclajes, los cuales pueden ser de concreto ciclópeo o armado.
10.4.1
Empuje de la tubería
En ,c~alqui~r ti~o de anclaje se presentan esfuerzos debidos a la presión
estauca y dmám1ca a la que es sometido el fluido transportado.
El esfuerzo de presión estática indicado en la figura 10.13 es:
E = 2 y HA sen ( ~ )
(10.8)
PARA ACUEDUCTOS Y
ELEMENTOS DE
siendo
E
y
H
A
=
=
=
=
Esfuerzo estático (kg)
Peso específico del agua (1000 kg/m3 )
Altura de la columna de agua (m)
Área de la sección del tubo (m2)
CONDUCCIÓN: DESARENADOR -TANQUE DE ALMACENAMIENTO
185
A su vez, el esfuerzo debe ser resistido por la componente de esfuerzos
admisibles del suelo y la fricción desarrollada entre el concreto y el suelo.
La expresión de la resistencia admisible del suelo es:
(10.11)
en donde:
A
=
=
E
Gadm
t
=
Área de la superficie resistente
Empuje debido a la presión estática
Resistencia del terreno obtenida de un estudio del
suelo o de la tabla 10.8, la cual da la resistencia
admisible verticalmente. La resistencia en la dirección
horizontal puede tomarse como 112 o 1/4 de la
resistencia vertical.
= PA
Tabla 10.8
Esfuerzo admisible vertical típico,
omáx
Terreno
Arena suelta o arcilla blanda
Arena fina compacta
Arena gruesa medianamente compacta
Arcilla dura
Roca alterada
Roca inalterada
Figura 10.13 Empuje de presión estática.
El esfuerzo de presión dinámica es el esfuerzo debido a la fuerza
fuga, calculado mediante la siguiente ecuación:
e=
2
~A v2 sen ( ~)
2~
2
)
sen (
2
2
4
3- 10
20
La expresión de la fricción es:
El esfuerzo total será entonces la suma de los dos esfuerzos anteriores,
lo que resulta la siguiente expresión:
T = 2 YA ( H +
<1
~)
En la mayoría de los casos el empuje debido a la presión dinámica es
preciable, ya que la magnitud de H es mucho mayor que la de la altura
velocidad.
10.4.2 Cálculo del anclaje
El empuje, calculado anteriormente, es transmitido al suelo de
maneras, según sea el anclaje: si el codo es horizontal, el esfuerzo es
mitido a la pared de la excavación; si el codo es vertical, el esfuerzo
transmite al suelo en la base del anclaje.
Eh± Ev = P tg <jJ max
en donde:
Eh
=
tg <j> max=
(10.12)
Componente horizontal del empuje
Componente vertical del empuje
Coeficiente de fricción del concreto sobre el suelo
(tabla 10.9)
Cuando la fuerza del empuje forme un ángulo, a, con la horizontal, se
tendrá que:
Eh= Ecos a
Ev =E sen a
(10.13)
CONDUCCIÓN: DESARENADOR -
TANOUE DE ALMACENAMIENTO
187
10.4.3.2 Codo en el sentido vertical inferior
En caso contrario:
El dimensionami ento de los anclajes se hace por tanteos, aunque la ·
ma topografía y la longitud del codo limitan algunas de las dimensiones.
Tabla 10.9
Coeficiente de fricción, tg <l>máx
Terreno
tg <l>máx
Arcilla húmeda
Arcilla seca
Arena arcillosa
Arena sin Hmo ni arcilla
Grava
0.30
0.35
0.40
0.50
0.60
H
o-má>c
Tiiiiliiiiii Ti TT
o-máx.
L
10.4.3 Tipos de Anclajes
jj¡¡jji
B
Figura 10.15 Anclaje de un codo en sentido vertical inferior.
10.4.3. 1 Codo en el sentido horizontal
El empuje, en el caso de un codo horizontal como el indicado en la figura 10.4, es:
O'max
E=Ptg$max +LH-2en donde:
P =
H=
L=
Peso del anclaje
Altura del anclaje (limitada por el diámetro de la
tubería y la profundidad de la zanja)
Longitud del anclaje (limitada por la longitud del
codo, ya que las uniones de éste deben quedar por
fuera del anclaje)
La fricción en este caso resulta ser despreciable, si se considera la fuerza
centrífuga como despreciable. Por lo tanto, el suelo debe resistir el peso
del anclaje y el empuje del codo como se indica en la figura 10.15.
P + E = B L omax
(10.16)
10.4.3.3 Codo en el sentido vertical superior
H
Figura 10.16 Anclaje de un codo en sentido vertical superior.
o-máx.
2
Figura 10.14 Anclaje de un codo horizontal.
El peso del anclaje debe como mínimo ser igual al empuje de la tubería.
El suelo en este caso es un elemento pasivo y la clave del diseño es el cálculo
del amarre del codo al anclaje.
CONDUCCIÓN: DESARENADOR - TANQUE DE ALMACENAMIENTO
188
10.5 DIMENSIONES DE LAS
ZANJAS
#A
189
#A
8
.
La conducc ión de agua para consum o humano debe hacerse
con el fin de evitar cargas inadecua das, choque~ o actos de ~andah
Para ello, debe excavarse una zanja como la indtcada e~ la ftg~r~ 10.17
Se puede adoptar como criterio ge~eral que la pr~fundtdad m1mma a
cota clave de la tubería (parte supenor de la tubena) debe ser de 1.00
aunque este valor puede ser menor, como en e} c.aso de las tuberías
hierro fundido (0.60 m) y el de las tuberías de plasttco o PVC (0:8.0 m).
criterio de 1.00 m también puede ser modifica do según las condtcw nes
,
.,
la carga esperada sobre la tubería enterrad a.
mas
tubo
del
dtame.tro
el
como
tomado
ser
El ancho de la zanja puede
cm o 50 cm, de acuerdo con las especificaciones del dtseño y con la
sobre la tubería.
La carga del terreno sobre la tubería puede ser calculada con la "'""'"""'·"""'
ecuación:
:S
//~
o
1.5
H
~
#A
E9
........
0.7
~
-#A
o
Figura 10.17 Dimensionamiento de zanjas.
en donde:
P =
C=
y =
B=
Carga vertical (kg/m)
Coeficie nte experim ental (tabla 10.10)
Peso específico del material de relleno húmedo
Ancho de la zanja
Tabla 10.10
Coeficiente experimental, C
H/B
Material de Relleno
Tierra ordinaria saturada
Arena y grava
Arcilla saturada
1.0
2.0
4.0
6.0
8.0
10.0
0.8
0.8
0.8
1.5
1.5
1.5
2.2
2.3
2.6
2.6
2.8
3.3
2.8
3.1
3.8
2.9
3.2
4.1
La tubería debe asentarse sobre una capa de material de relleno, el
debe estar exento de materia orgánica.
10.6
GOLPE DE ARIETE
10.6.1 Mecanismo del golpe de ariete
Debido a la magnitu d e importan cia de la conducc ión, es importa nte tener en cuenta el efecto de este fenómen o en la tubería.
Se denomin a "golpe de ariete" el efecto de choque violento o sobrepre sión súbita produci do sobre las paredes del conduct o forzado, al modificarse de manera instantán ea el movimie nto del fluido como puede ocurrir
en el caso del cierre repentin o de una válvula.
El mecanis mo del golpe de ariete es el siguiente:
Inicialm ente la tubería conduce el agua en condicio nes normale s a una
velocidad V. Idealiza ndo el fluido como una serie de láminas, en el momento del cierre de la válvula indicada en la figura 10.18 sucede lo siguiente:
a) La lámina contigua a la válvula se comprim e y conviert e su energía de
velocidad en energía de presión, causand o la dilatació n de la tubería en
el punto 1 y una dilatación elástica de la lámina. Lo mismo sucede con
las láminas aguas arriba (2, 3, ... n) y se produce una onda de sobrepre sión en la direcció n de aguas arriba.
b) Al llegar la onda de sobrepre sión a la última lámina (lámina n contigua
al tanque), ésta tiende a salir de la tubería con una velocidad igual en
CONDUCCIÓN: DESAAENADOR- TANQUE DE ALMACENAMIENTO
190
magnitud pero de sentido contrario a la que tenía el agua antes de interrumpirse el flujo (-V). Como la extremidad inferior está cerrada, se
produce una depresión interna de las láminas y se genera una onda
depresión de magnitud igual a la onda de sobrepresión, la cual se pro·
paga en la dirección de aguas abajo.
Sobre presión
191
T=-ª
e
+
+
Depresión
Caso Teórico
Caso Real
Figura 10.19 Diagrama de sobrepresión y depresión, para los casos teóricos y reales.
El valor de celeridad o velocidad de propagación de la onda puede ser
calculado mediante la fórmula de Allievi:
9900
C=------
Figura 10.181dealización del mecanismo del golpe de ariete.
(10.19)
V48.3 +k D
e
El tiempo en que la lámina 1, contigua a la válvula, ha permanecido en
estado de sobrepresión es:
- 2L
T -e
en donde: L =
C=
T=
Longitud hasta el depósito (m)
Velocidad de propagación de la onda o celeridad
(m/s)
Fase o período de la tubería (s)
e) Debido a la depresión de la lámina, el agua tiende a ocupar nuevamente la tubería con la misma velocidad inicial y regresa nuevamente a la
condición original (caso a)).
La fricción a lo largo de la tubería y la elasticidad de la misma constituyen factores amortiguadores de estas ondas de sobrepresión y depresión,
haciendo que el fenómeno disminuya en magnitud con el tiempo (figura
10.19).
en donde:
e =
k
=
=
=
k
=
D
e
Celeridad de la onda (m/s)
Diámetro del tubo (m)
Espesor de la pared del tubo (m)
Relación entre el módulo de elasticidad del agua
y el del material de la tubería
10 10/Etubería {tabla 10.11)
Tabla 10.11
nelación de módulos de elasticidad del agua
y del material de la tubería
Material de la tubería
Acero
Hierro fundido
Concreto
Asbesto-cemento
Plástico
K
0.5
1.0
5.0
4.4
18.0
192
CONDUCCIÓN: DESARENADOR - TANQUE DE ALMACENAMIENTO
Tiempo de cierre (tiempo de maniobra)= t
Si la maniobra es rápida, la válvula quedará completamente cerrada
de comenzar a actuar la onda de depresión.
T < lL
=*'
193
En el caso de una maniobra lenta (T > 2LIC), la sobrepresión será:
2L V
gt
(10.23)
Sobrepresión máxima
siendo
t
= Tiempo de maniobra
Si el tiempo de cierre es lento, la onda de depresión llegará a la vál
antes de que se halle ésta completamente cerrada.
T > lL
e
=*'
Maniobra lenta
h
a
=CLV
gt
-~­
1
10.6.2 Cálculo de la sobrepresión
En el caso de una maniobra rápida (T < 2LIC), la sobrepresión
será:
L
Figura 10.21 Distribución de presión por maniobra lenta.
siendo:
ha =
V =
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.
Sobrepresión (m de agua)
Velocidad (m/s)
10.6.3 Medidas contra el golpe de ariete
L _ CT
2
ha =
L
Figura 10.20 Distribución de la presión por maniobra rápida.
cv
g
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 mis a 3.0 m/s).
b) Cierre lento de las válvulas mediante la colocación de un volante de
gran diámetro.
e) 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 Lis= 0.013 m3 /s
Material de la tubería: asbesto-cemento
C= 140
Clase de la tubería = 20
Presión de trabajo máxima = 1Okg/ 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 10.22 Pozo de oscilación.
Desarenador
Caseta de
cloracíón
Válvula de
Purga
1
Figura 10.24 Conducción Desarenador Caseta de cloración. Corte longitudinal.
Desarenador
Figura 10.23 Cámara de aire comprimido.
1o. 7
/
Caseta de
el oración
EJEMPLO DE DISEÑO
Cálculo de la conducción: Desarenador - Tanque de almacenamiento
Válvula de
purga
Válvula de
control
Las condiciones del presente diseño son las siguientes:
codo
22.5°
Figura 10.25 Conducción: Desarenador Caseta de cloración. Planta.
Salida del desarenador
Cálculo del diámetro
Q = o.2785 e D 2·63 ]0 54
Nt..Nz
1 =-¿-==
D -- (
0.2785
98.86-55.20
X
=0.133m
( 2gvz)· 4"
• 0 .020 m1m
0 013
·
140 X (0.020) 0·54
)_l
63l.
o. 11 m= 4 .20"
l
Codos verticales:
vz
=
- r-;;:-
h¡= 0.25- 'f. n ·\f ~90
2g
h¡ 0.25
y2
98.56
Codos horizontales: 1 codo de 90°
1 codo de 22 1/ 2°
)0.54
1t = 0.025 m/m
Vt
= 0.30 m
a) Pérdidas por cambio de dirección:
1
0.013
= 0.2785 X 140 X (4x0.254)2· 63
y2
Verificación de las pérdidas
H = }¡Lt + ]zLz = 98.86- 55.20 = 43.66 m
1 (
d + 1.5
Cota fondo del tanque de recolección en el desarenador
Cota supuesta en el diseño del tanque = 98.56 m
Se debe entonces determinar la combinación de diámetros y
en 4" y 6".
En este caso no es conveniente utilizar un solo diámetro (6"), ya que
caudal en estas condiciones sería excesivo en comparación con el
de diseño.
D¡ .. 4 "
~
X
0.133
X
r;;;;-J
r;;-;-+ 2x·\J~
r;:+ 1 -\J~
[1 .\Jit
X-
X-
= 0.133 m
1.62 mis =>
h¡= 0.07 m
1
D2 =6,
)o.s4
0.013
12 (
= 0.2785 X 140 X (6xQ.254)2·63
h
=
X
v21
0.004 m/m
v2 = 0.72 m/s
43.66 ""0.025
b) Pérdidas por válvula de control:
Válvula de compuerta abierta: k= 0.2
No. de válvulas 2
[¡ + 0.004
vz
=>
X
zt
h¡=k
=
0.026 m
(L - Lt)
e) Pérdidas por entrada normal al tubo:
h¡= 0.5
L - 43.66- 0.004 X 2171.5
1
0.025 - 0.004
L 1 = 1646.61 m
L2 = 524.89 m
g =0.4x0.133=0 .05m
2
2g
= 0.5 X 0.133 = 0.06 m
d) Pérdidas por la te:
de paso directo (purga): k = 0.6
de paso lateral (salida desarenador): k= 1.3
y2
h¡= (0.6 + 1.3) 2g 1
1.9 x 0.133 = 0.25 m
CONDUCCIÓN: DESARENADOR- TANQUE DE ALMACENAMIENTO
DE DISEÑO PARA
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:
e) Pérdidas por ampliación gradual (de 4" a 6"): k=0.3
v2
g1
2
h¡= 0.3
= 0.3 x 0.133 = 0.04 m
ha= CgV = 1013.8~
f) Pérdidas por salida de la tubería:
X
1.62 = 167. 12 m
v22
g = 1.0 x 0.026 = 0.03 m
2
h¡= 1.0
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 m
Pérdidas totales:
L h1 = 0.07 + 0.05 + 0.06 + 0.25 + 0.04 + 0.03 = 0.51 m
t
Con este valor se debe verificar nuevamente las longitudes reales de tubería en cada uno de los diámetros.
H
199
J
= 1L 1 + ]2L2 =
D 1 =4"
] 1=
98.86-55.20-0.51
=
= 2 L V= 2 x 1010 x 1.62 = 4.29 se
g Ha
9.81
X
g
77.64
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.
43.15 m
0.025 m/m
]2 -0.004 m/m
Elevación (m)
43.15
=
0.025
X
Ll + 0.004
X
(L- L¡)
L _ 43.15-0.004x2171. 5
1
0.025 - 0.004
L 1 = 1623.15 m
L2 = 548.35 m
Comprobación del golpe de ariete
Diámetro de la tubería = 4"
Cota de la válvula = 76.50
Distancia de la válvula al desarenador = 1000 m
según la tabla 10.11: k= 4.4
o
9900
e = - - - - - - - - = 1013.82 m/s
~ / ~
V
200
400
600
800
1000
1200
Abscisa (m)
x 4x25.4
8 .3 + 4.40.0229
1
_ 2 X (1000+10) _
T1013.82
- 1·99 seg
Figura 10.26 Perfil de la conducción. Resultados finales.
1400
1600
1800
2000
2200
unque no 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.
11.1
MEDIOS DE DESINFECCIÓN
La desinfección del agua se puede obtener por medio de cualquiera de los
procedimientos siguientes:
l. 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 adicionalmente
no 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 ozonificación 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 U nidos y en nuestro medio. Es un sistema 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 riemvo de contacto del cloro con el agua, de 15 a 20 minutos.
11.2
CASETA DE CLORACIÓN
En acueductos donde no se tenga una planta de purificación
nal, se debe proyectar una caseta de cloración ubicada antes del
almacenamiento como se indica en las figuras 11.1. y 11.2.
Pantalla
Flauta de
distribución
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
losmétodos vistos en el capítulo 5, por ejemplo un vertedero (rectangular
o triangular) o un medidor ParshalL
DOSIFICACIÓN DEL CLORO
Vertedero
El cloro se encuentra en tres estados físicos: gaseoso, líquido o sólido. El
equipo requerido para la dosificación del cloro depende del estado en que
éste se vaya a dosificar.
11.3.1 Cloro gaseoso en solución acuosa
El cloro gaseoso v,iene embalado en cilindros y para poder pasarlo a una
solución acuosa se requiere de agua a presión. Por la complejidad y peligrosidad en el manejo del doro gaseoso, este sistema es más utilizado en
plantas de purificación convencionales para acueductos de gran tamaño.
Figura 11.1 Caseta de cloración. Planta.
11.3.2 ·Aplicación directa del cloro gaseoso
Este sistema de aplicación del cloro gaseoso es utilizado en instalaciones
relativamente pequeñas, pero teniendo en cuenta que se requiere una
cierta infraestructura y adiestramiento de los operarios.
El esquema de la instalación necesaria para la dosificación del cloro gaseoso en forma directa se indica en la figura 11.3 .
..
11.3.3 Aplicación del cloro sólidQ o líquido
o
Flauta
Pozo de
lectura
l!:::========:::J
En poblaciones pequeñas resulta ser más económicoy fticil el empleo del
cloro en cualquierade estos dos estados. Loshipocloritos.(sales del ácido
hipocloroso) pueden ser obtenidos comercialmente en cualquiera de estas
formas. Algunos de ellosson:
H/2 minimo
Detalle del Vertedero
Figura 11.2 Caseta de cloración. Corte longitudinal.
de calcio:
El hipoclorito de calcio más usado es el HTH
(High Test Calcium Hypoclorite),el cual viene
en forma granular, polvo o tabletas. Su aplicación
puede ser directa o mediante la preparación previa de una solución acuosa.
Hipoclorito de sodio: Este hipoclorito viene en forma líquida en diferentes concentraciones. Por ejemplo el Penclorito
130 (130 g/L).
Hipoclorito
{H
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y
CLORACIÓN
207
Control de
dosificación
Rotámetro
Filtro
Tanque~
.________---{@
.._ '
d
Valvula re uctora
de presión
Orificio
Solución
de Cloro
Canal
----+
Figura 11.4 Dosificación por orificios flotantes.
Figura 11.3 Aplicación de cloro gaseoso en forma directa.
El cloro es un elemento muy corrosivo y por lo tanto se debe tener
caución en su manejo; adicionalmente los equipos empleados deben
de materiales resistentes a la corrosión.
Los hipocloritos líquidos son dosificados mediante el empleo de "hipo~
doradores", los cuales son bombas de desplazamiento positivo, de dia..:
fragma o pistón como las indicadas en la figura 7.1, con elementos
resistentes a la corrosión del cloro.
Para hacer la dosificación de un hipoclorito, es necesario hacer una dilución 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
Un sistema rudimentario pero muy práctico, en el caso de soluciones individuales, es el empleo de un tanque en el cual se tiene un dosificador
que actúa por gravedad de tal manera que la carga hidráulica sobre los
orificios permanece constante independientemente del nivel de la solución.
Este sistema se ilustra en la figura 11.4, en donde se observa que la dosis
de cloro puede variarse aumentando o disminuyendo la cabeza, H, sobre
el orificio.
11.4
EJEMPLO DE DOSIFICACIÓN
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 cloro)
Gasto de Penclorito
.
Gasto de Penclonto
=
13 Lis x 1.5 mg!L x 86.4 = 1685 g Cl2 id
=
1685 g Cl2!d
l
130 g e 2/L
=
13 Lid
PARA ACUEDUCTOS Y
Al hacer la dilución para dosificación del 1% en peso, la co
será de 1.3 g/L. Entonces el caudal de la bomba dosificadora puede calcularse como:
q = 1.5 mg!L x 13 L/s = 19.5 mg/s = 15 mL/s
1300 m g/ L
1.300 m g/ L
12.1
GENERALIDADES
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 diario), 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.
En 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 un 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 adecuado 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 deber) ser disefíados
para el volumen horario demandado por la comunidad.
El material de construcción del tanque puede ser concreto o metal; su
forma puede ser rectangular o circular.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOs
212
TANOUE
REGULADOR
213
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.
Desarenador
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.
...___,______}\
r
Población
C=S
C=O
Red de
Distribución
Tanque de
Distribución
Figura 12.1 Tanque de distribución superiicial.
En teoría la red de distribución resulta más económica si el tanque se localiza en el centro de gravedad de la población; sinembargo , por razones
de espacio, esté'"ica y seguridad, lo anterior casi nunca es posible.
12.2
TIPOS DE TANQUES
Población
Cuando el tanque no ocupe el centro de gravedad, puede tener varias
funciones según su localización.
Figura. 12.3 Tanque de distribución y de compensación superiicial.
Tanque
elevado~ ¡,,,":''·'t---
Como se observa en la figura 12.3, cuando el consumo es nulo la totalidad del agua llega al tanque de compensac ión 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.
Bocatoma
12.3
Tanque
de succión
C =Consumo
S = Suministro
distribución
DISPOSICIÓN DE ACCESORIOS EN LOS TANQUES REGULADORES
Población
12.3.1 Tanque supeñicial
La siguiente es la disposición de las tuberías, válvulas y otros accesorios
en los tanques reguladores de compartimi ento simple y doble.
Figura 12.2 Tanque de distribución elevado.
TANOOE REGULADOR
ELEMENTOS
14
La salida de agua del tanque se hace por medio de una coladera localizada
a 20 cm del fondo del tanque. El desagüe se proyecta por el fondo y las
pendientes del fondo deberán ser del 2% como mínimo.
Compartimie nto simple
i
Rebosa---.
•
[]
~
7
a
De e!oración
-
Desagüe
Compartimie nto doble
En el caso anterior, durante las labores de lavado del tanque no se puede
dar regulación del volumen de agua, por lo que es conveniente diseñar
dos unidades en paralelo de manera que se obtenga la regulación mientras
se hace el mantenimient o de uno de los tanques. La línea de paso directo
deberá existir siempre para prever casos fortuitos o de reparación general
de todo el sistema.
En funcionamient o normal (ver figura 12.6), las válvulas 1, 2, 3 y 6 estarán
abiertas y las válvulas 4, 5 y 7 estarán cerradas. En el caso de tener que sacar
de servicio el tanque de la izquierda, se abrirán las válvulas 1, 6 y 4 y se ce-
o
..
w
~
215
T
[gJ
A la red
1
Paso directo -....._
de cloración
paso directo
Figura 12.4 Accesorios del tanque regulador superficial de compartimiento simple.
\.
Bajo condiciones normales de operación, las válvulas 1 y 3 estarán_ abi:rtas y las válvulas 2 y 4 se encontrarán cerradas. Cuando hay~ que hmptar
el tanque, se deberán abrir las válvulas 2 y 4 y c:rrar las valvulas 1 Y 3,
dando paso al agua a través de la tubería de paso dtrecto.
1
Rebose
~
lL
~
-
A lar
Coladera
~
¡:{''i'{}l
=
Lavado
o
><
[±]
><
@]
\
___....
al desagl8
'i
(X
~
lo ¡directo
L
Figura 12.5 Tanque regulador superficial. Detalle de accesorios de salida.
alared
¡
----------------------------~
Figura 12.6 Accesorios del tanque regulador superficial de compartimiento doble.
TANQUE REGULADOR
rrarán las válvulas 2, 3, 5 y 7. En el caso del lavado del tanque de la
cha, se abrirán las válvulas 2, 3 y 5 y se cerrarán las válvulas 1, 6, 4 y 7.
12.3.2 Tanque elevado
Con el fin de obtener una relativa economía, se acostumbra utilizar
sola tubería que sirve de entrada y salida del tanque elevado. En estos
sos, cuando el suministro excede el consumo, el agua sobrante subirá
la tubería para llenar el tanque elevado y cuando el suministro s_e~ !nfe.:
rior al consumo, el agua bajará por la tubería para compensar el deftctt.
El caso de una sola tubería se ilustra en la figura 12.7, en la cual se obser-,
va que para las condiciones de operación normal, la :ál:Ula 1 estará
abierta y la válvula 2 estará cerrada. En el caso de mantemm1e nto del tanque elevado, se deberá invertir la operación de estas dos válvulas.
217
Se presentan dificultades en la operación del sistema de bombeo cuando
la profundida d del agua en el tanque representa un porcentaje muy elevado de la altura total de bombeo y adicionalme nte esta altura, por la misma concepción de operación del sistema, es muy variable. Estos casos se
solucionan colocando una tubería independien te para la entrada y otra
pa.ra la salida, dándose la disposición de accesorios mostrada en la figura
12.8.
Como la entrada al tanque se hace por la parte superior, descargand o a la
presión atmosférica, la altura dinámica de las bombas será constante y no
habrá variación del caudal bombeado por este concepto.
En funcionami ento normal, las válvulas 1 y 3 estarán abiertas, y las válvulas 2 y 4 se encontrarán cerradas. Para el lavado del tanque se abrirán las
válvulas 2 y 4 y se cerrarán las válvulas 1 y 3.
-
1t
1
1
1
1
del tanq ue
de succi ón
\
~~
7~".
del tanque
de succión __...,
11
v ...
1
1
r
~
\.,
_____.
,121
//~
~¡
//
__.
~
Jit
'\
al desagüe
[2]
\
----+
al d esagüe
3
a la red
a la red /
Figura 12.7 Tanque elevado con una sola tubería para alimentación y suministro.
Figura 12.8 Tanque elevado con tuberías de alimentación y suministro independientes.
TANOUE REGULADOR
12.4
CAPACIDAD DEL TANQUE DE DISTRIBUCIÓN
El volumen de almacenamiento del tanque debe ser calculado con base
los datos de consumo de la población y su distribución horaria. Por lo
ral esta información no se conoce y habrá necesidad de estimar estos
a partir de la extrapolación de datos conocidos en poblaciones semejantes.
La distribución horaria del consumo de una población depende en
parte de las costumbres de sus habitantes, pero en general se puede
blecer que siempre se presentarán unas horas de máxima demanda que
coinciden con las horas de las comidas. Estos valores máximos de '"''-H'"'"da serán más extremados en poblaciones pequeñas donde las costumbres
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.
e) La pendiente en cualquier punto representa el consumo instantáneo.
%
Qmáximo diario
100
~
90
80
V
70
% Qmd, Qmd m3's
//
60
/
50
/
40
1
:;
20 f- ....
o
o
........
/
30
10
J
~1
.........,
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
Hora
Figura 12.1 O Curva integral del consumo de la población.
o
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
Hora
Figura 12.9 Curva de distribución horaria del consumo de la población.
son más uniformes; ocurre lo contrario en poblaciones grandes debido
la heterogeneida d de las costumbres.
En cualquier caso, la curva de distribución horaria tendrá la siguiente
Las unidades de las ordenadas pueden definirse en términos del
taje del caudal medio diario, máximo horario o pueden darse directamen
te en unidades de caudal o volumen.
12.4.1 Método de la curva integral
A partir de la curva de distribución horaria se define la" curva integral", ~,M,,,.,,tif\
en cuenta los valores del consumo acumulado en un período de 24 horas.
Una vez determinada la curva integral del consumo se debe establecer la
c_orva del sumini~tro, la cual depende del tipo de tanque que se tenga, de
SI e_s ~n tanque alimentado por gravedad o por bombeo. Una de las caractensttcas de l~ curva integ~a~ del suministro es que tiene pendiente uniforme, e,s ?ectr que el sumtmstro es constante entre intervalos de tiempo
caractensttcos .
12.4.2 Cálculo de la capacidad del tanque alimentado por gravedad
La f.igura sigui~nte ilustra el caso de un tanque superficial alimentado por
gravedad. La !mea ABCDE representa la curva integral del consumo y la
:ec~a AE representa en este caso la curva integral del suministro, lo cual
mdtca ~ue para un suministro constante, al final del período de 24 horas
se .h~bra entregado un volumen correspondien te al caudal máximo diario.
Imctalmente la pendiente de la curva de suministro es menor que la del
co~sumo; se presenta, pues, un déficit de agua entre los puntos A y B de
la ftgura 12.11.
12.4.3 Cálculo 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 el
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.
En el caso de que el bombeo sea continuo durante el día, la determinación del volumen del tanque elevado será idéntica a la del caso del tanque
superficial alimentado por gravedad.
90
80
70
50
A
12
14
16
18
20
22
24
Hora
Figura 12.11 Curva integral del tanque regulador con suministro por gravedad.
A partir del punto By hasta el punto D, la pendiente de la curva des
nistro es mayor, con lo que se obtiene un sobrante ?e agua en este pe
do. Nuevamente, a partir del punto D, la pendtente de la c':r:a
suministro es menor que la del consumo, y esto representa un déftctt
·
continúa hasta el punto B del día siguiente.
El volumen del máximo déficit es señalado por el segmento BB', el
se puede obtener gráficamente desplazando paralelamente la recta
(curva se suministro) hacia arriba, hasta que esta sea tangente de la
de consumo. El volumen correspondiente al máximo sobrante es DD'
se encuentra de manera similar al punto de máximo déficit, desp
paralelamente la r~cta AE hacia abajo. El volumen total del tanque
entonces, la suma del máximo déficit y del máximo exceso (BB' + DD'
Por regla general, se puede establecer que el volumen ~el tanque . .
suma de las máximas diferencias por encima y por deba¡o del summ1
.
.,
con respecto al consumo.
A partir del máximo déficit, comenzará una recuperaciOn del mvel
tanque (se presenta un sobrante entre los punto~ B y J.? )• _lo qu~ si ·
que el tanque estará "vacío" en el punto de máxtmo defictt. De tgual
nera se deduce que el tanque estará "lleno" al presentarse el punto de
ximo sobrante.
Figura 12.12 Curva integral del tanque elevado y del tanque de succión.
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 AC
(durante el bombeo) y CD (no hay bombeo). Al igual que en el caso anterior, BB' representa el máximo défictt entre el bombeo y el consumo y
CC' 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').
TANQUE REGULADOR
El volumen del tanque de succión es determinado invirtiendo las curvas,
decir que la demanda del tanque de succión será ahora la curva de bombeo
el suministro a este tanque se realiza de manera continua por gravedad. En
caso particular de la figura 12.12, sólo se presenta un punto de máximo déficit (momento en el que se apaga la bomba) en el que el tanque estará
(punto C"). A partir de este momento el tanque de succión recupera su vo-.
lumen hasta llegar al punto D, momento en el cual estará completamente
lleno. El volumen del tanque de succión está representado por Vs.
En el caso de no disponer de la curva de consumo horario de la población, se puede obtener el volumen del tanque de almacenamien to utilizando unos porcentajes empíricos dados por diferentes normas:
El volumen del tanque de almacenamiento será en estos casos el mayor
·
valor entre:
a) 40% del consumo medio diario.
b) El25% del consumo medio diario más el volumén necesario para atender un incendio de 2 horas.
La aplicación de esta norma puede llevar a la utilización de volúmenes
excesivos; adicionalmente, no se contempla el caso de bombeo. En todo
caso resulta más conveniente diseñar el tanque de almacenamiento por el
método de la curva integral.
223
pued~ tomar un 25% a 30% de la suma de los volúmenes determinados
antenormen.t: para cubrir la demanda horaria y la demanda de incend'
Ios
de la poblacton.
12.4.6 Dimensionamiento del tanque superficial
Lue~o de ?aber ?btenido el volumen total del tanque se debe hacer un
p:ed~menstonamiento, el cual depende de consideraciones de tipo eco-
nomico:
a) A mayor ~rofundidad, mayor será el costo de los muros perimetrales y
menor sera el cost? de las placas de fondo y de cubierta.
b) ~enor profundi¿ad, mayor será el costo de las placas de cubierta y
on o Y menor sera el costo de los muros perimetrales.
t
C:~mo gu_í~ de predimensionamiento, se puede emplear la siguiente relaCion empmca:
(12.1)
12.4.4 V9lumen adicional para incendios
En poblaciones pequeñas es innecesario y antieconómico prever un volumen adicional en el tanque de almacenamiento para satisfacer las necesidades del volumen de agua requerido para atender satisfactoriamente un
incendio. En el caso de ser necesaria la previsión de este volumen de agua,
se debe tener en cuenta que la presión requerida en los hidrantes puede
ser obtenida mediante bombas del cuerpo de bomberos.
Un hidrante debe descargar como mínimo 5 L/s y estar montado sobre una
tubería de diámetro mínimo de 3 pulgadas. Por otra parte, el volumen adicional debe corresponder a un incendio de 2 horas de duración.
Para poblaciones entre 10000 y 20000 habitantes, un incendio se considera servido por 2 hidrantes. Para poblaciones mayores de 20000 habitantes, se debe prever la posibilidad de dos incendios simultáneos así: un
incendio en zona industrial atendido por 4 hidrantes y otro incendio en
zona residencial atendido por 2 hidrantes.
12.4.5 Volumen adicional para emergencias
El criterio para la determinación del volumen adicional necesario para
atender emergencias depende de las condiciones de la localidad y del criterio mismo del diseñador. Si se ha de tener en cuenta este volumen, se
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
<3
2.0
4-6
1.8
7-9
1.5
10-13
1.3
14-16
1.0
>17
0.7
De la relación ant~rior se deduce que la profundidad mínima de un tanque de almacenamiento es de 2 m.
TANQUE REGULADOR
12.5
225
EJEMPLO DE CÁLCULO
Este ejemplo de cálculo se hace bajo las siguientes condicion es:
Caudal máximo diario= 13 Lis= 0.013 m 3/s ·= 1132.74 m 3 /d
Distribuc ión horaria del consumo (expresad a como un porcentaj e
caudal máximo diario):
Consumo
horario
(%)
Hora
12- 13
9.0
18 19
5.0
8.0
13- 14
5.0
19-20
9.0
8-9
7.0
14-15
3.0
20 21
8.5
1.0
9-10
4.0
15- 16
2.5
21-22
2.0
2.0
1 o- 11
3.0
16-17
3.0
22 23
1.5
11 - 12
5.5
17- 18
3.5
23 24
1.0
Consumo
horario
(%)
Hora
6-7
9.5
1.0
7-8
2-3
1.0
3-4
4-5
Consumo
horario
(%)
Hora
o- 1
1.0
1 -2
Hora
%Qmd
1~¡--:---,--:---;--::--:--~--~
--~~--~--~
30
~
Para el diseño se estudiarán las siguientes alternativa s:
a) Suministr o por gravedad a un tanque superficia L
b) Suministr o por bombeo a un tanque elevado desde las 6 hasta las 10
horas y desde las 16 hasta las 20 horas.
Determinación del volumen
10
o~=p~~~-+--~~~----~--l-_L_J
-10
-~~~~~~~~~~~_l~_L~~~~~~~~~
o
10
12
14
16
18
~
22
24
Hora
-Curva Consumo ····· Curva Suministro
La determina ción gráfica del volumen del tanque por el método de la
curva integral se observa en la figura 12.13 y la solución analítica se presenta en la tabla 12.2. Las solucione s al suministr o por bombeo se presentan en la figura 12.14 y en la tabla 12.3 para el tanque elevado, y en la
figura 12.15 y la tabla 12.4 para el tanque de succión.
Figura 12.13 Cálculo gráfico del volumen del tanque superficial.
o- 1
1.00
1.00
4.17
4.17
3.17
3.17
1 -2
1.00
2.00
4.17
8.33
3.17
6.33
2-3
1.00
3.00
4.17
12.50
3.17
9.50
3-4
1.00
4.00
4.17
16.67
3.17
12.67
4-5
2.00
6.00
4.17
20.83
2.17
14.83
5-6
4.00
10.00
4.17
25.00
0.17
15.00
140
6-7
9.50
19.50
4.17
29.17
-5.33
9.67
130
7-8
8.00
27.50
4.17
33.33
-3.83
5.83
8-9
7.00
34.50
4.17
37.50
-2.83
3.00
120
110
9-10
4.00
38.50
4.17
41.67
0.17
3.17
11.17
45.83
1.17
4.33
12.33
50.00
-1.33
3.00
11.00
10- 11
3.00
41.50
4.17
11 - 12
5.50
47.00
4.17
%Qmd
12-13
9.00
56.00
4.17
54.17
-4.83
-1.83
6.17
13- 14
5.00
61.00
4.17
58.33
-0.83
-2.67
5.33
14- 15
3.00
64.00
4.17
62.50
1.17
100
90
70
1
60
50
...
/1¿
~\
-1.50
6.50
40
30
/
J/
15- 16
2.50
66.50
4.17
66.67
1.67
0.17
3.00
69.50
4.17
70.83
1.17
1.33
9.33
17- 18
3.50
73.00
4.17
75.00
0.67
2.00
10.00
20
10
18- 19
5.00
78.00
4.17
79.17
-0.83
1.17
9.17
o
19-20
9.00
87.00
4.17
83.33
-4.83
-3.67
4.33
20-21
8.50
95.50
4.17
87.50
-4.33
-8.00
0.00
-10
·20
21 -22
2.00
97.50
4.17
91.67
2.17
-5.83
2.17
22-23
1.50
99.00
4.17
95.83
2.67
-3.17
4.83
23-24
1.00
100.00
4.17
100.00
3.17
0.00
8.00
7~
~/
o
~
//
7
2
4
6
/
/
\ /
7• 9.5% /
17
7 7/
16- 17
Columna No. 8:
~
80
8.17
Columna No. 1:
Columna No. 2:
Columna No. 3:
Columna No. 4:
Columna No. 5:
Columna No. 6:
Columna No. 7:
/
/
/
...-------
/
16.5% "/
/
J/ /
1
~
~
\Lle no
'
7
/
/
/
/
8
10
12
14
16
18
Hora
1-
~
Curva Consumo- -Curva Suministro
Intervalos de tiempo.
Consumo horario.
l: columna No. 2. CuNa integral del consumo.
100%/24 =Suministro horario continuo.
l: columna No. 4. CuNa integral del suministro.
Columna No. 4- columna No. 2. DéfiCit horario.+: acumula, -: descarga.
l: columna No. 6. Déficit acumulado. Se observan los puntos de máximo déficit
(8.00%) y máximo sobrante (15.000/.,). El volumen del tanque es la suma de los
dos va¡g;es anteriores (23.000/.,).
Vn. 1 - columna No. 6. Volumen horario del agua en el tanque. Suponiendo el
volumen igual a cero para el punto de máximo déficit (hora: 20-21), se obtiene el
volumen máximo en el punto de máximo sobrante (hora: 5-6).
Figura 12.14 Cálculo gráfico del volumen del tanque elevado.
20
22
i
24
AcuEDUCTos Y
Tabla 12.3 Tanque elevado. Suministro por bombeo
o- 1
1.00
1.00
0.00
0.00
-1.00
-1.00
1-2
1.00
2.00
0.00
0.00
-1.00
-2.00
-3.00
-4.00
12.50
2-3
1.00
3.00
0.00
0.00
-1.00
3-4
1.00
4.00
0.00
0.00
-1.00
4-5
2.00
6.00
0.00
0.00
-2.00
-6.00
10.50
-4.00
-10.00
6.50
5-6
4.00
10.00
0.00
0.00
6-7
9.50
19.50
12.50
12.50
3.00
-7.00
9.50
7-8
8.00
27.50
12.50
25.00
4.50
-2.50
14.00
8-9
7.00
34.50
12.50
37.50
5.50
3.00
19.50
9- 10
4.00
38.50
12.50
50.00
8.50
11.50
28.00
1o - 11
3.00
41.50
0.00
50.00
-3.00
8.50
25.00
11 - 12
5.50
47.00
0.00
50.00
-5.50
3.00
19.50
12- 13
9.00
56.00
0.00
50.00
-9.00
-6.00
10.50
13- 14
5.00
61.00
0.00
50.00
-5.00
-11.00
5.50
14-15
15 -16
3.00
2.50
64.00
66.50
0.00
0.00
50.00
50.00
-3.00
-14.00
2.50
-2.50
-16.50
0.00
9.50
16- 17
3.00
69.50
12.50
62.50
9.50
-7.00
17- 18
3.50
73.00
12.50
75.00
9.00
2.00
18.50
18-19
5.00
78.00
12.50
87.50
7.50
9.50
26.00
19-20
9.00
87.00
12.50
100.00
3.50
13.00
29.50
20- 21
8.50
95.50
0.00
100.00
-8.50
4.50
21 -22
2.00
97.50
0.00
100.00
-2.00
2.50
22-23
1.50
99.00
0.00
100.00
-1.50
1.00
17.50
23-24
1.00
100.00
0.00
100.00
-1.00
0.00
16.50
ColumnaNo.1:
Columna No. 2:
Columna No. 3:
Columna No. 4:
Columna No. 5:
Columna No. 6:
Columna No. 7:
Columna No. 8:
1ntervalos de tiempo.
Consumo horario.
S columna No. 2. Curva integral del consumo.
100%/8 =Suministro horario por bombeo.
S columna No. 4. Curva integral del suministro.
Columna No. 4- columna No. 2. Défictt horario.+: acumula, -: descarga.
S columna No. 6. Déficit acumulado. Se observan los puntos de máximo
(-16.50%) y máximo sobrante (13.00%) los cuales corresponden en
ejemplo al inicio y finalización de la segunda etapa de bombeo. El volumen
tanque es la suma de los dos valores anteriores (29.50%).
Vn-1 -columna No. 6. Volumen horario del agua en el tanque. Suponiendo
volumen igual a cero para el punto de máximo déficit (hora: 20-21), se obtiene
volumen máximo en el punto de máximo sobrante (hora: 5-6).
%Qmd
140
130
120
110
1/
100
90
80
70
60
50
/
1/
/
40
30
/
--- -
-10
-20
-30
-40
V
o
2
4
6
. 41.1.,
/_
--
""
_... --------
------
-/-
---- -- 25~ / 7
-- V /
o ---1'\/
20
10
______ ...
/
/
/
/
/
16.7'!'
... --
__
---/
---?
"/ /
V /
/
______
,---- -
_______
~
'..V :tcfo
V
/
1'-LLen
8
10
12
14
16
20
18
Hora
! -Curva Consumo ---Curva Suministro
Figura 12.15 Cálculo gráfico del volumen del tanque de succión.
1
22
24
Volumen del tanque
o
1
0.00
0.00
4.17
4.17
4.17
4.17
4-17
8.33
12.50
1 -2
0.00
0.00
4.17
8.33
2-3
0.00
0.00
4.17
12.50
4.17
3-4
0.00
0.00
4.17
16.67
4.17
16.67
4-5
0.00
0.00
4.17
20.83
4.17
20.83
25.00
4.17
25.00
16.67
5 6
0.00
0.00
4.17
6-7
12.50
12.50
4.17
29.17
-8.33
S
12.50
25.00
4.17
33.33
-8.33
8.33
0.00
7
8-9
12.50
37.50
4.17
37.50
-8.33
9- 10
12.50
50.00
4.17
41.67
-8.33
-8.33
10 11
0.00
50.00
4.17
45.83
4.17
-4.17
11 - 12
0.00
50.00
4.17
50.00
4.17
0.00
12 13
0.00
50.00
4.17
54.17
4.17
4.17
13- 14
0.00
50.00
4.17
58.33
4.17
8.33
14- 15
0.00
50.00
4.17
62.50
4.17
12.50
16.67
0.00
50.00
4.17
66.67
4.67
16-17
12.50
62.50
4.17
70.83
-8.33
8.33
17- 18
12.50
75.00
4.17
75.00
-8.33
0.00
18-19
12.50
87.50
4.17
79.17
-8.33
-8.33
19 20
12.50
100.00
4.17
-8.33
·16.67
20 e 21
0.00
100.00
4.17
87.50
4.17
-12.50
21-22
0.00
100.00
4.17
91.67
4.17
-8.33
95.83
4.17
-4.17
100.00
4.17
0.00
15- 16
22-23
0.00
23-24
Columna No. 1:
Columna No. 2:
Columna No. 3:
Columna No. 4:
Columna No. 5:
Columna No. 6:
Columna No. 7:
Columna No. 8:
100.00
4.17
83.33
Intervalos de tiempo.
Bombeo de 8 horas diarias.
:¡: columna No. 2. Curva integral del consumo.
100%í24 Suministro horario continuo.
:¡:columna No. 4. Curva integral del suministro.
Columna No. 4 columna No. 2. Déficit horario. +: acum uia, descarga.
:¡: columna No. 6. Déficit acumulado. Se observan los puntos de máximo
(16.67%) y máximo sobrante (25.00%). El volumen del tanque es la suma
dos valores anteriores (41.67%).
Vn. 1 - columna No. 6. Volumen horario del agua en el tanque.
volumen igual a cero para el punto de máximo déficit (hora: 19-20), se
volumen máximo en el punto de máximo sobrante (hora: 5-6).
A) Volumen por consumo doméstico (consumo diario= 1132.74 m\
1. Tanque superficial:
% consumo medio diario
= 23.00%
Volumen del tanque
= 1132.74 x 0.23 =260.53 m 3
2. Bombeo tanque elevado:
% consumo medio diario
29.50%
elevado
Volumen tanque
= 1132.74 X 0.295 334.16 m 3
Bombeo tanque de succión:
% consumo medio diario
41,67%
Volumen tanque succión
= 1132.74 x 0.4167 = 471.98 m 3
B) Volumen para incendios (2 hidrantes de 5 Lis c/u. durante 2 horas):
3
Volumen para incendios = 2 x 2 x 3600 x 0.005 =72m
C) Volumen de emergenc ia (25% de los dos anteriores ):
1. Tanque superficial:
3
V 0.25 ( 260.53 + 72 ) =83.13 m
2. Tanque elevado:
3
V= 0.25 ( 334.16 + 72) = 101.5 m
D) Volumen total del tanque:
1. Tanque superficial:
3
Volumen = 260.53 + 72 + 83.13 =415.7 m
2. Tanque elevado:
3
Volumen 334.16 + 72 + 101.5 507.7 m
Tanque de succión:
3
Volumen = 471.98 m
Predimensionamiento del tanque superficial
1 3
Volumen del tanque= 4,157 x 10 m
De acuerdo con la tabla 12.1, la constante de la capacidad de almacena miento del tanque es:
k= L8
H= 4.
+1.8
3.19m
Para una sección cuadrada el lado igual a 11.42 m probablem ente resulte
ser muy ancho, por lo que sería mejor diseñar dos tanques, habida cuenta
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y
de que además es mejor tener dos para realizar las labores de
miento.
H
= 4· 157 + 2.0 = 2.69 m
2x3
y la sección será de 8.79 m x 8.79 m con un borde libre de 30 cm.
13.1
GENERALIDADES
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 Z). Los diámetros dependen de las casas fabricantes, por lo cual hay que consultar los catálogos respectivos.
13.2
TRAZADO DE LA RED
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) En mallas
Es la forma más usual
de trazado de redes de
distribución. Se conforman varias cuadrículas o
mallas alrededor de la
red de relleno. Una malla estará compuesta entonces por cuatro tramos
principales.
pueden establecer redes abiertas,· redes cerradas o redes mixtas,
diendo de las condiciones anteriores.
A continuación se ilustran algunos trazados típicos de redes.
a) De mayor a menor diámetro
Este esquema puede ser
usado en poblaciones pequeñas en donde por lo
general no existe más de
una calle principal. Tiene
forma alargada e irregular. El diseño hidráulico
de la tubería principal se
hace como una red
abierta.
...
1
i
1
..
i
l
'
'
·--
\
Red PrinCipal
Red de Relleno
Figura 13.4 Red en mallas.
Desde el punto de vista del funcionamiento hidráulico, losprimer~s 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.
Figura 13.1 Red de mayor a menor diámetro.
b) En árbol
Existe un tronco principal· del C\}al se desprenden varias . ramificaciones~ El diseño hidráulico
de 'las tuberías principales corresponde al de
una red abierta.
13.3
ESPECIFICACIONES. DE. DISEÑO
13.3.1 Caudal de diseño
Figura 13.2 Red en árbol.
e) En parrilla
La tubería principal forma una malla en el centro de la población y de
ella se desprenden varios ramales. Al centro
se conforma una red cerrada y perimetralmente
se tienen ramales abiertos, es decir que se trata
de una red mixta.
Figura 13.3 Red en parrilla.
El caudal de diseño deberá ser el mayor de las siguientes alternativas.
a) Consumo máximo horario más demanda .industriaL
b) Consumo máximo diario más demanda industrial, más demanda por
incendios.
Para ciudades grandes, se recomienda diseñar 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 ~audal máximo diario por un coeficiente. Este coeficiente depende
de vanos factores, entre ellos el tamaño y las costumbres, por lo que su
elección debe hacerse con sumo cuidado. A continuación se dan algunos
factores que pueden ser utilizados como guias.
- 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:
- Aldeas:
f 3.60
- Pueblos:
f = 2.50
- Ciudades:
f =1.50
RED DE DISTRIBUCIÓN
Como se observó en el capítulo anterior, el caudal de incendio se obtiene
a) Para poblaciones menores de 10000 habit.antes, es innecesario y antieconómico tener en cuenta este aporte en el caudal de diseño.
b) Para poblaciones entre 10000 y 20000 habitantes, se requieren dos hidrantes de 5 L/s cada uno para atender un incendio.
e) Para poblaciones mayores a 20000 habitantes, es necesario el func~ona­
miento de 4 hidrantes en zona industrial y 2 hidrantes en zona restdencial, 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 entre 1
kg/cm2 y 5 kg!cm2 (10 a 50 metros de agua).
Es importante seleccionar la presión mínima teniendo en cuenta la altura
de las edificaciones que serán servidas. Para ello se puede emplear la fórmula empírica deducida por el ingeniero Bernardo Gómez:
239
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
estadounidens e 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 13.1.
Si existen edificaciones de mayor altura, éstas deberán disponer de equipos 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)
11.0
2
15.0
3
18.0
4
22.0
13.3.3 Válvulas
fXl
Se deben colocar válvulas de cortina a lo largo de la red con el fin de poder aislar sectores en caso de rotura de las tuberías o de incendios Y s
guir suministrando el agua al resto de la pobl;1ción.
Válvula
Red Principal
Red de Relleno
Figura 13.5 Disposición de válvulas al aislar tramos de la red.
RED DE DISTRIBUCIÓN
241
Se debe procurar pasar la tubería del acueducto por encima de las tuberías del alcantarillado y a una distancia horizontal de 3 metros. En
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
En 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 futuro
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. De no tenerse una planeación del crecimiento, se debe suponer que
éste será uniforme alrededor de la población.
N
Válvula
Red Principal
Red de Relleno
Figura 13.6 Disposición de válvulas aislando sectores de la red.
13.3.4 Otras especificaciones
Velocidad de diseño
Por lo general se debe diseñar con velocidades que es.tén comprendid~s
entre 0.9 mis y 1.5 mis. En zonas rurales se es más flextble y se puede dtseñar con velocidades entre 0.4 y 2.5 mis.
Válvulas de purga
Al igual que en las conducciones, se deben Ínstalar válvulas de purga en
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 importantes, podría pensarse en colocarla a ambos lados de la calzada.
13.4
CÁLCULO HIDRÁULICO DE LA RED EN MALLA
13.4.1 Método de Hardy-Cross
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 S será exactamente
igual a la pérdida de carga ocurrida entre los nudos 1, 6, 7, 8 y S. Como
inicialmente no se conocen los caudales reales, al suponer unos iniciales
esta diferencia de presiones será 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.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOs
242
RED DE DISTRIBUCIÓN
243
1
J- (
Q
)0.54
o.2785 e D 2 ·63
(13.3)
en donde los siguientes términos son constantes:
n
1
0.54
=- =
1.85
(13.4)
1
k - (
®
1
)0.54
o.2785 e D 2·63
H
por lo tanto la ecuación 13.3 queda así:
j =k Qn
®
®
H
=-
L
(13.5)
y la pérdida de carga total será:
(13.6)
llamando r = kL y reemplazándo lo en la ecuación 13.6 se tiene:
(13.7)
Figura 13.7 Funcionamiento de una malla.
Si se tiene una red contigua a la anterior, existirá por lo menos un tramo
en común, el cual tendrá una doble corrección de caudales debido al he..
, .
.
cho que pertenece a las dos redes.
A continuación se presenta la deducción de las ecuaciOnes bas1cas utilizadas en el método de Cross.
La ecuación básica de este método es la ecuación de Hazen-William s:
Q = o.2785 e D 2· 63 .f- 5""
en donde:
Q
C
D
J
H
L
= Caudal del tramo (m3/s)
= Coeficiente de rugosidad del material de la tubería
= Diámetro de la tubería (m)
= Pérdida de carga unitaria en el tramo (m/ m)= H/L
=
=
Pérdida de carga total en el tramo (m)
Longitud del tramo (m)
La pérdida de carga unitaria, J, será:
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:
"LH =O
(13.8)
Como la hipótesis inicial de distribución de caudales no es correcta, la
ecuación 13.8 no se cumplirá. Es decir:
"LH .. O
(13.9)
y reemplazando la carga total en el tramo, H, expresada en la ecuación
13.7 se tiene:
(13.10)
RED DE DISTRIBUCIÓN
Para que la condición de cierre se cumpla, habrá necesidad de corregir
caudales, manteniendo constantes los términos D, L y C. Entonces
ecuación 13.1 O queda así:
cuyo desarrollo por el binomio de Newton es:
(Q + L\Q)n = Q n + n Qn-1 L\Q + n (n-1)
2!
Qn-2
L\
Q2 +......... + Ll Qn
245
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 que
potencias mayores de la corrección del caudal (si éste es pequeño) son
despreciables, se tiene:
y reemplazando este término en la condición de cierre de la malla, expresado en la ecuación 13.11, se obtendrá la corrección del caudal:
(a)
y despejando el término de corrección del caudal:
(b)
Figura 13.8 (a) Tubería original. (b) Tubería equivalente.
Lo 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:
Q = 0.2785
e D 2·63 .f54
Q = 278.5
e D 2·63 .f54
¡ =(
Cuando la condición de cierre se cumpla (ecuación 13.8 ó 13.11), lamalla estará equilibrada hidráulicamente y los caudales obtenidos serán
los reales.
Posteriormente se deberán verificar las presiones en cada uno de los nudos teniendo en cuenta la presión mínima de servicio adoptada para el diseño mediante la ecuación 13.6. Igualmente, debe verificarse que las
velocidades en los tramos cumplan la norma adoptada.
=
=>
Q en m 3/s
Q en Lis
(13.16)
1
Q
)o.s.¡ _ 3
2785 e D2.63
H
=>
Qt.ss
3 x to-s _L_
__
et.ss D4.s7
x 1o-s Q t.ss
et.ss D4.s7
=H
L
(13.17)
(13.18)
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
carga total pero con un diámetro conocido, rugosidad diferente y longitud
rente (ver figura 13.8). 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:
/1Q =
'f.
Le
1.85 'f.
La tubería equivalente se supone arbitrariament e de 8" con una
dad de 1OO. Reemplazando la pérdida de carga total, H, de la '-"~'"'-tul
13.8 en la condición de cierre anterior, se tendrá:
3
X IQ-5
L
Ql.85
ct.ss D4.87
3 X 1o- 5 Le Ql.SS
(1 OO)l.SS (0.203 )4· 87
Le Q
Le=
72
10
X
l.85
1.1? ( L o.zo6
co.3S
(13.28)
Le)
El diámetro anterior no corresponde a un diámetro comercial. Para obtener el diámetro o una combinación de diámetros comerciales se utiliza la
siguiente expresión:
(13.29)
en donde el subíndice 1 hace referencia al diámetro comercial inmediatamente inferior y el subíndice 2 al diámetro comercial inmediatamente superior. La longitud en el diámetro comercial inmediatamente inferior será:
Le = Ft Lt + Fz (L-L¡)
H
-3 X Qt.85
Nuevamente, la condición de cierre de la malla será la sumatoria de
pérdidas totales en la malla, es decir:
(t)
Una vez lograda la condición de cierre anterior, la malla equivalente se
encuentra en equilibrio y los caudales serán los reales.
Se procede entonces a calcular el diámetro correspondien te a cada tramo
de la malla, despejando éste de la condición de igualdad de pérdidas totales entre la malla real y la malla equivalente (ecuación 13.20):
D--
y reemplazando este valor en la expresión de la pérdida de carga
(ecuación 13 .18), se tiene:
(13.27)
Lt =Le -FzL
F¡-Fz
Los factores F 1 y Fz pueden encontrarse en la tabla 13 .2.
"i.H=O
Esta condición se obtiene al fijar los valores de H en cada nudo de la
lla real. Como H es función de Le, según la ecuación 13.22, la
de cierre se transforma en:
Si no se cumple la condición anterior, es necesario hacer la corrección
caudales de manera iterativa. Difiriendo del método de Cross, la
ción de cierre está dada por la expresión:
Tabla 13.2
Factores de longitudes equivalentes
o (plg)
F
D(plg)
F
14
0.035
3
63.15
4
15.59
16
0.019
6
2.17
18
0.010
8
0.54
20
0.006
10
0.18
22
0.004
12
0.075
24
0.003
RED DE DISTRIBUCIÓN
249
13.4.3 Distribución de caudales iniciales
Registro
de corte
Caja
Tubería
flexible
La distribución de los caudales iniciales se puede hacer por medio
concepto de nudos de carga o mediante una distribución uniforme
tiendo el consumo doméstico por metro lineal de tubería alimentada.
En este último caso (por metro lineal de tubería), la hipótesis de ali
ración de las tuberías deberá hacerse de acuerdo con la topografía de
zona. Su aplicación se muestra en la sección de diseño de este capítulo.
Registro de
incorporación
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:
-Puntos de mayor consumo: Se deben localizar los posibles puntos de
mayor demanda como, por ejemplo,
industrias, comercios e instalaciones
portuarias.
Deben ubicarse los puntos en donde ha
-Centros de masas:
de concentrarse la demanda anterior.
Igualmente, las condiciones topográficas y altimétricas son imp
en el trazado de la red.
En cualquier caso, no debe proyectarse el trazado de la red n~>r•r,,r""'~'
mente a la población, ya que esto implicaría una distribución de ca
poco eficiente y sería una condición muy costosa. Como un buen crite
empírico, se debe procurar que el área servida internamente por una
lla sea aproximadamente igual al área externa correspondiente.
13.5
Tubería
de la red
Figura 13.9 Conexiones domiciliarias.
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 diáme1
tro mínimo es de /z" y el máximo puede llegar hasta 2 1; 2 ".
13.6
EJEMPLO DE DISEÑO
La red de distribución proyectada es la que se muestra en la figura 13.1 O.
Las condiciones de diseño son las siguientes:
CONEXIONES DOMICILIARIAS
Caudal de diseño
La conexión domiciliaria se hace a partir de la red secundaria de 3"
consiste en una serie de elementos que permiten derivar el agua hacia
el domicilio hasta la caja en donde se encuentra el medidor. De este
to en adelante, todas las obras son propiedad del dueño del domicilio.
El sistema indicado en la figura 13.9 comienza con un collar de incorpo~
ración o galápago montado sobre la tubería de la red; a continuación
·
encuentra el regi-stro de incorporación necesario para hacer la ins
en tuberías que se encuentran a presión, el cual debe ser insertado en la
tubería con herramienta especializada. La tubería de la conexión es
lo general de cobre o plástico (puede hacersé en hierro galvanizado
este material es poco flexible y menos duradero).
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
horas.
La demanda doméstica se determina a partir del caudal máximo diario
de los ejemplos anteriores de 13 Lis y para una población de diseño de
6293 habitantes, se toma un factor de mayoración del caudal máximo
diario de 1.8.
Alternativ a No. 2:
Caudal máximo horario = 23.4 L/s ( 13 L/s x 1.8)
= 0.8 Lis
Caudal industrial
= 24.2 Lis
Total
Alternativ a No. 3:
23.4 Lis
Caudal máximo horario
Caudal industrial
= 0.8 Lis
Caudal de incendio
= 10.0 Lis ( 5 Lis x 2 hid.)
Total
= 34.2 L/s
Tomando el caudal de diseño como el mayor caudal obtenido de las tres
alternativ as anteriores , se tiene entonces que:
Qdisci\():::;
34.2 L/s
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
1------L
~1
La línea matriz o tubería de conducció n entre el tanque de almacena miento y la red de distribuci ón funciona a presión como se indica en la figura 13.11 y tiene las siguientes características:
f---~,=t=:=-"-----17
62.70
40.51
~~--r--
57.60
-. r--
'"1
is,
o
'¡
'
Figura 13.10 Red de distribución con curvas de nivel.
Alternativ a No. 1:
Caudal máximo diario
Caudal industrial
Caudal de incendio
Total
=13.0 Lis
= 0.8 Lis
= 10.0 L/s ( 5 L/s x2
= 23.8 Lis
Figura 13.11 Línea matriz.
RED DE DISTRIBUCIÓN
Material de la tubería:
Asbesto -cement o
e= 140
Clase de la tubería: 20
Cota del nivel de agua en el tanque
Cota de terreno del nudo 1 de la red
Cota piezomé trica a la entrada de la red
Longitu d de la conducc ión
Tramo
= 62.70
= 42.55
= 42.55 + 15.00 =57
=200m
_ H _ 62.70-57.55 _O 0258 /
1 - L200
- ·
mm
Longitud propia (m)
Longitud alimentada (m)
1-2
300.00
300.00
600.00
3.78
1-3
424.26
300.00
724.26
4.55
3-2
300.00
600.00
900.00
5.65
3-4
300.00
200.00
500.00
3.14
2-5
300.00
200.00
500.00
3.14
5-4
300.00
200.00
500.00
3.14
1,924.26
1,800.00
3,724.26
23.40
1
D=(
0.2785
X
0.0324
)2.63
140 X (0.0258)0.54
= 0.146 m
= 5.74"
En este diseño se roma el diámetr o comerci al superior y se d,,.,,.,....,.'"A
posterio rmente la cota piezomé trica final a la entrada de la red, y
cionalm ente se despreci an las pérdidas menores por accesori os. ·
bargo puede hacerse también el diseño de la tubería siguiend o
lineamie ntos vistos en el capítulo 1O. Entonce s, para una tubería de
(0.152 m) se tiene:
253
2:
Longitud total (m)
----
8
42.55
1
1= (
0.2785
H
X
0.0342
)0.54 = 0.0208 m/m
140 X (0.0152)2- 63
=1 x L = 0.0208
x 200
mini
= 4.16 m
1
Distribu ción de caudales en la red
E
o
o
'+
40.88
0
e------'---+---~~ 40.51
100m
Caudal a repartir
q
_g_
23.4
41.81
0
Cota piezomé trica en el nudo 1 = 62.70- 4.16 = 58.54
Presión en el nudo 1
= 58.54- 42.55 = 15.99 m
Debido a la falta de un estudio de planeación de la població n, y
ejemplo teórico, se supone una distribuc ión del caudal domésti co
porciona l a la longitud de la tubería alimentada. La hipótesis de
ción adoptada , puede estar de acuerdo con las condicio nes top
del proyecto , como se indica en la figura 13.12.
Caudal (m 3/s)
.
= Ltotal = 3724.26 = 0.006283 L/s.m
Figura 13.12 Hipótesis de distribución de caudales.
8
El caudal total en cada uno de los nudos es:
lnd. (LJs)
Dom. (LJs)
Nudo
34.2
Us\
Á
Q (LJs)
lnc. (LJs)
-34.20
9.43
2
3.78+5.65=9.43
3
4.55
4
3.14+3.14=6.28
5.00
11.28
5
3.14
5.00
8.14
10.00
0.00
0.80
23.40
~
5.35
0.80
sr-2
E
o
o
o
o
C")
sr~
'(S'
(/)
o
,--
co
lS)
,...:
,--
·l'o
f.\~ -e-¿;,_
1
El caudal en cada tramo se calcula como:
Tramo
Hipótesis de distribución
Q (LJs)
1-3
por mitad
17.10
3-2
(0,_ 3 - D3)/2
5.87
1-2
por mitad
17.10
2-5
0,.2 + 03-2 - D2
13.55
5-4
02-s· Ds
5.41
3-4
(01-3- D3)/2
5.87
9.43
0
l';>
.....J
+
Us
5.87 L/s
0
0 6"
-
5.35 Lis
(/)
13.6.1 Cálculo de las mallas por el método de Hardy-Cross
Los diámetros de la red principal se determinan suponiendo una línea
piezométrica paralela al terreno (pueden calcularse adoptando una velociclad máxima en la tubería).
Tramo
H (m)
L (m)
J (m/m)
Q (LJs)
o·(m)
De(")
De (mm)
V (m/s)
1-3
0.74
424.26
0.00174
17.10
0.19
8
203
0.53
3-2
0.21
300.00
0.00070
5.87
0.15
6
152
0.32
1-2
0.95
300.00
0.00317
17.10
0.17
6
152
0.94
2-5
0.72
300.00
0.00240
13.55
0.16
6
152
0.74
5-4
0.37
300.00
0.00123
5.41
0.13
4
105
0.67
3-4
1.30
300.00
0.00433
5.87
0.10
4
105
0.77
La red de distribución queda finalmente conformada como se indica en la
figura 13.13.
E
o
o
o
oC")
.....J
LO
LO
(O
C")
,--
~1'\+
(/)
::::r
........
co
LO
lS)
11.28 L/s
5.41 Lis 0 4"
8.14 Lis
•
300.00 m
Figura 13.13 Red de distribución para el cálculo por el método de Hardy-Cross
La tabla 13.3 contiene el cálculo de las iteraciones respectivas y los resultados finales.
Tabla 13.3
Cálculo de las mallas por el método de Hardy-Cross
Tramo
1-2
1·3
1
t
3-2
2-5
5-4
3-4
--·
Longitud
(m)
Condiciones iniciales de
H(m)
J(m/m)
-1.52
0.0051
0.53
0.0012
Q(m3/s)
t..Q(m3/S)
J(m/m)
Q(m3/s)
t..O(m3/S)
0.0002
76.8284
·1.11
0.0002
35.1408
0.70
0.0000
45. 1472
0.35
157.1164
-0.06
Ll.0--0.0002
0.0000
-0.35
45.1472
0.0012
·0.0077
-0.0018
35.8175
·0.21
0.0007
-0.0059
6
300.00
0.0002
68.9535
-0.87
0.0029
·0.0127
0.0009
72.9926
-0.99
0.0033
-0.0136
6
300.00
0.0002
-0.94
206.9043
0.0031
-0.0045
0.0009
240.5098
-1.30
0.0043
-0.0054
4
300.00
0.0002
290.4659
1.96
0.0065
0.0068
0.0009
258.0624
1.52
0.0051
_ __,3""00"'.-"-00"-----4_,___ _ 0.0059
611.5009
-0.20
607.3823
-0.98
~UMA =
Ll.O = ·0.0009_ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _=Ll.=0-=_0=·.:..00,_0c. =2'-------------'
-0.0171
0.0171
300.00
424.26
Longitud
(m)
Diámetro
(plg)
Q(m3/s)
J(m/m)
1-2
1-3
300.00
424.26
6
8
-0.0142
0.0200
0.0036
0.0017
3·2
2·5
300.00
300.00
300.00
300.00
6
6
4
-0.0077
·0.0125
-0.0044
0.0069
Tramo
L-5-4
l3·4
4
0.0027
0.0027
Segunda iteración
H/Q
H(m)
75.8676
-1.08
35.4594
0.71
0.0028
0.0029
0.0069
L_sUMA =
Ll.O
-0.85
-0.87
2.06
o.o1
45.3235
68.1384
200.0526
296.9239
610.4384
0.0037
0.0016
·0.0144
0.0198
Q(m3/s)
0.0001
0.0001
0.0000
·0.0141
0.0201
0.0078
0.0000
0.0000
0.0000
0.0000
-0.0078
-0.0125
-0.0043
__0.0069
0.0000
Tercera iteración
HfQ
H(m)
-1.07
75.6356
0.0036
35.5362
0.71
0.0017
0.35
45.4992
0.0012
76.5897
0.00
L\.0=0.0000
-0.35
0.0012
45.4992
·0.85
68.0658
0.0028
-0.87
199.4411
0.0029
2.07
297.4945
_0.0069
319.9219
0.00
Ll.O = 0.0000
Longitud
(m)
Diámetro
(plg)
Velocidad
(m/s)
Caudal
(m3/S)
Pérd. Carga, H
(m)
Elevación
nudo final
41.60
1.07
0.77
0.0141
6
300.00
1*-2
41.81
0.71
0.62
0.0201
8
424.2p
1*-3
3-2 _ _::3..:.00=::·..:.00=-- _ _.::.6_____0:::·.::.00::.:7c.::8:.._____c0:.:·..:.;43::........_ _ _ __::0:..:.3:.::5____:.._4..:.;1:.::..6:.::0__
300.00
300.00
J(m/m)
0.0000
0.0000
0.0000
0.0000
0.0000
0.0000
0.0000
om
o¡¡;
m
Z•
o
~
Resultados definitivos
Tramo
3-2
2-5
Primera iteración
HfQ
H(m)
6
6
0.35
0.85
0.43
0.68
0.0078
0.0125
41.60
40.88
Piezométrica
nudo final
Presión
(m)
15.87
57.47
16.02
57.83
58_..._18_ _ _16.58
__
58.18
57.69
16.58
16.81
?;'
e
o
m
e
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JJ
...
m
o
o
111
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12.5 L/s
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14. 1 L/s
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1
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s~----~~~~~--~~
8
6.9
Lis
5·
z
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
258'
Observaciones del diseño
El sentido de flujo del agua supuesto inicialmente se conserva en el re.,
sultado final.
Las velocidades cumplen la norma de velocidad máxima igual a 1.5 mis.
Las presiones de servicio cumplen con la presión mínima del proyecto
.
(15m).
Aunque bajo las condiciones iniciales la condición de cierre menor a
un metro (en términos del desbalance de pérdidas de carga en la malla)
se cumple, la corrección del caudal necesaria para la malla I es sign~fi­
cativa, por lo cual se continúan las iteraciones hasta que las correcciOnes del caudal no sean significativas.
54.54
57.63
(
\
'5 l
\._)
Figura 13.15 Distribución de presiones sobre las mallas.
57.22
RED DE DISTRIBUCIÓN
259
13.6.2 Cálculo de las mallas por el método
de longitudes equivalentes
La distribución de caudales es la misma que la utilizada en la solución de
Cross. De 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 de
presiones sobre las mallas.
Distribución de presiones
Trazando una diagonal entre los nudos extremos (1 y 4), se divide ésta en
1O 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)
= 58.54 - 56.51 = 2.03 m
Carga hidráulica disponible
Dividiendo en 1Opartes, la caída en cada subdivisión será de aproximadamente 20 cm.
La cota piezométrica para 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 de longitudes equivalentes
Tramo
1-2
1-3
3-2
Condiciones Iniciales de Iteración
Q1.85X1()-3
Le
Le/Q
72H
H
Q(L/s)
(m)
-65.73
94.95
29.21
0.91
1.32
0.41
-334.14
497.10
1104.02
1256.98
t..Q =2.87
0.1910
0.1910
0.0265
SUMA=
-17.10
17.10
5.87
1
3-2
2-5
5-4
3-4
Tramo
-1104.02
0.0265
-529.29
0.1242
-643.26
0.0227
1932.04
0.0265
-344.53
SUMA1
t..Q = -0.28
0.1 sumatoria 1 Le 1 = 420.86
-29.21
-65.73
-14.61
51.13
0.41
0.91
0.20
0.71
72H
H
(m)
1-2
1-3
3-2
-5.87
-13.55
-5.41
5.87
-65.73
94.95
29.21
0.91
1.32
0.41
Q(l./s)
Q1.8SX1()-3
-12.28
21.92
10.48
0.1036
0.3023
0.0772
SUMA=
1
-29.21
·65.73
-14.61
51.13
0.41
0.91
0.20
0.71
-378.41
-544.85
-692.29
1810.20
194.66
t..Q = 0.21
0.0772
0.1206
0.0211
0.0282
SUMA=
-10.48
-13.34
-5.20
6.09
1
O. 1 sumatoria 1 Le 1 =
1
0.1 sumatoria 1 Le 1 =
344.53
Q(l./s)
t..O(L/s)
51.65
14.33
36.11
102.10
-11.98
22.22
10.58
0.31
0.31
0.10
1
0.1 sum atoria 1 Le 1 =
-10.58
-13.13
-4.99
6.29
-0.10
0.21
0.21
0.21
36.11
40.84
133.19
297.48
507.62
1
0.1 sumatoria 1 Le 1 =
1 suma Le 1 = 194.66
0.1 sumatoria 1 Le 1 = 342.58
-9.02
-13.83
-5.68
5.60
-3.14
-0.28
-0.28
-0.28
187.93
39.06
118.94
328.88
674.80
1suma Le 1 = 57.98
0.1 sumatoria 1 Le 1 = 132.71
3-2
2-5
5-4
3-4
1
Segunda iteración
Le
Le/Q
-634.55
314.12
378.41
57.98
t..Q = 0.31
-14.23
19.97
9.02
2.87
2.87
3.14
20.13
29.07
187.93
237.12
1 suma Le 1 = 1256.98
0.1 sumatoria 1 Le 1 =_194.53
Q(L/s)
t..O(L/s)
Primera Iteración
Q1.8SX1()-3
Le
t..O(L/s)
Le/Q
33.94
-483.16
18.69
373.22
55.44
499.83
108.07
1 389.89
t_.Q = 1.95
135.62
1 suma Le 1 = 389.89
1.95
1.95
1.46
0.1360
0.2544
0.0584
55.44
-499.83
36.88
-509.91
103.21
-586.68
377.22
2111.92
572.74
L 515.50
t_.Q = 0.49
370.83
1 suma Le 1 = 515.50
1
-1.46
0.49
0.49
0.49
0.0584
0.1289
0.0249
0.0242
Tercera iteración
Q1.8SX10·3
Le
1
t_.Q(l./S)
Le/Q
55.52
-664.96
13.78
306.14
35.15
371.84
104.44
13.02
1
t_.Q -0.07
134.29
1 suma Le 1 = 13.02
0.07
0.07
0.04
0.0989
0.3101
0.0786
35.15
-371.84
-560.87
42.71
149.56
-746.42
270.39
1701.43
497.81
22.31
1
t_.Q = 0.02
338.06
1 suma Le 1 = 22.31
1-2
1-3
3-2
2-5
5-4
3-4
~
~
1
om
-0.04
0.02
0.02
0.02
0.0786
0.1172
0.0196
0.0300
l
o
¡¡;
m
Z•
o
)l?
~
f;
e
o
m
e
Resultados definitivos
Tramo
m
r
Longitud
(m)
Caudal
(l./s)
300.00
424.26
300.00
300.00
300.00
300.00
11.91
22.29
10.62
13.11
4.97
6.32
Diámetro
Le
(m)
664.96
306.14
371.84
560.87
746.42
1701.43
-~-~
(m)
(")
01
(')
L1
(m)
0.15
0.19
0.17
0.15
0.14
0.12
5.82
7.34
6.56
6.03
5.69
4.80
4
6
6
6
4
4
0.54
46.63
127.00
241.41
6.52
76.73
V1
(m/s)
Dz
(')
L2
(m)
V
(.,;fs¡
6
8
8
8
6
6
299.46
377.64
173.00
58.59
293.48
223.27
0.65
0.69
0.33
0.40
0.27
0.35
1.47
1.22
0.58
0.72
0.61
0.78
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Observaciones del diseño
- En términos de las velocidades en la red, todos los tramos son satisfactorios menos el tramo S-4, en el cual la velocidad de 0.27 m/s para la
longitud correspondiente a 6", es baja. Este problema puede ser resuel:to aumentando la carga disponible para el tramo, lo cual se logra
minuyendo el ángulo de inclinación de las piezométricas transversales.
el tramo 1-2 puede colocarse tubería de 6" a todo lo largo de los
En
300 metros.
- Puede intentarse otra distribución de presiones con el fin de modificar
la ampliación de 6 a 8 pulgadas en los tramos 3-2 y 2-5.
'1,1J:,~',
.AI~~i~CÍtf¡¡¡jJ§X'
CAPlttJf.tll
l sistema de alcantarillado consiste en una serie de tuberías y obras
complementarias, necesarias para recibir y evacuar las aguas residuales de la población y la escorrentía superficial producida por la
uvia. De no existir estas redes de recolección de aguas, se pondría en
grave peligro la salud de las personas debido al riesgo de enfermedades
epidemiológicas y, además, se causarían importantes pérdidas materiales.
Las aguas residuales pueden tener varios orígenes a saber:
1. Aguas residuales domésticas: Son aquellas provenientes de inodoros, lavaderos, cocinas y otros elementos domésticos. Estas aguas están compuestas por
sólidos suspendidos (generalmente materia
orgánica biodegradable), sólidos sedimentables (principalmente materia inorgánica),
nutrientes (nitrógeno y fósforo) y organismos patógenos.
2. Aguas residuales industriales: Se originan de los desechos de procesos industriales o manufactureros y, debido a su
naturaleza, pueden contener, además de los
componentes citados anteriormente respecto
a las aguas domésticas, elementos tóxicos
tales como plomo, mercurio, níquel, cobre
y otros, que requieren ser removidos en vez
de ser vertidos al sistema de alcantarillado.
Provienen de la precipitación pluvial y,
3. Aguas lluvias:
debido a su efecto de lavado sobre tejados, calles y suelos, pueden contener una
gran cantidad de sólidos suspendidos; en
zonas de alta contaminación
ca, pueden contener algunos metales
sados y otros elementos químicos.
14.1
4. Colector principal:
5. Emisario final:
SISTEMAS DE ALCANTARILLADOS
Los sistemas de alcantarillado se clasifican según el tipo de agua que
duzcan, así:
l. Alcantarillado sanitario:
2. Alcantarillado pluvial:
3. Alcantarillado combinado:
Es el sistema de recolección
para llevar exclusivamente aguas
duales domésticas e industriales.
Es el sistema de evacuación de la
rrentía superficial producida por la lluvia.
Es un alcantarillado que conduce simul~
táneamente las aguas residuales (domés:.
ticas e industriales) y las aguas lluvias.
El tipo de alcantarillado que se ha de usar depende de las caract~rísticas
tamaño, topografía y condiciones económicas del proyecto. Por e¡emplo,
algunas localidades pequeñas, con determ.inadas co~di~io~e.s ~opog:áficas,
podría pensar en un sistema de alcantanllado samtano t~tCial, d~¡~~do
aguas lluvias correr por las calzadas de las calles. L~ antenor ~ondtcton
mi te aplazar la construcción del sistema de alcantanllado pluvtal hasta que
problema de las agua.s lluvias sea de alguna con~ideración:
• .
El unir las aguas restduales con las aguas lluvtas, es dectr un alcanta:tHado
combinado, es una solución económica inicial desde el punto de vista de
la recolección, pero no lo será tanto cuando se piense en la solu~ión global
de saneamiento que incluye la planta de tratamiento de aguas ~estduales, ya
que este caudal combinado es muy variable en cantidad y calidad, lo
genera perjuicios en los procesos de tratamiento. Se debe procurar, entonces, hasta donde sea posible, una solución separada al problema de la
conducción de aguas residuales y aguas lluvias.
6. Interceptor:
Capta el caudal de dos o más colectores
secundarios.
Conduce todo el caudal de aguas residuales o lluvias 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
No 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
un alcantarillado pluvial, ya que sus aguas pueden ser vertidas a una
corriente superficial en cercanías de la 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 provenientes de los domicilios.
Reciben el caudal de dos o más tuberías
iniciales.
Recibe el desagüe de dos o más tu
secundarias.
-rlo
Figura 14.1 Esquema de un alcantarillado perpendicular sin interceptor.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANT
2. Sistema perpendicular con interceptor
El sistema de alcantarillado perpendicular con interceptor es
para alcantarillados sanitarios. El interceptor recoge el caudal de
residuales de la red y lo transporta a una planta de tratamiento de
residuales o vierte el caudal a la corriente superficial aguas abajo de la
blación para evitar riesgos contra la salud humana.
Emisario
:¡
Figura 14.3 Alcantarillado perpendicular con interceptor y aliviadero
Emisario
J
4. Sistema en abanico
Dadas unas condiciones topográficas especiales, puede adoptarse el esquema en abanico con interceptor, sin interceptor o con aliviadero, según
sea el tipo de alcantarillado.
Figura14.2 Esquema de un alcantarillado perpendicular con interceptor.
3. Sistema perpendicular con interceptor y aliviadero
Este sistema de alcantarillado perpendicular con interceptor y alivi
indicado en la figura 14.3, es adecuado para alcantarillados com ·
ya que el aliviadero permitirá reducir la carga hidráulica pico,
en el caso de una precipitación, que llegaría a la planta de tratamiento
aguas residuales. El caudal excedente de la precipitación es vertido
medio del aliviadero a la corriente superficial en cercanía de la poblaci
sin riesgo para la salud humana, debido a la dilución del caudal de
residuales (el caudal de aguas residuales en un alcantarillado
es del orden del 3% del caudal total) .
•~
::. ;>
Figura 14.4. Alcantarillado en abanico.
5. Sistema en bayoneta
El sistema de alcantarillado en bayoneta es apropiado para a•<-"'"'·d'
sanitarios en donde existan terrenos muy planos y velocidades muy
Emisario
\
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 la 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, así como proveer al sistema de una adecuada ventilación, para lo cual tiene varios orificios (ver figura 14.7).
El cilindro y la reducción tronco-cónica 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 llamado pozo inicial.
La distancia máxima entre pozos de inspección es de 120m, 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.
14.2
OTROS ELEMENTOS DEL ALCANTARILLADO
La red del alcantarillado, además de los colectores o tuberías, está constituida
por otras estructuras hidráulicas diseñadas para permitir ~~ c~rrecto funciona~
miento del sistema. Entre otras, se pueden menc10nar las stgUtentes:
1. Pozos de inspección
Tubería principal
de entrada
Tubería de
_jA
1
o.
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 estructura
llamada "pozo de inspección". Sinembargo, es posible realizar un cambio
Figura 14.6 Planta del pozo de inspección sin cambio de dirección para diámetros de saliaa menores de 36"
Tabla 14.1 Diámetro del pozo según el diámetro de la tubería de salida
1l0.40m
l
Diámetro del colector de salida
Diámetro del pozo
8"- 24"
1.20 m.
27"- 30"
1.50 m.
33" 36"
1.80 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 emplear otro tipo de
pozos y se recomienda consultar las especificaciones pertinentes.
Tubería
1
para
Figura 14.7 Corte A-A de la figura 14.6. Pozo de in;pección sin cambio de dirección
menor de 36"
de salida
Figura 14.8 Planta del pozo de inspección con cambio de dirección para diámetros
menores de 36".
14.2.2 Caída o cambio de pendiente
tarSiemp re que exista un cambi o de pendie nte del terreno , debe proyec
ilustra
se
se una estruc tura denom inada "cáma ra de caída" cuya forma
o de
en las figuras 14.10 y 14.11. El requer imient o mínim o para el emple
las
la cámara de caída es que exista una diferen cia mayor de 0.75 m entre
la
de
a
(norm
salida
de
la
cotas de batea de las tubería s concur rentes y
cia).
EAAB ; otras norma s indican 1.00 m de diferen
T
l
¡o.aom
1
1
Jo.40m
Tubería de
\salida
1
•
caída
1
Figura 14.10 Planta de la cámara de caída.
1>
l> •
o
Ds. menor de 36".
Figura 14.9 Corte A-A de la figura 14.8. Cambio de dirección y
al
La cámara de caída consiste en una tubería coloca da antes de la llegada
partes
demás
Las
14.2.
cilindr o, cuyo diámet ro se especifica en la tabla
constit utivas del pozo son las ya indicadas en la sección anterio r.
colecSi el cambio de pendie nte es demas iado fuerte e impide así que los
r una
coloca
deben
se
,
terreno
al
tores puedan proyec tarse paralelamente
ir los
cumpl
logra
se
r
o varias estruct uras de caída en serie. Con lo anterio
proy
a)
máxim
requer imient os de pendie nte máxima {según la velocidad
fundid ades mínimas a la clave del colecto r.
que hiDebe aclararse que debido al aumen to de la pendie nte es posibl e
en la
cual
lo
r,
colecto
del
ro
dráulic amente se pueda reduci r el diámet
e reaunqu
tro
diáme
práctic a no se hace; se debe entonc es dejar el mismo
sulte sobred imensi onado.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y
276
ALCANTARILLADOS
277
Pozo de
inspección
Tubería de
Tubería de
Cámara de
caída
"' "'
1·
0
t:).
"'
"' "'
J!>
¡·
i
/
C¡
Q
1;
t
Q
t
~
Tubería de
aguas mínimas
Figura 14.11 Corte A-A de la figura 14.1 O. Cámara de caída.
Figura 14.12 Cámara de caída escalonada.
A dicha cámara pueden concurrir uno o varios colectores y en ella puede
hacerse un cambio de dirección.
Pozo de
inspección
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
8" -12"
8"
14"- 18"
12"
20"- 36"
16"
> 36"
Accesorio especial
'-::f¡¡
Existen otras formas de cámaras de caída, que pueden ser utilizadas según
la magnitud del caudal. Éstas se ilustran en las figuras 14.12, 14.13 y 14.14.
Figura 14.13 Cámara de caída rápida.
Aguas lluvias
Tramo inicial
Proyectado
Existente
Aguas negras
Aguas combinadas
~
Proyectado
1
18-
Existente __....-
~
ta-·--·
Proyectado
-----~-~)~
~------~~~~----------_____________sE~xi~st~e~n~te~____ ___j
Figura 14.14 Pozo de caída con escalones alternos.
Figura 14.15 Convención del trazado de colectores.
~a lectura_ d: cotas se hace siempre en el sentido horario y serán todas
14.3
NORMAS GENERALES DE DISEÑO
tguales al ulttmo valor anotado hasta que se indique un nuevo valor.
14.3.1 Localización de los colectores
- Las tuberías del alcantarillado de aguas lluvias deben extenderse por el
eje de las calzadas y las del alcantarillado sanitario por el centro de la
media calzada.
- La tubería del acueducto deberá estar siempre por encima de la del
alcantarillado y a una distancia vertical mínima de 0.20 m entre la
batea de la tubería del acueducto y la clave de la del alcantarillado.
La profundidad mínima entre rasante y clave de la tubería del alcantarillado es de 1.00 m. En ocasiones, y sólo para colectores iniciales, se
puede adoptar un valor de 0.80 m siempre que las conexiones domiciliarias lo permitan y el tráfico sea liviano.
14.3.2 Convenciones
Para la elaboración de los planos correspondientes (plantas y perfiles) se
emplean por lo general las siguientes convenciones:
2
4
2
4
Rasante
R
e~
/ c2
1
3
3
/c4
2
~
A
c1
~
4
C3 ~
2
"
/
~
/c4
4
~
Fig. 14.16 Convención utilizada para cotas de rasantes y clave en los pozos.
280
ALCANTARILLADOS
14.3.3 Profundidad mínima a la clave de los colectores
281
Tabla 14.3 Coeficiente de rugosidad de Manning para diferentes materiales de las tuberías
La red de colectores debe estar diseñada de tal manera que las aguas
duales provenientes de las conexiones domiciliarias puedan drenar
gravedad. En general la profundidad mínima a la clave de la tubería
ser de 1.0 m con respecto a la rasante de la calzada. Sinembargo, en
mas rurales es posible adoptar 0.80 m para los colectores iniciales ·
y cuando el tráfico sea liviano.
Concreto reforzado prefabricado
0.013
Gres o concreto simple
0.014
14.3.4 Cálculo hidráulico de los colectores
Conductos en concreto simple o reforzado fundidos in sítu, de sección
circular, rectangular o en herradura:
Los colectores de cualquier tipo de alcantarillado se diseñan para
a flujo libre por gravedad. Sólo en algunos puntos específicos tales
los sifones invertidos, se permite el flujo a presión. Sinembargo, es
ble el diseño de alcantarillados pequeños que trabajen a presión
otras condiciones de diseño, con un pretratamiento de las aguas
les que han de ser vertidas al sistema de alcantarillado.
Tradicionalme nte se diseña bajo condiciones de flujo uniforme, torna1t1dt
como base de cálculo la ecuación de Manning.
Material de la tubería
Cloruro de polivinilo
0.009
Asbesto-cemento
0.012
V=
n
= 0.399
J)213 5112
=----"-n
que en términos del caudal es:
-
!!Sl 3/8
a) Con acabado especial de la superficie*
0.015
b) Sin acabado especial de la superficie
0.017
Conductos construidos en mampostería de ladrillo
a) Con acabado especial de la superficie*
0.015
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
Acueductos y Alcantarillados de Bogotá
Se debe observar que el diseño de la red de colectores será diferente
para flujo subcrítico o para flujo supercrítico. De todas maneras el flujo deberá ser estable y para ello el Número de Froude debe estar en el
rango:
D - 1.548 ( 5112 )
0.90 >-
en donde:
V
Q
R
n
S
= Velocidad media en3la sección (m/s).
Caudal de aguas (m /s).
= Radio hidráulico (m).
= Coeficiente de rugosidad de Manning
(ver tabla 14.3).
= Pendiente de la línea de energía (m/m).
0.016
Canales de concreto o revestidos en concreto simple o reforzado:
*
R213 5112
n
NF
>- 1.10
el Número de Froude se calcula mediante la siguiente expresión:
V
NF=-vgH
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 8.2
14.3.5 Unión de los colectores
0.02
0.067
0.36
0.361
0.70
0.623
0.03
0.086
0.37
0.368
0.71
0.633
0.04
0.102
0.38
0.374
0.72
0.644
0.05
0.116
0.39
0.381
0.73
0.654
0.06
0.128
0.40
0.388
0.74
0.665
0.07
0.140
0.41
0.395
0.75
0.677
008
0.151
0.42
0.402
0.76
0.688
0.09
0.161
0.43
0.408
0.77
0.10
0.170
0.44
0.415
0.78
0.11
0.179
0.45
0.422
0.79
0.725
0.12
0.188
0.46
0.429
0.80
0.739
0.13
0.197
0.47
0.436
0.81
0.753
0.14
0.205
0.48
0.443
0.82
0.767
0.783
O. 15
0.213
0.49
0.450
0.83
0.16
0.221
0.50
0.458
0.84
0.798
0.17
0.229
0.51
0.465
0.85
0.815
0.18
0.236
0.52
0.472
0.86
0.833
0.19
0.244
0.53
0.479
0.87
0.852
0.20
0.251
0.54
0.487
0.88
0.871
0.21
0.258
0.55
0.494
0.89
0.892
0.22
0.266
0.56
0.502
0.90
0.915
0.23
0.273
0.57
0.510
0.91
0.940
0.24
0.280
0.58
0.518
0.92
0.966
0.25
0.287
0.59
0.526
0.93
0.995
0.26
0.294
0.60
0.534
0.94
1.027
0.27
0.300
0.61
0.542
0.95
1.063
0.28
0.307
0.62
0.550
0.96
1.103
0.28
0.314
0.63
0.559
0.97
1.149
0.30
0.321
0.64
0.568
0.98
1.202
0.31
0.328
0.65
0.576
0.99
1.265
0.32
0.334
0.66
0.585
1.00
1.344
0.33
0.341
0.67
0.595
1.01
1.445
0.34
0.348
0.68
0.604
1.02
1.584
Como se indicó anteriormente, la unión de los colectores se hace mediante un pozo. Para realizar el empate de los colectores en el pozo
existen varios criterios, a saber: 1) empate por la cota clave (cota superior de la tubería); 2) empate por la cota de batea (cota inferior de la
tubería); 3) empate por el 80% de los diámetros, y 4) empate por la línea de energía.
De los métodos anteriores, los más utilizados son el empate por cota clave (el más simple desde el punto de vista del cálculo), y el empate 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 subcrítico 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.
Figura 14.17 Empate de los colectores por cota clave.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLA DO$
284
ALCANTARILLADOS
285
Para tener en cuenta la pérdida de energía producid a en el pozo debido al
cambio de sección, se puede dejar una caída én la clave, b...Ho según el diámetro del colector de salida, así:
Dz < 24":
¡
!
lLlH
*·······························i
...
1
.~. . .
M-!,= 2 (Dz- D¡)
24" <Dz<36 ":
M-fe=
43 (Dz- Dt)
\
14.3.5.2 Empate por la línea de energía para flujo subcrítico
Este tipo de empate es empleado para cualqu.ier diámetro y para régi:nen
de flujo subcrítico o supercríti co. En cualqUier caso, el empat~ P?r !mea
de energía consiste en igualar la cota de energía del ~olector pnnctpal entrante al pozo, con la cota de energía del colector sa.hent~. .
,
Al realizar el empate de las tuberías se producen vanas I:erdtda~ de ~?ergm;
las más important es son la pérdida de energía por cambw de dtreccwn y la
pérdida debida a la intersección. La consideración de las ~érdi?as en el p~zo,
implica una diferencia de alturas entre la línea de energta saliente y la lmea
de energía del colector principal que llega al pozo.
D.. T-fp
en donde:
D...Hc
D...He
= t::..Hc
+ M-fe
= Pérdida de energía por el cambio de dirección
=
Pérdida de energía por la transición
Pérdida de energía por cambio de dirección
La pérdida de energía por cambio de d~:ección, para ~:ujo subcrítico .o
flujo supercríti co, es calculada en funcwn de la relacwn entre el rad1o
de curvatura del pozo, re, y el diámetro del colector, De. De l~ tabla
14.5 se obtiene el término "K V/12g" para evaluar esta pérdtda de
energía.
Tubería principal
de entrada
de salida
Figura 14.18 Empate de los colectores por la línea de energía.
donde:
K
K
= 0.2 para un aumento de la velocidad
= 0.1 para una disminución de la velocidad
Si el término D...He resulta negativo (K = 0.1 ), no se debe tener en cuenta
para el cálculo del término D...Hp. Tenerlo en cuenta equivaldr ía a elevar la
cota de batea del colector saliente, lo cual no se debe hacer bajo ninguna
circunstan cia.
Tabla 14.5 Pérdida de energía por cambio de dirección. Para ángulos de deflexión de 90°
Régimen
rJDc
Subcrítico:
> 3.0
0.05
V1 2/2g
1.5- 3.0
0.20
V,2/2g
1.0- 1.5
0.40
V12/2g
6.0- 8.0
0.40
V1 2/2g
8.0-10.0
0.20
V,2/2g
> 10.0
0.05
V12/2g
Supercrítico:
.1.Hc
Pérdida de energía por la transición
Las pérdidas en una transición obedecen al aumento o a la disminuc ión
de la velocidad debidos a un cambio de diámetro.
M-fe =
v~
K'\x (2g -
vf
2g)
14.3.5.3 Empate por la línea de energía para flujo supercrítico
Con flujo supercríti co, en general, se establece la sección de control a la
entrada de la tubería saliente, es decir que la capacidad de transport e de la
tubería es mayor que la capacidad de entrada a ésta.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
286
en donde:
= Energía específica para las condiciones de flujo
He
crítico.
V~
He= Yc + 2g
Tubería principal
de entrada
Incremento de altura debido a las pérdidas. Su valor
se obtiene de la ecuación empírica siguiente:
He
\
He
=0.589
K
X
D
X (
D2
Q
Vgl}_)
2.67
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 siguiente ecuación, conocida también como el factor de sección:
Figura 14.19 Empate con flujo supercrítico.
_9_ =A VT5 = Vf (O -Sen 0) 1.5 D 25
0)0.5
(
32
Yg
Sen2
Se busca entonces determinar la caída en el pozo, de tal manera que la
elevación del agua en el pozo no sea mayor que la elevación de la lámina
.
de agua en las tuberías concurrentes al misn:o.
sumergida{)
manera
de
realizarse
puede
salida
de
tubería
la
a
La entrada
no, y esto depende del diámetro y el caudal de ésta.
Tabla 14.6 Coeficiente K
K
Dpozo
Dsalida
Entrada no sumergida
Q
2 . f""""r\
D vgD
< 0.62
(14.8)
> 2.0
1.2
1.6 2.0
1.3
1.3-1.6
1.4
< 1.3
1.5
es decir:
0.319Q
D2.s
en donde:
062
< .
Q
= Caudal de la tubería de salida
D
=
(14.9)
Entrada sumergida
La entrada a la tubería de salida es sumergida sj:
Diámetro de la tubería de salida
Q
2- r--r.
D vgD
La caída en el pozo, Hw, indicada en la figura 14.19 se obtiene de la ecuación:
> 0.62
(14.11)
es decir:
(14.10)
0.319
D2.s
Q o62
< ·
(14.12)
288
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADO$.
La caída en el pozo se determina a partir de:
2
D
H'"
=K X [0.70 + 1.91
X
Ygi5 )
( D2 Q
)
(14.13)
en donde los términos han sido definidos anteriormen te. Para efectos del
cálculo, puede utilizarse la gráfica indicada en la figura 14.20.
'
Entrada Sumergida
'
1
'\_
'\. 7
V
) Entrada No Sumergida )
1
/
/
v
/
/
VI/
V
\
/
\
y
/
/
tf
/
v
1
0.1
0.01
/
/
V
i
1
1
1
1
1
0.1
0.62
0.319 Q/02 ·5
Figura 14.20 Determinación de Hw. Debe afectarse por el coeficiente de la tabla 14.6.
1
¡
CAPtTUt.O
.1B
Alcantarillado
sanitBrio
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.
- Aguas de 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:
_ CR x CxDxA
Q86400
en donde:
Q
= Caudal de aguas residuales domésticas, L/s
CR = Coeficiente de retorno
C = Consumo de agua potable, L/Hab.d
(15.1)
= Densidad de población de la zona, Hab/Ha
D
A
= Área de drenaje de la zona, Ha
La determinación d~[l{sx~as.tde ilEel\Jje debe hacerse de acuerdo con el
plano topográfico de la población y el trazado de la red de colectores. El
área de<tlt'~jefái€Pdrtt~ 1l::c<~:d~Hr0l~ttttJlt-"S~~~ire~ki tffíí'Zun~Mlas diagonales
o bisectrices sobuf)~s.1tpanzanas de la población.
15. 1. 1. 1 Coeficiente de retorno
Este coeficiente tiene en cuenta el hecho de que no toda el agua consumida dentro del domicilio es devuelta al alcantarillado, por razón de sus
múltiples usos como riego, lavado de pisos, cocina y otros. Se puede establecer, entonces, que sólo un porcentaje del total de agua consumida es
devuelta al alcantarillado. Este porcentaje es el llamado "coeficiente de
retorno", el que estadísticamente fluctúa entre 65'/'o y 85% (para la ciudad de Bogotá se adopta un valor de 85% ).
\:<'--~J
(1'\;r
,15.1.2, Caud~l indu$trial
~}
,i)
1 ~~aJ'r~sioo~lesb&&sec~er1MJlm~e> :p'~ahtlcáél11 caso en parmté)!i~é'rt~:&
Y
,
b
,
_
_
~i¿tfUrfy~qth~ 'Vttt'r;i;'delafu1&d6' 'Jtlwel''HpY;V:; dÍt~~ñWtie la industria.
Para pequeñas industrias puede tomarse un aporté;iriédí·g
1.5 L/s.Ha.
ae
15.1.3 Caudal comercial
15. 1. 1.2 Consumo de agua potable
:. J~ar<Vsebt~tF fibtámcrít~ c&fl;ePelltles'~ela'd'ep,t~fu~1 ~f&rt;e:~edio diario de
El consumo de agua potable por habitante fue determinado en el capítulo
4 de este libro. Como otro parámetro adicional de comparación, se transcribe a continuación la norma de la Empresa de Acueductos y Alcantarillados de Bogotá:
'ne'fd
es
HeC:es:trfS p't'ílli:l~ta:r' es re,_ :~~lld'r et\.lzidrla~ iliixtas ' comerr<
;
'ic:iales y'res'idendai!'es'.
_.h:;J('
' 11 /-'~!EJ!LN:Hi,
15.1.4 Caudal institucional
Como en:eb oa:rordel :ap011i:OO!Itlndu~tri:al;' el aporte institucional varía de
ac1}!~~rgg <::,<([l,;e! .P,Po y el tamaño de kinsütución, por lo que debe consi,í;t{l'pr'se ¡;;~f:l caso
particular. Sinembaítgo;:;para instituciones pequeñas
Jíi>&a.]i:e:a~eR4"'"-H+a.Yr~Í~Gial~~~,t-€>-míH'Sc~Y.n aporte med ío diario
deo.8L/?.Ha.
:..
,;,,'
Tabla 15.1
Consumo de agua potable para la ciudad de Bogotá
Estrato socioeconómico
Bajo
Medio
Alto
Consumo (L!hab.d)
190
300
410
i ~.1.5 c~Lidal méqio diario de aguas re~f4P~Ies
El aporte medio diario al alcantarillado sanitario resulta de sumar los
aportes domésticosJi~en' les''inti'nstfi;áles, ~ótrter'enrl~s~d i;nhitucionales a
que haya lugar.
15. 1. 1.3 Densidad de población
La densidad de población se define como el número de personas que habitan en una extensión de una hectárea. Un estudio de densidad de población debe reflejar su distribución de manera zonificada, la densidad
actual y la máxima densidad esperada, valor este último con el cual se
debe hacerla det~rm,in¡¡ción del caudal.
U.'cfép¡srd~d\r\ltía segtt'n 'd¡dú'&t'eí"'~S~i'ó'c'tottómico y según el tamaño de
la población. Para poblacil',>nes pequeña~, la densidad puede fluctuar entre
100 y 200 Hab/Ha, mientr~s'<qtie para poblaciones mayores o ciudades, la
densidad ?u ele ser. c-leterminada Ror. eJ estra~q y los usos de la zona (re sidericiafiria'i.ísfiíafo'cóinécfal)irue:de 11\g;ir a val:¿¡:g~áel'brden de 400
H;1b/Ba o más.'"' '
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~
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•
'
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/
. El caudal Cie -diseñ¿ 'de la- red de colector·es dtb.e 'Wtrl~sp'dnder al caudal
máximo horado. Este caudal se·déi:ermiHa: á pátt'ir de Hict6fes de m a yoración del caudal medio diario obtenido anteriormente, los cuales se seleccionan de acuerdo con las caracterí~~t\é':i~"'píbpi-a~'&~ T'a 'Póbt{ción.
Para poblaciones pequeña~ pueden emplear,se lqs factores de Babbit
' Hármon. J;:nhs~ eci'rací6nes 15.2y 15'.3' 'se p:lailtH caúdallnáximo hora1
. , ·ri0 en'fürrci6n de Ja pohlaó'órt eipresada en milei'de hl:tBíú'ntes.
296
Babbit: Para poblaciones menores de 1000 habitantes.
-
Caudales Extremos (L/s)
5
Qmáx horario == Q X p 0.2
Harmon: Para poblaciones mayores de 1000 habitantes.
Qmáx horario ==
-
18+v'P
1,000
Q X 4 + v'J>
Para ciudades grandes en donde existirán registros de caudales picos, el
caudal de diseño corresponde al caudal máximo horario del día máximo,
obtenido de gráficos similares al indicado en la figura 15.1 para la ciudad
de Bogotá.
100
15.1.7 Caudal de infiltración
10
Este aporte adicional se estima con base en las características de permeabilidad del suelo en el que se ha de construir el alcantarillado sanitario.
Este aporte puede expresarse por metro de tubería o por su equivalente
en hectáreas de área drenada. A continuación se presentan algunos valores de infiltración.
1
Condiciones
10
100
1,000
Caudal Medio (Lis)
Tabla 15.2
Aporte de infiltración por longitud de tubería
Figura 15.1 Caudal de diseño para la ciudad de Bogotá.
Infiltración (Us.Km)
Alta
Media
Baja
Tuberías existentes
4.0
3.0
2.0
Tuberías nuevas con unión de:
-Cemento
-Caucho
3.0
1.5
2.0
1.0
1.0
0.5
15.1.8 Caudal de conexiones erradas
Este aporte proviene principalmente de las conexiones que equivocadamente se hacen de las aguas lluvias domiciliarias y de conexiones clandestinas.
El criterio de la Empresa de Acueducto y Alcantarillado de Bogotá es el
de estimar este valor en un 20% del caudal máximo horario. Otro criterio
puede ser el de adoptar un caudal entre 1 y 3 L!s.Ha.
15.1.9 Caudal de diseño
Corresponde a la suma de caudal máximo horario (aporte doméstico, industrial, comercial e institucional), caudal de infiltración y caudal de conexiones erradas.
15.2
OTRAS EsPECIFICACIONEs DE DISEÑO
Además de cumplir las normas generales expuestas en el capítulo anterior
(Sección 14.3 ), se debe cumplir las normas específicas para alcantarillados
sanitarios descritas a continuación.
'
15.2.1 Velocidad
Ve~ocidad míni_m~: Los alcantarillados sanitarios que transportan aguas
residuales domesticas deben tener una velocidad mínima de 0.6 mis a
tubo lleno. Cuando las aguas residuales sean típicamente industriales, se
debe a~m~ntar la velo~idad mínima para evitar la formación de sulfuros y
la consigUiente corrosiÓn de la tubería, según la tabla 15.3.
Velocidad máxima: Cualquiera que sea el material de la tubería, la velocidad máxima no debe sobrepasar el límite de 5.0 mis, para evitar la abrasión de la tubería.
Tubería de gres= 5.0 mis
Tubería de concreto= 4.0 mis
~2.55¡".,[2] ~
, .Tabla 15.3
Velocidades
mínimá§'a-tt&CitH~@Fá'ra residuos industriales
~.
,.
42.~
V~focidad mínima (m/s)
0.60
0.75
0.90
1.05
1.20
~
'Y!
E
o
o
~<,>
15;2 .2 •otámetro··rtiJnimo
o:n:xsLf;
'~ ~ ~
_,_ ·
Et:díai]:letro mínimo.p:4raíla red de colectores debe ser de 8 pulgadas (20
c,entímetros). El diámexrumínimo para las conexiones domiciliarias es de
6 pulgadas (15 centímetros), aunque éste puede ser reducido a 4" en casos
en .que la conexióJ?,~8tpipiliaria se realice con tubería PVC.
~-~·.
r,~:~;~
!2
H
3
~~
41.7 ,,
;;.
0
0
· : : :~: · :.: .;.
.
1~
·.:::.;. r.,\·
15;2.:3 D.iámetro (fe diseño
ª<l.JO
la hipótesis d~ flujo uniforme, para la selección del diámetro se
.,,jl,C¡;>stumbra uti~lilr la ecuación de Manning vista en el capítulo anterior.
'"'v5e' debe ase¡pyr~l;:,~,n borde libre que permita la adecuada ventilación de
Ja tJJherí.a, p'or~'ra'z6n de la alta peligrosidad de los gases que en ella se
forman.
El diámetro se selecciona tomando como máximo la relación entre caudal
de diseño y caudal a tubo lleno (Q/Qo) dada en la tabla 15.4.
Tabla 15.4
Relación de 0/0 0 máxima para la selección del diámetro
•
(coeficiente de utilización)
0/0 0
Diámetro de la tubería
0.60
0.70
0.90
24" a 1.20 m
8" a 21"
> 1.25 m
~
1
m
B
,.~~
Figura 15.2 Red del alcantarillado sanitario.
El pozo marcado como "E" corresponde realmente al primer nudo intermedio entre 3 y 4 de la red de distribución. A continuación se debe de··
terminar el área de drenaje aferente a cada colector, como se indica en la
figura 15.3.
Una vez determinados el trazado de la red y las áreas de drenaje, se entra
a calcular el caudal de aguas residuales. Para efecto del presente ejemplo,
se supone una densidad de población uniforme.
Aporte de aguas residuales domésticas
Los siguientes son los datos de la población ya calculados previamente en
los capítulos anteriores:
~
L=
nor-;:-~r
.
.
Para ~fectos del ejemplo de diseño del alcantarillado samtano, se ha to,,,)il;l¡lqo como base el sector superior (triangular) del ejemplo presentado en
, k ' · ~LcH~eño de la red de distribución de agua (Capítulo 13 ).
!
Sobre el plano de loteo de la población, se hace el trazado de la red de colectores, se seleccionan los colectores iniciales y se numeran los pozos teniendo en cuenta la topografía del terreno. El procedimiento anterior se
ilustra en la figura 15.2.
_¡
!'
¡ '~
Población de diseño
Área total de la población
Consumo de agua potable
Caudal promedio diario
6593 habitantes
13.5 hectáreas
215 Llhab.d /
16.4 Lis
300
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Caudal de diseño
De acuerdo con el tamaño de la población, se adopta el coeficiente de
mayoración de Harmon, a partir del cual se obtiene el caudal máximo
horario del día máximo.
18 + 18+-JP
-
Qmáx.hor
=Q
X
4
+
r;:;;;;-
'\¡1000
=5.27 X - - - - - -
r;:;:;;'\/1000
4 + ...
Qmáx.hor.
Figura 15.3 Delimitación del área aferente a cada colector.
Adoptando un coeficiente de retorno del 80%, el aporte de aguas residuales promedio es:
Qres. dom. =
16.4x0.8 =O. 97 L/s. H a
•
13 5
Aporte de aguas residuales industriale s
De acuerdo con la sección 15.1.2 se adopta un valor de 1.5 L!s.Ha.
Aporte de aguas residuales comerciales
De acuerdo con la sección 15.1.3 se adopta un valor de 2.0 L/s.Ha.
Aporte de aguas residuales instituciona les
De acuerdo con la sección 15.1.4 se adopta un valor de 0.8 L/s.Ha.
Aporte total de aguas residuales
El caudal promedio total de aguas residuales correspond e a la suma de
los aportes determinad os anteriormen te, es decir:
Q res. = 0.97 + 1.5 + 2.0 + 0.8 = 5.27 Lls.Ha
= 16.5 L/s.Ha
A continuació n sigue el cálculo hidráulico de la red de colectores con los
siguientes parámetros de diseño:
Las normas que se deben cumplir son las indicadas en este capítulo y
en el capítulo 14.
- El empate de los colectores en los pozos se realiza considerand o la
cota clave, ya que se presumen diámetros menores de 36 pulgadas y
·
velocidades bajas.
- La profundida d mínima en los colectores iniciales es de 0.80 m y de
1.00 m en todos los demás colectores.
- La tuberías son de gres, con un coeficiente de rugosidad de Manning
de 0.014.
Cuadro de cálculo
A continuació n se hace una descripción , columna por columna, del cuadro de cálculo indicado en la tabla 15.5.
Columna 1: Numeració n del colector.
En esta columna se indica el número de los pozos inicial y
final del tramo. Puede existir otra columna adicional indicando la localización del colector con la nomenclatu ra de
la población ( Cra. 2 entre calles 2 y 3 ).
parcial (hectáreas).
Área
Columna 2:
Correspond e al área aferente a cada colector de acuerdo
con la figura 15.3.
Columna 3: Área total de drenaje (hectáreas).
Se acumula el área de drenaje de los colectores aguas arriba del colector en cuestión. Por ejemplo, para el colector
8-9 se tiene:
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
3/8
D
As-9
=
1.548
X
= 0.25 + 0.917 + 2.0 = 3.167 Ha
[11])
[12]1!2
(0.014
X
Columna 14: Diámetro calculado en pulgadas.
Columna 4: Caudal máximo horario del día máximo en L/s.Ha.
Es un valor constante siempre y cuando la densidad de
población sea la misma. En este ejemplo se supone que
toda el área tiene la misma densidad de población.
Columna 15: Diámet:~ comercial utilizado en pulgadas.
S~- utthza la c~lumna 14 como guía para la selección del
dtametro, temendo en cuenta la relación máxima de
Q/Qu máxima o coeficiente de utilización. El diámetro
mínimo es de 8 ".
Columna 5: Caudal máximo horario en Lis.
Columna 4 x Columna 3.
Columna 16: Diámetro comercial en metros.
Columna 6: Longitud de cada colector en metros.
Columna 7: Longitud acumulada de infiltración en metros.
Q
Columna 8: Coeficiente de infiltración según la tabla 15.2.
Columna 9: Caudal de infiltración en Lis.
Columna 7 x Columna 8 /1000. Se debe acumular el caudal de infiltración. Por ejemplo, para el colector 3-5 se
uene:
Q¡ 3_ 5 = lQQ X 0.6 + 141.7 X 0.6 + 1QQ
X
0.6
= 0.205 L/s
Columna 10: Caudal de conexiones erradas en L/s.
Las conexiones erradas se suponen como un 20% del
caudal máximo horario.
0.2 x Columna 5.
Columna 11: Caudal de diseño del alcantarillado sanitario en L/s.
Columna 5 + Columna 9 + Columna 1O
Columna 12: Pendiente del colector.
El valor anotado en esta columna se calcula inicialmente con 1.0 u 0.8 m de profundidad a la clave. Este valor
puede ser alterado posteriormente de aGuerdo con las
condiciones hidráulicas obtenidas para el colector: relación de caudales (Q/Qu) s coeficiente de utilización y
Vu
;z:
Columna 17: Caudal a tubo lleno en Lis.
0.6 mis.
Columna 13: Diámetro de la tubería en metros. ;
Se calcula de acuerdo con la ecuación de Manning
16]813 [12]112
n
= Q. 312 X _..[____;_,_.~...:_:.=.¡__-
Columna 18: Velocidad a tubo lleno en m/s.
V= [17]
X 4
n:x[16]2
Columna 19: Relación entre caudal de diseño y caudal a tubo lleno.
Debe ser menor del valor del coeficiente de utilización
dado en la tabla 15.4.
Columna 11 1 Columna 17
Columna 20: Relación entre velocidad real y la velocidad a tubo lleno
encontrada en la tabla 8.2.
Columna 21: Relación entre lámina de agua y diámetro de la tubería,
encontrada en la tabla 8.2.
Columna 22: Velocidad real en m/ s.
Columna 20 x Columna 18
Columna 23: Altura de velocidad en metros.
Colector 8-9: D = 20" (0.51 m)
Al empatar de los dos colectores anteriores con el colector
8-9, se tiene:
Cota clave en 8 =40.38 - 1/2(0.51-0.41) =40.33
Cota clave en 9 40.33 0.0010 x 100 =40.23
Columna 24: Lámina de agua en metros.
Columna
x Columna 17
Columna 25: Energía específica en metros.
Columna 23 + Columna 24
Columna 26: Profundidad hidráulica en metros.
Obtenida de la tabla 14.4 a partir de la relación Q/Q 0 •
z
X
(16]
Columna 32: Cota de batea en el pozo inicial.
Corresponde a la cota clave menos el diámetro.
Columna 27: Número de Froude.
-;:::=:===::===
NF =
Columna 31: Cota clave en el pozo final.
Se calcula a partir de la cota inicial menos la caída por
la pendiente del colector en la longitud del mismo. El
cálculo ya ha sido ilustrado en los ejemplos anteriores
de cálculo para la columna 30.
Columna 30 - Columna 16
..,J9.81 X [26]
Columna 33: Cota de batea en el pozo final.
Columna 31 - Columna 16
Columna 28: Cota de rasante en el pozo inicial.
Columna 34: Cota de energía en el pozo inicial.
Corresponde a la cota de batea más la energía específica
del colector.
Obtenida del planÓ topográfico.
Columna 29: Cota de rasante en el pozo final.
Columna 32 + Columna 27
Obtenida del plano topográfico.
Columna 30: Cota clave en el pozo inicial.
Para los colectores iniciales se toma 0.80 m de profundidad a la clave. Para los demás colectores, la cota clave inicial depende del empate por cota clave con las tuberías
afluentes al pozo.
Ejemplo de empate de los colectores 1-2 y 2-4:
Colector 1-2: D =8" (0.20 m)
Cota clave en 1 42.55 - 0.80 = 41.75
Cota clave en 2 = 41.75- 0.0055 x 100
Columna 28 - Columna 30
41.20
Ejemplo de empate de los colectores 5-8, 7-8 y 8-9:
Colector 7-8: D = 16" (0.41 m)
Cota clave en 8 =40.38
Columna 36: Profundidad a la clave en el pozo inicial.
Corresponde a la profundidad del colector medida desde
la rasante hasta la clave del colector.
Columna 37: Profundidad a la clave en el pozo final.
Columna 29 - Columna 31
Colector 2-4: D 8" (0.20 m)
Cota clave en 2 = 41.20 - 1/z(0.20-0.20) 41.20
Cota clave en 4 = 41.20 0.0045 x 100 = 40.75
Colector 5-8: D =16" (0.41 m)
Cota clave en 8 = 40.38
Columna 35: Cota de energía en el pozo final.
Columnft 33 + Columna 27
El cálculo de la columna de cotas de energía es opcional cuando se hace
el empate de los colectores en el pozo por la cota clave. Sinembargo, es
importante su cálculo para comparar las cotas de energía de los colectores entrante y saliente del pozo y así poder identificar posibles problemas
cuando la cota de salida es mayor que la cota de entrada del colector
principal afluente.
g
Tabla 15.5
Red del alcantarillado sanitario. Empate de los colectores en los pozos por cota clave
A
De
ll___!!l___
Par,_--~'-·_
[3]
[2]
Us.Ha
[4]
Us
(5]
L (m)
[6]
0.167
0.250
og5o
0.250
0.167
0.417
1. 0.667
0.917
16.5
16.5
16.5
16.5
2.8
6.9
11.0
15.1
100.0
100.0
100.0
100.0
rl---} . 0.167
0.167
16.5
2.8
141.4
2
4
7
8
111
u2
4
¡;__
2
3
_.'!____
5
t--
L Tot.(m) C(Us.km)
[8]
[7]
05
100.Q
0.5
200.0
o.5
3oo.o
0.5
400.0
3.9
8
0.20
23.2
0.72
0.15
0.15
0.20
5.9
7.9
8
10
0.20
0.25
18.8
37.3
0.58
0.74
0.44
0.54
0.17
0.28
0.39
1
6.6
10.9
15.5
10
16
20
1
0.25
0.41
051
30.4
110.9
1 124 7
1
1
3.8
8
1
0.20
23.8
1
5.8
7.9
17.8
8
10
20
0.20
0.25
0.51
19.4
37.3
118.3
1
1
22.9
1 339.2
1
0.30%
0.36%
1.4
3.3
6.9
16.5
100.0
100.0
100.0
341.4
0.5
0.5
0.1
0.2
5
8
9
0.500
0.500
0.250
0.500
2.000
316Ll
16.5
16.5
16.5
8.3
33.0
52.3
100.0
100.0
100.0
541.4
0.5
0.5
05
0.24%
10.0
1.7
0.1
0.26%
39.9
6.6
0.3
0.5 _ _l__ 105___L_633_____l_QJo%
j __
0.10
0.46%
16.5
16.5
1. ~1041A....l._
{19)
0.13
0.36
0.23
0.24
8.3
20.0
0.6
0.417
1.000
1
0.78
0.71
0.59
0.58
3.4
0.1
0.417
0.417
1
25.4
23.0
59.0
75.3
. 3.7'• (
3.4
8.4
13.4
18.4
3
5
1
0.20
0.20
o.36
0.41
0.10
0.14
0.20
0.24
0.6
1.4
2.2
3.0
0.5
_141.4
8.0
9.4
8
8
14
16
[12]
0,1
0.1
0.2
0.2
1
5.5
6 1 0.167
0.167
16.5
2.8
141.4
141.4
0.5
0.1
0.6
3.4
0.48%
0.10
2.__6__+-ºA 17
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0.09%
0.15
0.20
0.45
1
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1 0.45%
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1 0.74%
1
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41.06
40.66
40.31
40.13
1 41.55
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1 41.62
1 40.97
40.71
40.38
40.23
40.95
40.64
40.33
41.74
41.58
41.68
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41.00
40.55
40.17
39.97
40.46
39.97
39.72
40.70
40.23
39.82
40.82
40.44
40.12
40.58
40.18
40.02
1
0.15
0.27
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1.00
1.00
1.08
1.20
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1.08
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41.30
40.62
41.10
40.42
41.17
40.49
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1.10
0.516
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41.74
41.72
41.68
41.72
41.68
41.81
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40.59
40.23
40.62
40.23
40.14
40.74
40.34
39.72
40.42
39.98
39.63
40.85
40.51
40.10
40.53
40.15
40.01
0.80
1.13
1.45
1.10
1.45
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0.5
0.8
41.72
41.81
41.81
40.55
40.92
40,14
40.29
39.40
40.72
39.63
40.09
38.89
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11
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
308
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100
200
300
500
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700
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o
100
200
300
Abaclaa
Figura 15.5 Diseño final del alcantarillado sanitario. Perfiles.
100
16.1
DESCRIPCIÓN DEL SISTEMA
omo se dijo anteriormente, el alcantarillado de aguas lluvias está
conformado por el conjunto de colectores y canales necesarios
para evacuar la escorrentía superficial producida por la lluvia. Inicialmente el agua es captada a través de los sumideros en las calles y las
conexiones domiciliarias, y llevada a una red de tuberías que van ampliando su sección a medida que aumenta el área de drenaje. Posteriormente estos colectores se hacen demasiado grandes y entregan su caudal a
una serie de canales de aguas lluvias, los que harán la entrega final al río.
16.2
EVALUACIÓN DEL CAUDAL DE DISEÑO
En general, puede ser empleado cualquier modelo de lluvia-escorrentía.
Para superficies menores de 1300 Ha se recomienda utilizar el Método
Racional, dada su simplicidad. Sinembargo, para áreas mayores de 1300
Ha se debería utilizar un modelo más apropiado a las características de la
cuenca, por ejemplo el método del hidrograma unitario, el método del
Soil Conservation Service u otro método similar.
16.2.1 El Método racional
que el ca~~<l.l superficial producido por una preci-
Q=Cxlx
(16.1)
312
AlCANTARILLADO PLUVIAL
en donde:
313
Tabla 16.2
Frecuencia de diseño según el área drenada
Q.
= Caudal superficial (L/s)
C
I
A
= Coeficiente de escorrentía (adimensional)
= Intensidad promedio de la lluvia (L/s.Ha)
= Área de drenaje (Ha)
drenada (Ha)
Menor de 3 Ha
Entre 3 y 10 Ha
Mayor de 1o Ha
16.2.1.1 Área de drenaje (A)
Para determinar el área de drenaje dentro de la ciudad, se procede de manera similar a como se determinaron las áreas para el diseño del alcantarillado sanitario, es decir, trazando diagonales o bisectrices por las
manzanas y planimetrando las respectivas áreas aferentes a cada colector.
En los casos en que alrededor de la población exista una cuenca que
aporte un gran volumen de agua, se deberán diseñar canales interceptores
con el fin de evitar que los colectores iniciales resulten excesivamente
grandes.
Frecuencia (años)
3
5
10
Curva de Duración-Intensidad-Frecuencia
Zona 2, Bogotá
Intensidad (L/s.Ha)
~,---:---~------------~------------------~
16.2. 1.2 Intensidad de la lluvia (1)
Este valor es obtenido a través de un estudio hidrológico de la zona, del
cual se obtienen las curvas de intensidad, duración y frecuencia.
Es importante recordar que, de acuerdo con estas curvas, la intensidad es
inversamente proporcional a la duración y directamente proporcional a la
frecuencia de la lluvia. Para poder, entonces, obtener un valor de intensidad de la lluvia en la aplicación del método racional, es·necesario definir
la frecuencia de la lluvia y su duración. En la figura 16.1 se indican las
curvas de duración-intensidad-frecuencia para la ciudad de Bogotá.
Frecuencia de la lluvia
200
25
30
35
40
45
50
55
60
Tiempo (minutos)
En general, las frecuencia utilizadas varían entre 3 años, como mínimo,
hasta valores del orden de 100 años. La escogencia de un valor dependerá
de varios criterios tales como la importancia relativa de la zona y el área
que se está drenando. De esta manera, se indican algunos valores que
pueden ser utilizados como guías para esta determinación en los tramos o
tuberías del alcantarillado:
Tabla 16.1
Frecuencia de diseño en función del tipo de zona
Descripción de la zona
Zona residencial
Zona comercial e industrial
Colectores principales
Frecuencia (años) .
3- 10
10- 50
10- 100
Figura 16.1 Curvas de Duración-Intensidad-Frecuencia para la ciudad de Bogotá según la Empresa de Acueductos y Alcantarillados de Bogotá.
Las frecuencias de diseño para los canales de aguas lluvias son:
- Canales que drenen áreas menores a 1000 Ha:
Sección revestida en concreto:
Capacidad total:
10 años
25 años
- Canales que drenen áreas mayores a 1000 Ha:
Sección revestida en concreto:
Capacidad total:
Borde libre:
10 años
50 años
100 años
- Canales interceptores de aguas lluvias:
Los canales interceptores mencionados anteriormente (sección
16.2.1.1 ), cuyo desbordamien to ponga en peligro vidas humanas,
deben diseñarse para un período de retorno de 100 años.
15 min
Caudal
Duración de la lluvia
Se puede demostrar que el caudal producido será máximo si la duración
de la lluvia es igual al tiempo de concentración del área drenada. El tiern;;
po de concentración es el tiempo que tarda el agua en llegar desde el pun.:.
to más alejado de la cuenca hasta el colector o, en otros términos, es el
tiempo requerido desde el comienzo de la lluvia para que toda el área
contribuyend o al colector en cuestión.
El tiempo de concentración puede ser dividido en dos: 1) tiempo de con.,.
centración inicial y 2) tiempo de recorrido en el colector. El tiempo dé
concentración inicial es considerado como aquel de recorrido en montaña, terreno plano, cunetas, zanjas y depresiones.
Este tiempo depende de las características de la superficie tales comó
pendiente y tipo de superficie, y oscila entre 1O y 20 minutos. El tiempo
de recorrido en el colector dependerá de la velocidad y longitud del co.;.
lector entre pozos.
El siguiente ejemplo ilustra el concepto de tiempo de concentración :
Suponiendo un área de drenaje impermeable y de pendiente uniforme,
que drena hacia un colector central, se ha determinado que el tiempo que
tarda el agua que cae sobre la línea más alejada del colector es de 15 minutos. Sobre esta área de drenaje se determinan las isocronas (líneas de
igual tiempo de recorrido) cada 5 minutos.
Al caer sobre toda el área una lluvia de duración igual a 5 minutos, al término de la lluvia sólo estará drenando al colector el agua que cayó inicial;.
mente sobre la línea de la isocrona de 5 minutos, y se producirá el
hidrograma mostrado en la figura 16.2.
Al caer una lluvia de duración igual a 1O minutos, el agua que cayó sobre la isocrona de 10 minutos estará siendo evacuada en el momenro
de finalizar el evento. El hidrograma producido se indica en la figura
16.3.
Finalmente, al caer una lluvia de 15 minutos (igual al tiempo de concentración de la cuenca), al final del evento toda el área de la cuenca estará'
contribuyend o al caudal en el colector y se registrará el hidrograma máximo indicado en la figura 16.4.
Si sobre la misma área ocurre una lluvia de mayor duración, por eje111plo
de 20 minutos, no se incrementará el caudal pico del hidrograma, Q15,
sino que se aumenta el volumen de agua producido (área bajo la curva del
hidrograma).
10 min
_
15 min '------------ --
5
10
15
30
25
20
s~)
~(~m~in~u~t~o
1 L-------------------------------------------------~T
Figura 16.2 Área de drenaje e hidrograma para una lluvia de 5 minutos de duración.
Caudal¡
5 min
10 min
15 min ' - - - - - - - - - - '
5
10
15
20
30
25
T (minutos)
Figura 16.3 Área de drenaje e hidrograma producido por una lluvia con 10 minutos de duración.
Si a continuación del colector AB indicado en la figura 16.5, sigue otro
colector BC que drena un área propia exactamente igual a la del colector
AB, y el recorrido en el colector AB dura 2 minutos, el tiempo necesario
para que la totalidad del área esté contribuyendo será de 17 minutos ya
que a los 15 minutos todavía faltará el recorrido en la tubería AB. En este
caso, la duración de la lluvia para el diseño del colector AB sería de 15
minutos, mientras que la duración de diseño para el colector BC sería de
17 minutos.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTO S Y ALCANTARILLADOS
316
Caudal
/
5
10
15
20
30
25
T (minutos)
Con el ejemplo anterior, queda demostr ado que el caudal máximo producido por una lluvia sobre una cuenca urbana es aquel que tiene una duración de la lluvia igual al tiempo de concentr ación de la cuenca.
Para la determin ación del tiempo de concentr ación inicial de la cuenca
urbana, se pueden emplear diversos métodos , los cuales han sido deducidos de manera empírica y por lo tanto deben ser utilizado s con esmerad o
cnteno.
En la figura 16.6 se muestra la curva utilizada por la Empresa de Acueductos y Alcantar illados de Bogotá, para la determin ación de la velocida d
de flujo y por ende del tiempo de concentr ación (L/v) según el criterio
del Soil Conserv ation Service.
Además de los métodos gráficos, existen diversas ecuacion es empírica s
para la determin ación del tiempo de concentr ación. Una de ellas es la indicada por:
Figura 16.4 Área de drenaje e hidrograma para una lluvia de 15 minutos de duración.
.
Te mm
= 0.1637
X
A+ 8.68
(16.2)
Te mín =Tiemp o de concentr ación mínimo de la cuenca
en mmutos
= Área de drenaje de la cuenca en hectárea s
A
15 min
en donde:
10 min
En la ecuación 16.2 se observa que el tiempo mínimo para un área de drenaje muy pequeña será de 9 minutos aproxim adament e. Sinemba rgo, se
estima que en términos generale s el tiempo de concentr ación mínimo
para cuencas urbanas no debe ser inferior a 15 minutos y en ningún caso
menor de 10 minutos .
Para pozos iniciales dentro de la zona urbana, la distancia de recorrid o se
estima de la topograf ía pero en ningún caso debe ser superior a 50 metros.
El tiempo de recorrid o en zanjas y depresio nes, cuando éstas no se encuentren localizad as en la montaña , se puede estimar a partir de la ecuación de Manning , así:
5 min
A
5 min
10 min
15 min
Figura 16.5 Área de drenaje idéntica para dos colectores en serie.
en donde:
Td
L
n
R
S
T _
Ln
d-
60 R213 Sli2
(16.3)
= Tiempo de recorrid o en minutos
= Longitu d de recorrid o en metros
= Coeficie nte de rugosida d de Manning
= Radio hidráulic o de la sección del conduct o natural
en metros
= Pendien te de la línea de energía
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
318
m
100
Flujo superficial
···· Áreas cultivadas
11
Áreas Pavimentadas
1
+
1--
1
En la tabla 16.3 se dan algunas guías para la selección del coeficiente de
escorrentía según las normas para alcantarillados de la EAAB.
-?j
V
[./
'/
1
10
.
Tabla 16.3
Coeficientes de escorrentía típicos
1
----
Tipo de superficie
.L
1
Q)
-
1
e:
Q)
1
=oe:
Q)
o.
1
-
1./
1
-
1
-
1
-
1
o1
0.01
Zonas comerciales
Desarrollos residenciales con casas contiguas y
predominio de zonas duras
Desarrollos residenciales multifamiliares con bloques
contiguos y zonas duras entre ellos
Desarrollo residencial unifamiliar con casas contiguas y
predominio de jardines
Desarrollo residencial con casas rodeadas de jardines o
multifamiliares apreciablemente separados
Áreas residenciales con predominio de zonas verdes y
cementerios tipo jardines
Laderas desprovistas de vegetación
Laderas protegidas con vegetación
Coeficiente
0.90
0.75
0.75
0.55
0.45
0.30
0.60
0.30
------ -------------
1
1
0.1
10
Normalmente las manzanas o los sectc es no están constituidos por un
valor único del coeficiente de escorrentía y por lo tanto es necesario hacer un promedio ponderado teniendo en cuenta el porcentaje de área cubierto por cada tipo de superficie que se esté drenando.
Velocidad (m/s)
Figura 16.6 Estimación del tiempo de concentración inicial.
16.2.1.3 Coeficiente de escorrentía (C)
El coeficiente de escorrentía tiene un significado similar al del coeficien-;e
de retorno en el cálculo del alcantarillado sanitario. No toda el agua lluvia precipitada llega al sistema del alcantarillado; parte se Ri~rde por _f~c­
tores tales como evaporación, intercepción vegetal, detencwn superficial
en cunetas, zanjas o depresiones, y por infil~ra~ión. pe todos los fact~r,es
anteriores, el de mayor importancia es el de mfdtracwn, el cual es funcwn
de la impermeabilid ad del terreno y es por esto que en algunos casos se le
.
. _.
llama coeficiente de impermeabilid ad.
exisque
ya
d1ficil
muy
es
La determinación absoluta de este coeficiente
ten hechos que pueden hacer que su valor varíe con el tien:~o. Por una
parte, las pérdidas por infiltración disminuyen c.o? la duracwn de la lluvia debido a la saturación paulatina de la superfiCie de~ suelo y, por otra
parte, la infiltración puede ser modificada de manera Importa.nte por la
intervención del hombre en el desarrollo de la ciudad, por acc1?nes :aJes
como la tala de árboles y la construcción de nuevos sectores residenCiales
y comerciales.
16.3
NORMAS DE DISEÑO
Además de cumplir los requerimiento s dados en el capítulo 14, se deben
cumplir las siguientes normas particulares de los alcantarillados de aguas
lluvias.
16.3.1 Velocidad
Velocidad mínima: La velocidad mínima requerida en los alcantarillados
pluviales depende de la norma exigida para el proyecto. La Empresa de
Acueductos y Alcantarillado s de Bogotá especifica 1.0 mis como velocidad mínima admisible. Otras normas (INSFOP AL o INAS) recomiendan valores menores, del orden de 0.8 a 0.9 mis.
Velocidad máxima: Para aguas con cantidades no significativas de sedimentos suspendidos, la velocidad máxima es función del material de la
tubería como se indica en la tabla 16.4.
320
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLAOOS
Tabla 16.4
Velocidad máxima para tuberías de alcantarillados, m/s
Material de la tubería
Agua con
sedimentos
coloidales
Agua con
fragmentos
de arena
y grava
Ladrillo común
3.0
2.0
Ladrillo vitrificado y gres
5.0
3.3
3.0
5.0
6.0
6.5
7.5
2.0
3.3
4.0
4.3
5.0
Concreto de:
140 kg/cm 2
210 kg/cm 2
250 kg/cm 2
280 kg/cm 2
315 kg/cm 2
Concreto reforzado mayor de
280 kg/cm 2 y curado al vapor
10.0
6.6
Cloruro de polivinilo
10.0
10.0
16.3.2 Diámetro mínimo
El diámetro mínimo de la sección de alcantarillas pluviales es de 1O pulgadas (0.25 m).
16.3.3 Borde libre en los colectores
A diferencia del alcantarillado sanitario, en el cual hay que tener en cuenta el coeficiente de utilización, el colector debe estar en capacidad de evacuar un caudal a tubo lleno igual o mayor que el caudal de diseño.
16.3.4 Tiempo de concentración
El tiempo de concentración mínimo es de 15 minutos según la Empresa
de Acueductos y Alcantarillados de Bogotá.
16.4
EJEMPLO DE DISEÑO DEL ALCANTARILLADO PLUVIAL
El ejemplo desarrollado a continuación corresponde a la misma población utilizada en el ejemplo de diseño del alcantarillado sanitario (sección
15.3). Se han cambiado las cotas de terreno de los pozos 10 y E de manera
que se ilustre el cálculo en flujo supercrítico.
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Figura 16.7 Ejemplo de diseño del alcantarillado de aguas lluvias.
Para este sector se asumen los siguientes datos:
l. El régimen de lluvias es similar al de la ciudad de Bogotá.
2. Toda la zona tiene un coeficiente de escorrentía compuesto de 0.45
con excepción de las áreas aferentes a los tramos 7-8, 8-9 y 9-1 O, las
cuales tienen un coeficiente igual a 0.6.
3. Para determinar la frecuencia de diseño se emplea el criterio de la
EAAB.
4. P~ra ~a determinación del tiempo inicial de concentración se adopta el
cnteno de la Empresa de Acueductos y Alcantarillados de Bogotá, con
las siguientes condiciones:
Recorrido superficial en montaña:
Longitud =120m
Pendiente= 10%
Recorrido superficial sobre prado corriente:
Longitud = 40 m
Pendiente= 1%
Recorrido en cunetas:
Longitud = 50 m
Pendiente = 2%
5. El material de los colectores es tubería de gres con n=0.014.
Columna 3: Coeficiente de escorrentía: Es el coeficiente de escorrentía
compuesto del área drenada hasta el pozo inicial. Si las áreas
drenadas aguas arriba del pozo inicial tienen el mismo coeficiente, el coeficiente de escorrentía se mantendrá igual. En
otros casos, por ejemplo en el colector 8-9, hay necesidad
~e obtener un coeficiente de escorrentía compuesto como
stgue:
Colectores aguas arriba:
5-8:A = 2.000 Ha; C = 0.45
7-8:A = 0.917 Ha; C = 0.491
C=0.45
C=0.60
Colector 8-9:
A= 2.000 + 0.917 = 2.917 Ha
e = 2.0
Figura 16.8 Coeficientes de escorrentía y áreas de drenaje de los colectores.
Al igual que en el alcantarillado sanitario, se adopta como trazado principal el indicado por los pozos 1-2-4-7-8-9-10-E
Los cálculos del alcantarillado pluvial se presentan en la tabla 16.5, de la
cual se hace una descripción, columna por columna, de los cálculos diferentes de los descritos en el cálculo del alcantarillado sanitario.
Es importante aclarar que, al igual que en el alcantarillado sanitario, los
cálculos se realizan por medio de un programa que toma 8 decimales, de
manera que en algunos casos no coinciden los valores escritos con los resultados reales.
Columna 1: Identificación del colector.
Columna 2: Área parcial: Área drenada por el colector en el pozo inicial,
es decir la suma de la columna 7 de los colectores aguas arriba. Por ejemplo, para el colector 3-5 se tiene:
Columna 4:
Columna 5:
Columna 6:
Columna 7:
Columna 8:
Columna 9:
X
0.45 + 0.917
X
0.491
=
0.463
Incremento de área: corresponde al área aferente del colector.
Coeficiente de escorrentía del área aferente al colector.
Sumatoria de A X e= [2] X [3] + [4] X [5]
Área total= [2] + [ 4]
c.oeficiente de escorrentía compuesto= [6J{7J
Ttempo de concentración total: en los colectores iniciales
corresponde al tiempo de concentración inicial. En los demás colectores corresponde al mayor valor de los tiempos
de concentración de los colectores aguas arriba, los cuales
a su vez son la suma del tiempo de concentración total
más el tiempo de recorrido en el colector.
Tiempo de concentración inicial: de la figura 16.6 se obtienen las velocidades de flujo correspondientes a cada tipo de
terreno:
Recorrido en montaña: i = 10% y L =120m
Vs=0.28m/s Tcmcntmia=
120
=7.14min
0.28 X 60
Recorrido en prados: i = 1% y L = 40 m
Área de 1-3=0.167 Ha
Área de 2-3=0.167 + 0.25 = 0.417 Ha
Área inicial de 3-5= 0.167 + 0.417 =0.583 Ha
V S= 0.08 mis Tcpndo
'
=
0.08
X
60
= 8.55 min
324
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLAE!O$
Recorrido en cuneta: i =2% y L
V
S=
0.85 mis
Tcwneta =
=50 m
50
0.85 X 60
=
0.98 min
Tiempo de concentración inicial:
Tc
0
= 7.14 + 8.55 + 0.98 = 16.67 min
Tiempo de concentración total para el colector 2-4:
T,
=
16.67 + 2.60 = 19.27 min
Tiempo de concentración total para el colector 3-5:
Corresponde éste al mayor valor entre los tiempos de con,.
centración de los colectores 1-3 y 2-3.
T, 1-3 = 16.67 + 3.85 = 20.52 min
T, 2-3 = 16.67 + 2.54 = 19.21 mín
T, 3-5 = 20.52 min
Columna 10: Incremento del tiempo de concentración: es el tiempo que
tarda el agua en recorrer el colector correspondiente. Ate
= [13]
+ [24]
Columna 11: Intensidad de diseño: Corresponde al valor de intensidad en
Lls.Ha, obtenido de la gráfica Intensidad-Duración-Frecuencia de la figura 16.1.
Como se indicó anteriormente, la duración de la lluvia que
produce el caudal máximo es igual al tiempo de concentración de la cuenca (columna 9).
Por otra parte, la frecuencia de diseño se toma para este
ejemplo en función del área drenada según la tabla 16.2
la mayoría de los casos de 3 años).
Columna 12: Caudal producido según la ecuación racional.
Q = (8] X (11] X (7]
Columna 13: Longitud del colector.
Columna 14: Pendiente del colector:
En los colectores iniciales se ha dejado 0.80 m de profundidad a la clave en el pozo inicial y 1.0 m en el pozo final. Por
ejemplo, para el colector 1-2, se tiene:
S "'
(42.55- 0.80) (52.20- 1.00)
100
X
100 = 0.55%
Para los demás colectores es necesario hacer una serie de
cálculos iterativos ajustándose al empate por la línea de energía, de manera que sea posible mantener la red del alcantarillado lo más superficial posible.
Estos cálculos se ilustrarán en el ejemplo de empate de los
colectores en el pozo No. 3.
Columnas Los valores indicados en estas columnas ya han sido expli15 a 29:
cados en el cálculo del alcantarillado sanitario.
Columna 30: Diámetro del pozo: seleccionado según la tabla 14.1.
Los cálculos indicados de la columna 31 a la 34 son empleados para realizar el empate por la línea de energía en régimen subcrítico.
Columna 31: Relación del radio de curvatura con el diámetro de la tubería saliente. Se adopta un radio de curvatura mínimo igual a
la mitad del diámetro del pozo.
Columna 32: Pérdidas por cambio de dirección (K V2/2g): el valor de K
se obtiene de la tabla 14.5 en función de la relación r/Ds
(columna 31 ). Cuando en la tubería principal entrante no
existe un cambio de dirección, con respecto a la tubería saliente, no se tiene en cuenta este término. He = K x [25]
Columna 33: Pérdidas por la intersección: las pérdidas en la intersección
no tendrán en cuenta la diferencia de energías específicas de
los colectores saliente y entrante, debido a que esta diferencia se tendrá en cuenta al obtener la cota de energía del colector saliente y de allí se obtendrá la cota de batea del
colector saliente. Este último cálculo se indica más adelante
en la obtención de las cotas respectivas.
Si la velocidad aumenta:
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
326
Si la velocidad disminuye:
Columna 34: Pérdidas totales en régimen subcrítico: [32] + [33]
Los cálculos indicados de la columna 35 a 38 son utilizados
para hacer el empate por la línea de energía en régimen supercrítico.
Columna 35: Relación entre el diámetro del pozo y el diámetro de la tubería saliente. Es utilizada para obtener el coeficiente K indicado en la tabla 14.6.
Columna 36: Relación de tipo de entrada:
0.319
Q
X D2.5
Por medio de la relación anterior se conoce si la entrada es
sumergida o no y el término Hw/D obtenido de la figura
14.20.
Columna 37: El término Hw/D encontrado a partir de la columna anterior multiplicado por K. Por ejemplo para el empate con el
colector 10-E, se tiene:
Hw/D = 0.63 (de la figura 14.20)
K= 1.3 (de la tabla 14.6)
K Hw/D = 0.82
Columna 38: Caída necesaria para el empate por la línea de energía (Hw ):
correspondq a la distancia entre el eje del colector principal
entrante y la batea del colector saliente.
Hw = [37] x [18]
A continuación se detallan los cálculos de la tabla 16.6 correspondiente a la obtención de las cotas. Se comienza por
evaluar las cotas de energía según el empate por línea de
energía y de allí se determinan las demás cotas del colector.
Columna 39: Cota de rasante en el pozo inicial.
Columna 40: Cota de rasante en el pozo final.
Columna 41: Cota de clave en el pozo inicial: igual a la cota de batea en el
pozo inicial (determinada en una columna posterior) más el
diámetro del colector: [43] + [18]
Para los colectores iniciales se toma 0.80 m como profundidad a la clave.
/
Columna 42: Cota de clave en el pozo final: igual a la cota de clave inicial
menos la caída en el tramo debida a la pendiente del colector: [41]- [14] x [13]
Para los colectores iniciales se toma 1.00 m como profundidad a la clave.
Columna 43: Cota de batea en el pozo inicial: cota de energía en el pozo
inicial menos la energía específica del colector: [45] - [29]
Para los colectores iniciales se toma la cota clave menos el
diámetro: [41] - [18]
Columna 44: Cota de batea en el pozo final: igual a la cota de batea inicial
menos la caída en el tramo debida a la pendiente del colector: [43]- [14] x [13]
Columna 45: Cota de energía en el pozo inicial: este valor corresponde a
la cota de energía en el pozo final del colector principal entrante menos las pérdidas de energía en el pozo: [46] - [34]
Para los colectores iniciales se toma el valor de la cota debatea mas la energía específica: [43] + [29]
Columna 46: Cota de energía en el pozo final: igual a la cota de energía en
el pozo inicial menos la caída en el tramo debida a la pendiente del colector: [45]- [14] x [13]
A continuación se presenta un ejemplo de cálculo con todas las iteraciones necesarias para la realización del empate por la línea de energía de los
colectores en el pozo No. 3.
Colector 1-3
-~,-~-~
Punto
Rasante
Clave
Cotas en 1
Cotas en 3
42.55
41.75
42.10
41.10
1
Tiempo de concentración= 16.67 minutos
Intensidad para frecuencia de 3 años= 199.4 L/s.Ha
Caudal= 15 Lis
S= 4 1. 75 - 4 1.1°
X
100
=
Diámetro comercial = 1O" = 0.25 m
Velocidad real 0.60 m/ s
0.46%
328
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
V2
2g = 0.02 m
d
=
Colector 1-3
0.12 cm
f----P-un_t_o
V2
Rasante
Clave
H = d + 2g = 0.02 + 0.12 = 0.14 m
Cotas en 1
Punto
1
Cotas•nj
40.85
40.99
41.50
41.64
Batea
Energía
S=
Cotas en 2
Cotasen 3
42.20
41.40
42.10
41.10
Rasante
Clave
Cotas
L
~n t__ -C~t~~-~:3
42.55
41.'Z5
1
1
j
42 . 1o
41.07
1
1
¡
l
41.75-41.07
x100=0.48%
14 1. 4
11
Diámetro comercial = 1O = 0.25 m
Velocidad real= 0.61 m/s
V2
2g
Tiempo de concentración= 16.67 minutos
Intensidad para frecuencia de 3 años= 199.4 L/s.Ha
Caudal= 37.4 Lis
=
0.02 m
d=0.12cm
V2
H = d + 2g = 0.02 + 0.12 = 0.14 m
S -- 41.4010041.10 X 100-0300/
- • lO
Punto
Cotas en 1
Cotas en 3
11
Diámetro comercial = 14 = 0.36 m
Velocidad real= 0.66 mis
1
41.50
41.64
Batea
Energía
V2
i
40.82
40.96
1
2g =0.02 m
Para el empate de los colectores en el pozo No. 3, se define el2-3 como el
colector principal entrante, ya que su diámetro y caudal son mayores que
los del colector 1-3.
d = 0.20 cm
V2
H = d + 2g = 0.02 + 0.20 = 0.22 m
Colector 3-5
Punto
Batea
Energía
,
Tiempo de concentración= 16.67 minutos
Intensidad para frecuencia de 3 años= 199.4 L/s.Ha
Caudal= 15 Lis
Colector 2-3
Punto
_L_
Cotas
ent
41.04
41.26
Cotas en 3
40.74
40.96
Ya que el colector 1-3 y el 2-3 llegan al pozo número 3, es aconsejable
que las cotas de energía a la entrada sean iguales, por lo cual se modifica
la pendiente del colector 1-3 dándole una caída adicional igual a la diferencia de las cotas de energía (0.03 m).
Punto
Rasante
Clave
42.10
41.10
41.74
40.74
Tiempo de concentración = 20.52 minutos
Intensidad para frecuencia de 3 años= 181.0 L/s.Ha
Caudal= 81.5 Lis
S=
41.10-40.74
100
X
100 = 0.36%
c.>
c.>
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S
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e
'A
e
SumAxC
A total
e
Te total
'Te
(IJs.Ha)
(1)
(2}
(3}
(4}
(5}
(6}
(7}
(8}
(9}
(10}
(11}
0.250
0.250
0.250
0.450
0.450
0.600
0.075
0.188
0.300
0.450
0.167
0.417
0.667
0.917
0.450
0.450
0.450
0.491
16.67
19.27
21.56
23.83
2.60
2.29
2.27
2.37
199.4
185.7
177.4
167.8
15.0
34.8
53.2
75.5
100.0
100.0
100.0
100.0
0.075
0.167
0.450
16.67
3.85
199.4
15.0
Diámetro
De
011
VIl
~l>
z
Q/011
VNII
diO
(22}
(23}
V
2
V /2g
(m)
(')
(")
(m)
(IJs)
(mis)
(15}
(16)
(17}
(18}
(19}
(20}
(21}
0.22%
0.17
0.25
0.31
0.37
6.7
9.8
122
14.7
10
12
14
18
0.25
0.30
0.36
0.46
42.8
59.3
77.5
129.7
0.84
0.81
0.78
0.79
0.35
0.59
0.69
0.58
0.760
0.895
0.941
0.890
0.460
0.620
0.686
0.615
0.64
0.02
0.73
0.03
0_?2_
~
0.70
003
141.4 0.48%
0.18
6.9
10
0.25
40.0
0.79
0.37
0.776
0.476
0.61
0.02
(14}
(m/S)
(m)
(24}
(25}
1
2
4
7
2
4
7
8
0.167
0.167
0.417
0.667
0.450
0.450
0.450
0.450
1
3
0.167
0.450
2
3
3
5
0.417
0.583
0.450
0.450
0.417
0.450
0.188
0.450
0.417
1.000
0.450
0.450
16.67
20.52
2.54
1.78
199.4
181.0
37.4
81.5
100.0 0.30%
100.0 0.42%
0.27
0.34
10.7
13.4
14
14
0.36
0.36
77.5
91.7
0.78
0.92
0.48
0.89
0.840
1.015
0.550
0.820
0.66
0.94
0.02
0.04
4
5
8
5
8
0.450
0.450
0.463
0.500
0.250
0.450
0.600
0.225
0.900
1.500
0.500
2.000
3.167
0.450
0.450
0.474
16.67
22.30
26.20
2.37
1.60
2.26
199.4
173.8
181.2
44.9
156.4
271.8
100.0 0.31%
100.0 0.36%
100.0 0.10%
0.29
0.45
0.70
11.3
17.6
27.5
14
18
30
0.36
0.46
0.76
78.8
165.9
341.4
0.79
1.01
0.75
0.57
0.94
0.80
0885
1.030
0.984
0.608
0.860
0.756
0.70
1.04
0.74
0.03
0.06
0.03
0.450
0.600
0.55%
0.40%
0.30%
.9
0.500
1.500
2.917
3
6
0167
0.450
0.075
0.167
0.450
16.67
4.12
199.4
15.0
141.4 0.41%
0.18
7.1
12
0.30
60.1
0.82
0.25
0.695
0.386
0.57
0.02
5
6
9
6 0.417
9 0.583
10 4.167
0.450
0.450
0.468
0.188
0.450
2.050
0.417
1.000
4.333
0.450
0.450
0.473
16.67
20.79
28.48
2.90
1.76
0.81
199.4
179.8
172.4
37.4
80.9
353.4
100.0 0.22%
100.0 0.46%
100.0 1.52%
0.29
0.33
0.48
11.3
13.1
18.2
16
16
30
94.7
0.41
137.0
0.41
0.76 1330.9
0.73
1.06
2.92
0.39
0.59
0.27
0.787
0.895
0.706
0.488
0.620
0.400
0.57
0.95
2.06
0.02
0.05
0.22
10 0.167
4.500
0.450
0.472
0.075
2.125
0.167
4.500
0.450
0.472
16.67
29.27
2.65
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15.0
169.2 359.6
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100.0 3.26%
0.14
0.40
5.7
15.9
10
30
67.0
0.25
0.76 1949.2
1.32
4.27
0.22
0.18
0.672
0.634
0.362
0.323
0.89
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0.16
0.22
0.24
0.7
0.6
0.5
0.5
3
0.12
0.19
0.24
0.28
-0.12
0.09
0.6
0.14
3
5
0.20
0.29
0.16
0.32
0.5
0.5
5
8
9
0.22
0.39
0.58
0.18
0.47
0.56
0.5
0.5
0.3
4
7
8
1.2
1.2
1.2
2.0
1.7
1.3
0.22
0.34
1.2
1.2
1.7
1.3
0.24
0.45
0.60
1.5
1.5
1.2
0.14
0.22
0.27
0.31
3
6
0.12
0.09
0.6
0.13
5
6
9
6
9
10
0.20
0.25
0.30
0.15
0.21
0.23
0.5
0.7
0.4
0.22
0.30
0.52
10
6
0.09
0.07
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1.1
0.13
0.62
~-
Pérdidas (m)
(38}
Cota Rasante
Cota Clave
Cota Batea
Cota Energla
A
De
A
De
A
De
A
De
A
(39}
(40)
(41}
(42}
(43}
(44}
(45)
(46}
(47}
(48}
42.55
42.20
41.75
41.60
42.20
41.75
41.60
41.58
41.75
40.17
40.77
40.52
41.20
40.77
40.47
40.30
41.50
40.87
40.41
40.07
40.95
40.47
40.11
39.85
41.63
41.08
40.68
40.37
41.08
40.68
40.38
40.15
42.55
42.10
41.75
41.07
41.50
40.82
41.64
40.96
0.80
1.03
0.00
0.00
0.00
0.01
0.00
42.20
42.10
42.10
41.74
41.40
40.97
41.10
40.55
41.04
40.62
40.74
40.20
41.26
40.95
40.96
40.53
0.80
1.13
1.00
1.19
1.0
1.0
0.02
0.00
0.02
0.02
0.02
41.75
41.74
41.58
41.74
41.58
41.68
40.95
40.54
40.30
40.64
40.18
40.20
40.59
40.08
39.54
40.28
39.72
39.44
40.84
40.53
40.15
40.53
40.17
40.05
0.80
1.20
1.28
1.10
1.40
1.48
1.5
0.00
•--·.
0.00
0.80
1.03
0.98
1.08
41.72
41.30
40.72
41.00
40.42
41.13
40.55
0.80
1.00
41.72
41.68
39.81
40.94
40.64
39.96
40.72
40.18
38.44
40.53
40.23
39.20
40.31
39.77
37.68
40.75
40.53
39.72
40.53
40.07
38.20
0.80
1.08
1.72
1.00
1.50
1.37
39.81
36.55
40.72
38.20
38.81
34.94
40.47
37.44
38.56
34.18
40.60
38.06
38.69
34.80
1.00
1.61
1.00
1.61
1.97
0.222
0.82
0.62
1.97
0.226
0.82
0.62
41.72
39.81
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Tabla 16.5
Red del Alcantarillado Pluvial. Empate de los colectores en los Pozos por Línea de Energía. Flujo subcrítico y supercrítico
Pozo
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332
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Abs.clsa
Figura 16.9 Diseño final del alcantarillado pluvial. Planta.
Figura 16.1 O Diseño final del alcantarillado pluvial. Perfiles.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
334
16.5 SuMIDEROS DE
AGUAS LLUVIAS
Los sumideros son las estructuras encargadas de recoger la escorrentía de
las calles. Se ubican a lado y lado de la calle y en la esquina aguas abajo de
cada manzana.
La entrada a la red del alcantarillado debe hacerse en los pozos de inspección. Cada sumidero estará conectado directamente o a través de otro sumidero con el pozo respectivo por medio de una tubería cuyo diámetro
mínimo es de 8 pulgadas.
16.5.1 Clasificación de los sumideros
A) Según el tipo de rejilla:
-Reja horizontal
- Reja vertical
Reja horizontal y vertical
---..0.12
B) Según el diseño de la caja:
Sumidero con sello hidráulico
- Sumidero sin sello hidráulico
-Sumidero con desarenador
- Sumidero sin desarenador
El sumidero con sello hidráulico, mostrado en la figura 16.11, es utilizado
exclusivamente para alcantarillados combinados y tiene como finalidad
evitar la salida de gases al ambiente, que pueden producir malos olores y
problemas sanitarios por la proliferación de mosquitos.
El sumidero sin sello hidráulico, indicado en la figura 16.12, es usado
para los sistemas de aguas lluvias en donde no existen problemas de gases
debido a la naturaleza del agua transportada.
El sumidero con desarenador es utilizado cuando se espera que exista
arrastre de arenas y/o gravas debido a la falta de pavimentación o a zonas
aledañas sin recubrimiento vegetal. Por otra parte, si la velocidad a tubo
lleno en la tubería de conexión al pozo es menor de 1 m/s, se debe colocar también el desarenador.
El desarenador puede ser colocado en un sumidero corriente de caja,
mostrado en la figura 16.12, o puede cubrir el ancho total de la calzada
como se indica en la figura 16.13.
Los sumideros con desarenador o con sello hidráulico requieren un mantenimiento intensivo con el fin de evitar la descomposición del material
dentro de la caja, problema que es aun más crítico en clima caliente. Este
·mantenimiento consiste en una limpieza periódica y la adición de aceite
quemado.
---.0.12
-
0.70
d.12
Figura 16.11 Sumidero con reja horizontal y vertical para alcantarillado combinado. Todas las
medidas están en metros.
-~·
___..
~-
0.12
---.
.
0.12
---.
0.12
0.70
___..
-
0.12
Figura 16.12 Sumidero sin sello hidráulico y con desarenador para alcantarillado de aguas lluVIas. Todas las medidas están en metros.
16.6 CANALES DE AGUAS LLUVIAS
Los canales son utilizados en combinación con las tuberías para la evacuación del agua lluvia. Su sección puec!e'ser rectangular o trapecial y
pueden ser abiertos o cerrados.
Un canal típico de aguas lluvias es un canal trapecial abierto de dos secciones. La sección inferior es revestida en concreto y la sección superior
es revestida en grama. Se debe siempre dejar el acceso del equipo de limpieza a los canales.
Como se indicó anteriormente, según las normas de la EAAB, la sección revestida en concreto se diseña para la escorrentía producida por un evento
con frecuencia de 1O años, y la sección revestida en grama se diseña para una
frecuencia de 25 años si el área de drenaje es inferior a 1000 hectáreas. La
sección revestida en grama se diseila para una frecuencia de 50 años si el área
de drenaje es superior a 1000 hectáreas, dejando adicionalmente un borde libre capaz de evacuar el caudal producido con una frecuencia de 100 años.
0.50
Figura 16.13 Sumidero con desarenador a lo ancho de la calzada. Todas las medidas están en
metros.
Borde Libre:
Canal abierto = 1.0 m mín.
Canal cubierto= 0.5 m mín.
¡IBL
La caja de los sumideros es construida en mamp~.stería c<:n una placa ~e
fondo en concreto y pañetada en mortero. La reJilla (honzontal y vertical) es construida normalmente en hierro gris y sus dimensiones típicas se
indican en la figura 16.14.
~~~-----~~----···--~---~~-~i"1
Nivel del agua para
la sección compuesta
Nivel del agua
la sección """"'"t'ri"
Figura 16.15 Canal de aguas lluvias. Sección de diseño para áreas de drenaje menores de
1000 Ha.
16.6.1 Sección hidráulica del canal
'2.5
2.5
±
Figura 16.14 Reja horizontal para sumidero. Todas las medidas están en centímetros.
La sección hidráulica más eficiente es aquella que tiene la máxima capacidad para un área dada y un perímetro mojado mínimo (menores costos).
El semicírculo es entonces la sección hidráulica de mayor eficiencia (figuFa 16.16 (a)). Sinembargo, debido a problemas constructivos y costos,
esta sección no es aplicable en la mayoría de los canales abiertos, por lo
que se recurre a las secciones rectangulares o trapeciales.
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
338
La sección trapecial de mayor eficiencia es medio hexágono regular (figura 16.16 (b) ), la cual, debido a la fuerte inclinación de sus taludes, no puede ser empleada en todos los tipos de suelos. Al no poder emp.lear talu?~s
de 60°, la sección más eficiente es aquella en la que se puede C\rcunscnbtr
media circunferencia (figura 16.16 (e)).
(16.7)
b-Y
A
2~-m
(~-m)
(16.8)
(16.9)
Para una sección rectangular, la sección más eficiente es aquella en la que
se puede circunscribir media circunferencia. Para este caso, las ecuaciones
anteriores son válidas haciendo m= O (figura 16.16 (d)).
(b)
(a)
16.6.2 Diseño hidráulico del canal
Existen varias metodologías para el diseño de canales, las cuales no son
materia de este libro y se pueden consultar en la literatura correspondiente. Suponiendo flujo uniforme, se puede utilizar la sección hidráulica más
eficiente aunque en la práctica puede haber necesidad de modificarla debido a restricciones del proyecto tales como: pendiente longitudinal del
canal, pendiente de los taludes y ancho máximo del canal.
16.6.2. 1 Análisis dimensional
(d)
(e)
La ecuación utilizada en este diseño parte de las relaciones adimensionales en la ecuación de Manning, indicadas a continuación:
Figura 16.16 Secciones hidráulicas más eficientes.
A
Para la sección hidráulica más eficiente y utilizando los elementos del canal definidos en la figura 16.15, se tiene:
b= 2D
(v:¡;;¡ - m)
(16.4)
(16.5)
b
A
P
:::: Ancho inferior del canal
= Área de la sección del canal
= Perímetro mojado
2/3 X
S
1/2
A
5/3 X
S
1/2
= p213xn
n
(16.10)
Se puede entonces escribir la ecuación 16.10 como:
D
Q=Kx
en donde:
K
X
Haciendo algunas transformaciones matemáticas, se llega a las siguientes
expresiones en función del área y la pendiente del talud:
R
Dimensionalmente A 513 /P 213 = [L] 813 , es decir que está en razón directa de
la potencia de 8/3 de una de las dimensiones lin~ales del canal.
(16.6)
en donde:
X
Q=
z
m
D
8/3 X
n
S 1/2
(16.11)
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
340
La ecuación 16.11 está en función de la dimensión D (altura de la lámina).
En función del ancho inferior, b, se tiene:
\
Q=K'
en donde:
K'
==
x
b 8!3
X
n
S 1/2
(16.12)
X 813 X K
La relación D/b puede encontrarse a partir de tabl~s .similar~s a las encontradas en el Manual de Hidráulica de Horance W1lhams Kmg, en función de la pendiente del talud (1 :m) y del factor de gasto (K o K',
dependiend o de la dimensión lineal dese~da) ..
Otra metodologí a para encontrar las d1menswne s del canal, que, pu~de
ser programad a fácilmente en ~n compu.t~dor, es la de calcular el termmo
AR2/3 de la ecuación de Mannmg (ecuacwn 16.13) y ree~plazar cad~ u_no
de sus valores por expresiones en función de la profund1da d de la lamma
(ecuaciones 16.14 y 16.15). Al hacer los reemplazos se obtiene una ecu~­
ción de orden superior (ecuación 16.16), que debe ser resuelta por medw
de métodos numéricos o por tanteos.
(16.13)
A =(h + mD)D
A
R2!3 =
[(b +m D) D)sl3
ch+2D~)2/3
en donde:
Oc
= 2 x d xVl + m 2
= P+ 2 x Berna
= 0.035
= 0.014 a 0.017 (según tabla 14.3)
en donde:
(16.18)
vgH
1
= Profundida d hidráulica =
H
16.6.2.2 Velocidades máximas y mínimas
La velocidad mínima en los canales de aguas lluvias es de 1.0 mis. La velocidad máxima se selecciona de acuerdo con el material en suspensión
transportad o, según la tabla 16.4.
16.6.2.3 Pendiente de los taludes
La pendiente del talud apropiada depende del tipo de suelo. Según Ven
Te Chow se tiene:
Tabla 16.6
Pendiente del talud. (Vertical: Horizontal)
(16.15)
(16.16)
Para efectos de determinar el coeficiente de rugosidad de Manning e~ la "'
sección compuesta concreto-gr ama, se puede usar la siguie~te expres1?n
en función del perímetro mojado en concreto (P g) y del penmetro mopdo en grama (P g):
Pe x nc2 + p g x ng2
Pe +Pg
NF=
(16.14)
(b +mD)D
R=-----b +2 DY 1 + m 2
Al igual que en la red de tuberías, se debe verificar el número de Froude
para determinar el tipo de flujo, recordando que la profundida d hidráulica en canales trapeciales es el área dividida por el ancho superior del canal. De manera similar, en la red de tuberías de los alcantarilla dos el
número de Froude debe ser mayor de 1.1 para régimen supercrítico y
menor de 0.9 para régimen subcrítico.
Material
1: m
Roca
Arcilla con revestimiento en concreto
Tierra con revestimiento en piedra
Arcilla firme
Arena suelta
Limo arenoso o arcilla porosa
Casi vertical
1:0.5-1:1
1:1
1 : 1.5
1 :2
1 :3
16.6.2.4 Curvatura
El radio de curvatura mínimo recomendad o en función del caudal es el
s1gUJente:
(16.17)
Tabla 16.7
Radio de curvatura mínimo
R mín. (m)
100
-·-----·-
15
10
5
80
60
20
---
< 0.5
10
5
En las curvas se debe dejar una sobre-elevación (adicional al borde
para velocidades mayores de 2 m/s, así:
transición indicada en la figura 16.17 es una estructura utilizada para
hacer un cambio de sección que puede deberse a un cambio de pendiente
o a una adición de caudal.
El ángulo máximo de la transición es de 12.5°, con lo cual se puede definir la longitud de la transición, L, dados B 1 y B2
Vl
b.d = 2 x
R
p.rra NF
::S
16.6.2.5 Transiciones
0.9
\¡'2
tan (12.5")
b.d 4 x l:f parr;¡ NF e 1.1
(16.21}
Esta sobre-elevación debe prolongarse una longitud 2xBr aguas arriba
aguas abajo.
Por otra parte deben calcularse las pérdidas de energía en las curvas
cuales se expresan como:
hc=Kx
Vl
y para ángulos de deflexión iguales a 90°, K se obtiene de la tabla 16.8.
Tabla 16.8
Pérdidas de energía por cambio de dirección
Figura 16.17 Esquema de la transición.
1.5
R/B
0.2
0.05
K
y despejando la longitud de la transición de la ecuación 16.21, se tiene:
0.4
L
Para ángulos de deflexión diferentes, se multiplica K por el factor de
rrección indicado a continuación:
Tabla 16.9
Corrección de la pérdida de energía por cambio de dirección para ángulos
de deflexión diferentes de 90°
Ang.
90
80
70
60
50
40
30
20
10
Corr.
1.00
0.88
0.87
0.83
0.80
0.71
0.60
0.43
0.24
2.255
X
(B2- B¡)
(16.22)
El empate de las secciones antes y después de la transición se debe hacer
por la línea de energía de acuerdo con lo visto en el capítulo 14 (secciones
14.3.5.2 y 14.3.5.3).
Las pérdidas de energía debidas a la transición son de la forma:
(16.23)
siendo:
K
K
0.2 para un aumento de la velocidad
= 0.1 para una disminución de la velocidad
344
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
16.7 EJEMPLO DE DISEÑO DEL CANAL DE
AGUAS LLUVIAS
Adoptando un ancho inferior del canal b = 3.0 m, se tiene:
Suponiendo el siguiente trazado:
K'=~=
bS 3SI 2
KO
+
000
KO
13.07
X
0.017
(3.0)8'3 x (0.0012)'12
= Q
.
343
+ 160
~e la tabla del Manual de Hidráulica de King, para K'=0.343 y m=1.5, se
tiene:
A = 213 Ha
e= 0.356
Te= 35.8 min.
1. ~1~070
rev
R
D
A= 173 Ha
e
.
= 0.356
. Te= 35.8 min.
1
KO
+ 390
7i =
0.376
D
0.376 x 3.0
=
=
1.13 m
Los parámetros físicos del canal son:
A= (b +m D) D = (3.0 + 1.5 x 1.13) x 1.13 = 5.29 m 2
P = b + 2 D V1 + m 2
Figura 16.18 Ejemplo de diseño de un canal de aguas lluvias. Planta.
B = b +2m D
D¡,
Datos generales
Frecuencia de diseño de la sección en concreto= 10 años
Frecuencia de diseño de la sección total= 25 años
Pendiente del fondo del canal= 0.12%
Pendiente del talud = 1 : l';z
Coeficiente de rugosidad del concreto = 0.017
Coeficiente de rugosidad de la grama= 0.035
Sección entre KO+OOO a K0+390
Área de drenaje= 213 Ha
Impermeabilidad ponderada= 0.356
Tiempo de concentración a la primera entrada = 35.80 min
Sección revestida en concreto para una frecuencia de 1O años:
Intensidad para 1O años = 172.4 L/ s.Ha
3¡
Q -CIA-0.356x172.4x213_
· m 5
- 1307
1000
-
=
A
B
=
=
=
3.0 + 2 x 1.13 x
3.0 + 2 x 1.5 x 1.13
V 1 + (1.5) 2
=
7.07 m
=
3.0 + 2 x 1.69 = 6.38 m
=
0.87
5.29
0.83 m
6 .38 =
y las condiciones hidráulicas son:
-247 1
V -_Q_13.07
A - 5.29 - · m s
2 .4 7
NF =_V_=
vg D¡, v9.81 x o.83
Por lo tanto el régimen de flujo es subcrítico.
Sección completa para una frecuencia de 25 años:
Intensidad de la lluvia para 25 años= 198.4 Lls.Ha
_ 0.356 X 198.4 X 213
Q1000
3/
_
- 15. 04 m s
El diseño de la sección se puede hacer por tanteos, verificando que la capacidad del canal no sea inferior a 15.04 m 3/s.
Suponien do la altura de la sección en grama d
El caudal anterior resulta adecuado para las condicion es de diseño actuales .. La sección definitiva válida entre el KO+OOO y el K0+390 se indica en
la f1gura 16.19.
0.30 m, se tiene:
Pe= 2 + P = 9.07 m
Pg = 2
dy;:;;¡
=
2 x 0.3 x
Yt + (1.5)
La altura total del canal, incluido un metro de borde libre, es:
2
1.08m
Hr = 1.13 + 0.55 +LOO
2.68 m
Curvatura :
=
0.0197
Ar = Ac + [(B + 2) +m d] d = 5.29 + [(6.38 + 2) + 1.5 x 0.3) x 0.3 = 7.94 m
A= R tan
(~) = 100 x tan
°)
2
(2
=
36.4 m
2
Pérdidas en la curva:
Q
7.94
n
X
213
(0.78) X (0.QQ12')l/l
0.0197
v2
3
11.85 m /s
he =K2g
El caudal anterior resulta menor que el caudal que debe transport ar el ·.:~.:.t.>:tc·:••.
nal (15.04 m 3 /s), por lo que se debe aumentar la elevación de la sección
grama. Adoptand o d = 0.55 m, se tiene:
Pr=P,+P g 9.07+1.98
c:@
El factor de correcció n de K, para un ángulo de deflexión de 20° es de
0.43 y por lo tanto la pérdida de energía es:
11.05m
La caída en la curva es:
9.07
X
2
(0.017) + 1.98
11.05
X
(0.035)
2
=
0.0214
He= S L +he= 0.0012 x 34.91 + 0.01 = 0.05 m
A1
Ac + [(B + 2) +m d] d = 5.29 + [(6.38 + 2) + 1.5 x 0.55] x 0.55 = 10.36
La pendiente del fondo del canal en la curva es:
Ar_10.36 _ 094
- · m
R1 = Pt-
348
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Sección del K0+390 en adelante
y las condiciones hidráulicas son:
Área de drenaje= 213 + 173 = 386 Ha
Impermeabilidad ponderada = 0.356
Tiempo de concentración de la segunda entrada= 35.80 min
Tiempo de concentración del área drenada aguas arriba por el canal:
T e= 35.80 +
3 3 .
390
= 8.4 mm.
2.47 X 6Q
V= Q
A
NF =
23 00
'
8.27
=
vg D"
=
2.78 mis
2 .7 8
= 0.87
v9.81 x 1.o3
Por lo tanto el régimen de flujo es subcrítico.
Sección revestida en concreto para una frecuencia de 10 años:
Sección completa para una frecuencia de 25 años:
Intensidad para 10 años= 167.4 Lls.Ha
Intensidad de la lluvia para 25 años= 193.4 L/s.Ha
3/
X 193.4 X 386 _
Q = 0.356 1000
- 26 ·58 m s
Adoptando un ancho inferior del canal b = 3.8 m, se tiene:
Qn =
K'=
b
813
s
112
= 0 .321
23.00 x 0.017
813
112
(3.8) x (o.oo12)
de la tabla del Manual de Hidráulica de King, para K'=0.321 y m=l.5, se
tiene:
El diseño de la sección se puede hacer por tanteos, verificando que la capacidad del canal no sea inferior a 26.58 m3/s.
Adoptando la altura de la sección en grama d = 0.50 m, se tiene:
Pe= 2 + P = 10.85 m
2
2
Pg=2dY1 +m =2x0.5xV1 +(1.5) =1.80m
D
-¡;=0.367
P1 =Pe+ Pg = 10.85 + 1.80 = 12.65 m
D = 0.367 x 3.8 = 1.40 m
10.85
Los parámetros físicos del canal son:
2
X
(Q.Q17) + 1.80
X
(Q.Q}5 /
= 0.0206
12.65
A
=
(b +m D) D
(3.8 + 1.5 x 1.40) x 1.40 = 8.27 m
P = b + 2 D..¡:¡;-;;¡= 3.8 + 2 x 1.40 x Vl + (1.5)
B=
b +2m D
=
A
8.27
Dh = B = 8.00
=
2
2
= 8.85 m
3.8 + 2 x 1.5 x 1.40 = 3.0 + 2 x 2.1 O= 8.00 m
1.03 m
A1 =A e+ [(B + 2) +m d] d = 8.27 + [(8.00 + 2) + 1.5 x 0.5] x 0.5 = 13.65
A1 13.65
R 1 = P1 = 12.66 = l.0 8 m
Q=
A
R213 SI/2
1
1
n
13.65
X
13
(1.08/ X (0.0012)
0.0 206
112
3
= 24.19 m !s
nl
350
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
El caudal anterior resulta menor que el caudal que debe transportar el canal (26.58 m 3/s), por lo que se debe aumentar la elevación de la sección en
grama. Adoptando d = 0.65 m, se tiene:
A continuación se indican las cotas de fondo, cresta y energía del canal,
hechos los empates correspondientes por la línea de energía.
KO + 000:
Pg = 2 d..¡;-;;;¡= 2 ~ 0.65
~V 1 + (1.5)
2
=
2.34 m
Cotaf(mdo = 100
(supuesta)
Pr =Pe+ Pg = 10.85 + 2.34 = 13.19 m
Cotacrcst.¡
10.85 ~ (0.017) + 2.34
2
X
(0.035)
Ar =Ac + [(B + 2) +m d] d = 8.27 + [(8.00 + 2) + 1.5 x 0.65] x 0.65
= 0.0213
=
15.41 m
__ ArR~ S
112
2
n
213
112
=
2774
· m
3¡
5
2
KO + 160 (iniciación de la curva):
Cota¡ondo
15.41x(1.17) x(0.0012)
0.0213
(2.47)
= 100 + 1.13 + 2 g = 101.44
Cotaencrgí.r
Ar 15.41
Pr = 13.19 = 1.1 7 m
13
Q
102.68
=
2
13.19
Rr =
100 + 2.68
=
=
100-0.0012
Cotacrcsta = 99.81 + 2.68
X
=
160
=
99.81
102.49
2
(2.47)
Cotaencrgí,1 = 99.81 + 1.13 + 2 g = 101.25
El caudal anterior resulta adecuado para las condiciones de diseño actuales. La sección definitiva válida del K0+390 en adelante se indica en la figura 16.20.
La altura total del canal, incluido un metro de borde libre, es:
Hr
=
1.40 + 0.65 + 1.00 = 3.05 m
6
V 1 = 2.47 mis
Vz = 2.78 m/s
8.00- 6.38
0
2 x tan (12.5 )
2
2
X
34.91
=
99.76
102.44
(2.47)
2
= 99.76 + 1.13 + - 2 -g = 101.20
Cota¡ondo = 99.76-0.0012 x (390- 163.65) = 99.53
=
. m
3 65
y las pérdidas de energía por cambio de velocidad son:
O2
hv--O •2 L.lA y_2g - •
=
X
KO + 390 (entrada a la transición):
Angulo de la transición= 12.5°
Bz- B1
2 tan (12.5°)
99.76 + 2.68
=
Cotaeneruia
B 1 = 6.38 m
Bz = 8.00 m
=
Cotafondo = 99.81-0.0014
Cotacresta
Transición
L
KO + 163.91 (finalización de la curva):
2
(2 · 78 ) - (2 .4 7 ) =O 02 m
•
2 X 9.81
Cotacresta = 99.53 + 2.68 = 102.20
Cotacnergía
=
(2.47/
99.53 + 1.13 + 2 g = 100.97
KO + 393.65 (salida de la transición):
Cotacnergút =
100.97- 0.02
e otal(mdo = 100. 9-
j-
=
103
100.95
2
(2.78) = 99 .15
1.4- -z;6
Cotacresr,1 =
-
99.15 + 3.05 = 102.20
IIJ
101
o
o
G..
...:1
99
Curva
:~:
B ~ 13.03:rtl
10.4%
S
s~0.14~'
L = 3.65 m
L ~ 34.91 m
98~~~~~~~~~~~~~~~~~~~~~
=
0.83
1.00 .
3.00
1.69
1.69
1.00
0.83
O
KO +100
~--~--~---------+~------------+•---------+~~
Figura 16.21 Perfil del canal.
0.65
1.40
• 0.98
1 00
2.10
,. _ _ _3::.._'::.._80::____~.._-2_.1_::0_-+ 1.00 0.98 .
~~
•'••--~·.,..··l---l•"4:4---------•',.-
11.95
Figura 16.20 Sección definitiva del KO + 390 en adelante. Todas las medidas están en metros.
KO + 300
Abscisa
6.38
Figura 16.19 Sección definitiva entre KO + 000 y KO + 390. Todas las medidas están en metros.
KO + 200
KO + 400
KO +500
CAPITULO
17
Sifón invertido
17.1
GENERALIDADES
n sifón invertido es una estructura utilizada para pasar por debajo
de obstáculos que se pueden presentar en una conducción, tales
''·'''""·'··"•'·'''~· como canales, vías subterráneas, depresiones topográficas y otros.
se indicó anteriormente, el sifón es una de las pocas estructuras en
un alcantarillado en donde la conducción es a presión.
Figura 17.1 Aplicación del sifón invertido.
Debido a los riesgos de obstrucción del sifón, es necesario colocar cámaras de inspección en la entrada y en la salida. Adicionalmente, no se deben colocar tuberías de diámetro inferior al mínimo de diseño y se debe
respetar la velocidad mínima de 0.9 m/s.
358
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Por razón de las variaciones de caudal, en el colector de ~ntrada, es conveniente colocar más de una tubería (usualmente 3), de manera que se
puedan cumplir en todo momento las limitaciones de velocidad. Si se utilizan 3 tuberías, éstas deben estar en capacidad de transportar los caudales máximos, medios y mínimos, respectivamente.
Con el fin de que el sifón funcione adecuadamente, es necesario que la
tubería de salida del sifón esté ubicada a una cota más baja que la de la tubería de entrada, con una caída por lo menos igual a las pérdidas de energía por fricción y accesorios a través del sifón.
Las figuras 17.2, 17.3 y 17.4, del ejemplo que a continuación se desarrolla,
ilustran los principales elementos constitutivos del sifón.
SiFÓN INVERTIDO
359
D&/3
Qu = 0.312 x
Q¡¡
Vu = - =
A
5.84
lt X
:S
X
112
4
(2.5)
2 =
Caudal máximo:
EJEMPLO DE DISEÑO DEL SIFÓN INVERTIDO
Qmáximo
Condiciones de diseño
- Longitud del sifón = 70.0 m
Caudal medio:
_Q_Q =
/l
Qmínimo
= d= 1.97m
=
2.11 m
= 2.50 m 3f S
= VVll = 0.810 = V= 1.30 mis
0.43
= d= 1.11 m
vz = 1.11 + 0.09 = 1.20 m
E = d + 2g
= 2.15 m
Caudal mínimo:
Qmínirno
_Q_Q
ll
Qmedio
ll
d
D =0.516
100.00
- Caudal de diseño:
Qmáximo
= VV = 1.041 = V= 1.68 mis
1.00
Qmedio
- Tubería de salida:
Diámetro
Pendiente
3
vz
=
= 5.84 m 3is
= 5.84 m /s
E= d + 2g = 1.97 + 0.14
= 2.15 m
Diámetro
= 0.1 <yo
Pendiente
Cota de fondo (batea) a la entrada
112
1.61 mis
d
D =0.914
- Tubería de entrada:
o.~gool)
La tubería de llegada tendrá las siguientes condiciones de lámina y energía según los diferentes caudales:
_Q_Q =
/l
17.2
813
2 5
= 0.312 x ( .1 )
= Capacidad máxima del colector
3
= 2.5 m /s
3
= 1.6 m /s
d
D
=
= 0.27
0.400
= 1.60 m 3f S
= VV = 0.706 = V= 1.14 mis
ll
= d = 0.86 m
vz = 0.86 + 0.07 = O. 93 m
- Tubería en concreto reforzado con n = 0.013
- Utilizar 3 tuberías para cada uno de los caudales.
E = d + 2g
Pérdidas de energía
Condiciones de entrada
ParaD= 2.15 m y S= 0.1 %, utilizando la ecuación de Manning se tienen las siguientes condiciones máximas:
Los diámetros de las tuberías serán calculados teniendo en cuenta las pérdidas de energía por fricción (hf) y pérdidas menores (hm):
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADCJS
360
3
B) Se presenta el caudal medio = 2.5 m 1s:
Pérdidas menores:
ltem
K
Entrada
0.50
Salida
1.00
Codos (2)
0.40
1.90
3
C) Se presenta el caudal máximo= 5.84 m /s:
Q¡ = 1.60 m 3/s
Pérdidas por fricción:
Qz = 0.90 m 3/s
De la ecuación de Manning se tiene:
h¡ = S X L = (
= Qmedio- Qmínimo = 2.5- 1.6 = 0.90 m 3/s
Qz
n
X
V)
R213
Q3 =
2
Qmáximo- Qmedio =
5.84-2.5 = 3.34 m 3/s
2
X
L=
n XL
R213
X
V2
r<llculo de los diámetros de las tuberías
Para el cálculo de los diámetros se debe tener en cuenta que las pérdidas
de ~~ergía por cualquiera de las 3 tuberías sean aproximadamente iguales.
Adtcwnalmente se adopta una velocidad de 1.2 m/s para todas las tuberías.
Pérdidas totales:
0 01183
h =¡0.0968 + ·
(~r/3
]
X
\fi
Tubería No. 1 (Qmínimo):
.6x4
= 1.30m
1•2 X Jt
~
D=
Distribución de caudales
Cuando se presente un caudal menor o igual al caudal mínimo, este pasará solamente a través de la tubería central. Cuando se presente un caudal
menor o igual al caudal medio y mayor que el caudal mínimo, la diferencia entre éste y el caudal mínimo pasará por una tubería lateral, separándose el caudal por medio de un vertedero lateral. Cuando se presente un
caudal menor o igual al caudal máximo y mayor que el caudal medio, la
diferencia de éste con respecto al_guu;lal medio pasará por la tercera tubería, separándose el caudal por medio de otro vertedero lateral. La evaluación de estos caudales es como sigue:
De= 1.30 m
V=
6 4
= 1.21 mis
X (1.3)2
1. x
Jt
r
o.o1183
1
l
(10)4/3
J
ht =¡ 0.0968 + --=..:..::...::...::..:::..::__l x (1.21) 2 =0.22 m
Tubería No. 2 (Qmcdio):
3
A) Se presenta el caudal mínimo = 1.60 m 1s:
D=-
~=0.98m
V~
Dc=l.OOm
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOO Y ALCANTARILLADOS
362
El vertedero trabajará ahogado con una sumergencia del 70%; por lo tanto la carga al otro lado del vertedero será:
0.9 X 4
= 1.i5mls
Jt X (1.0) 2
V=
H'
ht = r0.0968 + 0.01183
3
c·~0 r
l
11 X ( 1.1 5)2 =
0.7 H = 0.7 x 0.25
0.17 m
Usando la ecuación del vertedero rectangular en descarga libre:
J
Q
Tubería No. 3 (Qmáximo):
=
1.83 L J-!1.5 = 1.83
X
(0.25)!. 5 XL= 0.228 XL
Para cualquier vertedero con descarga sumergida el caudal real se obtiene
a partir de la relación:
3.34 X 4
= 1.88 m
1.2xn
D=
=
0.23 m
Qreal
1
-=(-
Q
De= 1.80 m
en donde:
V= 3.34 x 4 = 1.31 mis
Jt X (1.8)2
S
n
sn )0.385
= relación de sumergencia
= exponente del vertedero = 1.5
Entonces:
0 01183
ht=r0.0968+ ·
3
l
e·:or
1
x(1.31) 2
=0.23m
1
J
Como la energía específica y el diámetro del colector de entrada son
iguales a los de la tubería de salida, al realizar el empate por la línea de
energía la cota de batea de la tubería de salida es:
0.90
0.228 XL
L
=
=
(
1 - (0.7)1.5
)
0.385
= 0.712
0 90
·
= 5.54 m
0.228 X 0.712
Vertedero No. 2 (Qmáximo):
Cálculo de los vertederos laterales a la entrada
El vertedero No. 2 funcionará a partir de caudales mayores del caudal
medio y por lo tanto la cresta de este vertedero estará a la misma cota que
la lámina de agua para estas condiciones:
Vertedero No. 1 (Qmcdio):
Cota cresta vertedero
Para caudales mínimos sólo funciona la tubería central diseñada para un
caudal de 1.60 m 3/s (caudal mínimo). El vertedero No. 1 funcionará a
partir de caudales mayores del caudal mínimo y por lo tanto la cresta de
este vertedero estará a la misma cota que la lámina de agua para estas condiciones:
La carga de diseño sobre la cresta del vertedero es:
Cota batea a la salida= 100.00- 0.23 = 99.77
Cota cresta vertedero
=
100 + dmínímo
=
H
100 + dmedlo = 100.00 + 1.11
=
= dmáximo- dmedio = 1.97- 1.11 = 0.86 m
El vertedero trabajará ahogado con una sumergencia del 70%; por lo tanto la carga al otro lado del vertedero será:
100.00 + 0.86 = 100.86
H'
=
0.7 H = 0.7 x 0.86 = 0.60 m
La carga de diseño sobre la cresta del vertedero es:
Usando la ecuación del vertedero rectangular en descarga libre:
H
= dmedío
- dmimmo
101.11
= 1.11 - 0.86 = 0.25 m
Q
=
1.83 L J-!1 5 = 1.83
X
(0.86)1- 5 XL= 1.449 XL
SiFÓN INVERTIDO
364
365
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Entonces:
= 1 - (0.7)1.5 0.385 = 0.712
3.34
)
1.449xL (
0~5
3 34
= 3.24 m
·
L=
1.449 X 0.712
Se adopta entonces como longitud del vertedero L
= 5.55 m
D=2.15m
J~
--+
Vertedero
lateral
D=2.15m
Rebo¡e, 0=20"
---+
0=1.00 m
---+
0=1.30 m
---+
0=1.80 m
\
_{_
(
----+-
70.0 m
Figura 17.4 Corte transversal de la cámara de entrada al sifón invertido.
Figura 17.2 Planta del sifón invertido.
Rebose, 0=20•
~/
.--
101.93
Figura 17.3 Corte longitudinal del sifón invertido.
BIBLIOGRAFÍA
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W ALKER, R. Water supply, treatment and distribution. s.l.:
Hall, 1978.
ÍNDICE DE TABLAS
1. INTRODUCCIÓN
Tabla 1.1
Tabla 1.2
Enfermedades hídricas.
Tipos de captación y conducción en sistemas
principales
20
28
3. POBLACIÓN DE DISEÑO
Tabla 3.1
Relación de variables para las regresiones estadísticas.
42
4. CONSUMO DE AGUA
Tabla 4.1
Tabla 4.2
Tabla 4.3
Tabla 4.4
Consumos típicos de los sectores doméstico, industrial,
comercial, público y pérdidas.
Valores típicos del consumo en diferentes entidades
industriales y comerciales.
Consumo total en función de la temperatura y del
desarrollo socioeconómico.
Comparación de factores de mayoración, según estudios
realizados en Colombia y en África.
51
52
53
55
5. FUENTES DE ABASTECIMIENTO
Tabla 5.1
Tabla 5.2
Tabla 5.3
Caudales mínimos y máximos según las dimensiones
del medidor Parshall.
Coeficientes de la ecuación de calibración.
Factor multiplicador para corrección de caudales
medidores mayores de 1 pie, 0.30 m.
62
62
63
372
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
6. OBRAS DE CAPTACION
Tabla 6.1
Porcentaje de interferencia de la producción de los
pozos.
12. TANQUE REGULADOR
Tabla 12.1
106
Tabla 12.2
7. BOMBAS Y ESTACIONES DE BOMBEO
Tabla 7.1
Tabla 7.2
Tabla 7.3
Tabla 7.4
Tabla 7.5
Arietes fabricados por Lidgerwood Industrial (Brasil).
Clasificación de las bombas centrífugas según el número
específico de revoluciones, ns.
Curva característica.
Curva de operación del sistema.
Pérdidas localizadas en longitudes equivalentes (en
metros de tubería recta).
119
122
132
133
137
8. CONDUCCIONES
Tabla 8.1
Tabla 8.2
Valores típicos de exfiltración.
Relaciones hidráulicas para conductos circulares
(no/n variable).
Tabla 12.3
Tabla 12.4
Tabla 13.1
Tabla 13.2
Tabla 13.3
Tabla 13.4
Tabla 14.1
Tabla 9.2
Tabla 9.3
Clasificación del material en suspensión según su
tamaño.
Viscosidad cinemática del agua.
Número de Hazen (VsNo).
Tabla 14.2
153
157
160
10. CONDUCCIÓN: DESARENADOR- TANQUE DE ALMACENAMIENTO
Tabla 10.1
Tabla 10.2
Tabla 10.3
Tabla 10.4
Tabla 10.5
Tabla 10.6
Tabla 10.7
Tabla
Tabla
Tabla
Tabla
10.8
10.9
10.10
10.11
Diámetro de la válvula de purga.
Clases de tubería de asbesto-cemento (Eternit).
Relación diámetro-espesor (RDE) para tuberías
en PVC (PAVCO Unión Z).
Reducción porcentual de las características
de rugosidad para acero y hierro fundido,
según Hazen-Williams.
Coeficientes de rugosidad típicos.
Coeficientes de pérdida de algunos accesorios.
Selección del codo según la suma o la diferencia
de pendientes.
Esfuerzo admisible vertical típico, Omax·
Coeficiente de fricción, tg <l>max·
Coeficiente experimental, C.
Relación de módulos de elasticidad del agua
y material de la tubería.
174
175
176
179
180
182
183
185
186
188
191
226
228
230
Presiones mínimas de acueducto al número de pisos de
las edificaciones servidas.
Factores de longitudes equivalentes.
Cálculo de las mallas por el método de Hardy-Cross.
Cálculo de las mallas por el método de longitudes
equivalentes.
238
247
256
260
14. ALCANTARILLADOS
9. DESARENADOR
Tabla 9.1
223
13. REO DE DISTRIBUCIÓN
143
145
Constante de la capacidad del tanque
de almacenamiento.
Suministro por gravedad o bombeo continuo
de 24 horas.
Tanque elevado. Suministro por bombeo.
Tanque de succión. Suministro por gravedad.
Tabla 14.3
Tabla 14.4
Tabla 14.5
Tabla 14.6
Diámetro del pozo según el diámetro de la tubería
de salida.
Diámetros de la cámara de caída en función
del diámetro de la tubería de entrada.
Coeficiente de rugosidad de Manning para diferentes
materiales de las tuberías.
Profundidad hidráulica en función de la relación de
caudales.
Pérdida de energía por cambio de dirección. Para
ángulos de deflexión de 90°.
Coeficiente K.
273
276
281
282
285
287
15. ALCANTARILLADO SANITARIO
Tabla 15.1
Tabla 15.2
Tabla 15.3
Tabla 15.4
Tabla 15.5
Consumo de agua potable para la ciudad de Bogotá.
Aporte de infiltración por longitud de tubería.
Velocidades mínimas a tubo lleno para residuos
industriales.
Relación de Q/Q 0 máxima para la selección
del diámetro (coeficiente de utilización).
Red del alcantarillado sanitario. Empate
de los colectores por cota clave. Flujo subcrítico.
294
296
298
298
306
16. ALCANTARILLADO PLUVIAL
Tabla 16.1
Tabla 16.2
Frecuencia de diseño en función del tipo de zona.
Frecuencia de diseño según el área drenada.
312
313
374
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Tabla 16.3
Tabla 16.4
Tabla 16.5
Tabla
Tabla
Tabla
Tabla
16.6
16.7
16.8
16.9
Coeficientes de escorrentía típicos.
Velocidad máxima para tuberías de
alcantarillados, m/s.
Red del alcantarillado pluvial. Empate de los colectores
en los pozos por la línea de energía. Flujo subcrítico y
supercrítico.
Pendiente del talud. (Vertical: Horizontal)
Radio de curvatura mínimo.
Pérdidas de energía por cambio de dirección.
Corrección de la pérdida de energía por cambio de
dirección para ángulos de deflexión diferentes de 90°.
319
320
331
341
341
342
342
INDICE DE FIGURAS
1. INTRODUCCIÓN
Figura 1.1
Figura 1.2
Figura 1.3
Figura 1.4
Figura 1.5
Figura 1.6
Figura 1.7
Figura 1.8
Figura 1.9
Figura 1.10
Esquema del manejo de agua en una comunidad.
Pozos superficiales.
Tipos de manantiales.
Captación de agua en un manantial.
Sistema de recolección de agua lluvia.
Captación en ciénagas.
Tipos de galerías de infiltración.
Captación por gravedad y conducción por gravedad.
Captación por gravedad y conducción forzada.
Captación por gravedad y conducción forzada con
bombeo.
20
24
24
25
25
26
27
27
28
28
3. POBLACIÓN DE DISEÑO
Figura 3.1
Figura 3.2
Figura 3.3
Curva S de crecimiento vegetativo.
Gráfica de comparación de crecimiento entre varias
ciudades.
Comparación gráfica de los resultados obtenidos
por los cuatro métodos.
38
44
45
5. FUENTES DE ABASTECIMIENTO
Figura 5.1
Figura 5.2
Figura 5.3
Figura 5.4
Medidor Parshall en descarga libre y sumergida. Planta
y corte.
Reducción del caudal para medidores ahogados.
Tipos de vertederos según su forma.
Contracción lateral en vertederos.
61
63
64
65
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
376
Figura 5.5
Figura 5.6
Figura 5.7
Figura 5.8
Figura 5.9
Figura 5.10
Figura 5.11
Figura 5.12
Vertedero rectangular con contracciones. Corte y
perfil.
Vertedero triangular.
(a) Medición de la velocidad superficial. (b) Distribución
de velocidades en la verticaL
Tipos de correntómetros. (a) Correntómetro de copas.
(b) Correntómetro de hélice.
(a) Perfil de velocidades en la vertical. (b) Distribución
de puntos de medición en una sección.
Sección con limnímetros.
Aforo con trazadores químicos por cochada. (a)
Trayectoria del trazador. (b) Registro de
concentraciones en las secciones ..
Aforo con trazadores de manera continua. (a) Sección
de control. (b) Registro de concentración en la sección
aguas abajo.
65
66
Figura 6.2
Figura 6.3
Figura 6.4
Figura 6.5
Figura 6.6
Figura 6.7
Figura 6.8
Figura 6.9
Figura 6.10
Figura 6.11
Figura 6.12
Figura 6.13
Figura 6.14
Figura 6.15
Figura 6.16
Figura 6.17
Figura 6.18
Figura 6.19
Figura 6.20
Figura 6.21
Figura 6.22
Figura 6.23
Figura 6.24
Figura 6.25
Figura 6.26
Captación en corrientes superficiales. Bocatoma en recta
y en curva.
Bocatoma con muro transversal.
Bocatoma lateral con bombeo, en planta y corte.
Bocatoma lateral por gravedad, en planta y corte.
Torre de captación.
Captación por sifonamiento.
Toma de fondo en ríos o lagos.
Estación de bombeo flotante.
Estación de bombeo deslizante.
Bocatoma de fondo. Planta
Bocatoma de fondo. Corte longitudinal
Bocatoma de fondo. Corte transversal
Captación a través de la rejilla al canal de aducción.
Rejilla de captación.
Perfil del canal de aducción.
Cortes transversales en el canal de aducción.
Corte de la cámara de recolección.
Vertedero de excesos en la cámara de recolección
cabezal de descarga.
Resultados del diseño. Planta.
Resultados del diseño. Corte B-B.
Resultados del diseño. Corte A-A.
Resultados del diseño. Detalle del canal.
Tipos de acuíferos.
Acuífero no confinado.
Acuífero artesiano (confinado).
Resultados del ejemplo.
Pozo excavado con camisa en concreto.
Pozo hincado.
Pozos perforados. (a) Bombeo desde la superficie.
(b) Bomba sumergible.
109
110
1 11
68
7. BOMBAS Y ESTACIONES DE BOMBEO
68
Figura 7.1
69
70
71
72
Figura 7.2
Figura 7.3
Figura 7.4
Figura 7.5
Figura 7.6
Figura 7.7
Figura 7.8
Figura 7.9
Figura 7.10
6. OBRAS DE CAPTACIÓN
Figura 6.1
Figura 6.27
Figura 6.28
Figura 6.29
Bombas de desplazamiento positivo. (a) Bomba de
pistón. (b) Bomba de diafragma.
Ariete hidráulico.
Ejemplo de aplicación del ariete hidráulico.
Elementos constitutivos de una bomba centrífuga.
Elementos de una estación de bombeo.
Válvula de pie con coladera.
(a) Reducción excéntrica. (b) Reducción concéntrica.
Línea de energía en el esquema de bombeo con cabeza
de succión negativa.
Ejemplo de diseño de la estación de bombeo.
Curva característica de la bomba y curvas de operación
del sistema.
76
77
77
78
79
79
Figura 8.1
Figura 8.2
Figura 8.3
80
80
9. DESARENADOR
116
118
120
121
124
125
126
129
130
134
8. CONDUCCIONES
Conductos prefabricados.
Conductos cerrados construidos en el sitio.
Conducción bocatoma-desarenador. Corte
142
143
147
81
82
82
83
86
87
88
89
89
91
97
97
98
98
101
103
104
107
Figura 9.1
Figura 9.2
Figura 9.3
Figura 9.4
Figura 9.5
Planta del desarenador.
Trayectorias de partículas en el sedimentador.
Ejemplo de diseño. Planta.
Ejemplo de diseño. Corte longitudinal A-A.
Ejemplo de diseño. Corte transversal B-B.
155
157
166
167
168
1O. CONDUCCIÓN: DESARENADOR -TANQUE DE ALMACENAMIENTO
Figura 10.1
Figura 10.2
Figura 10.3
Figura 10.4
Figura 10.5
Figura 10.6
Figura 10.7
Figura 10.8
Figura 10.9
Conducción forzada.
Conducción libre.
Tubería bajo presión negativa.
Sifón.
Se requiere de bombeo.
Válvula de purga.
Ubicación de la ventosa y detalle de la válvula.
Presiones de trabajo excesivas.
Cámara de quiebre de presión.
171
172
172
173
174
175
175
177
178
378
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Figura 10.10
Figura 10.11
Figura 10.12
Figura 10.13
Figura 10.14
Figura 10.15
Figura 10.16
Figura 10.17
Figura 10.18
Figura 10.19
Figura 10.20
Figura 10.21
Figura 10.22
Figura 10.23
Figura 10.24
Figura 10.25
Figura 10.26
Modificación del coeficiente de rugosidad. (a) Tubería
original. (b) Incrustaciones. (e) Corrosión.
Pérdida de carga en una conducción forzada.
Suma o diferencia de pendientes para la selección del
codo necesario. Suma de pendientes si hay cambio
de signo. Diferencia de pendientes si no hay cambio
de signo.
Empuje de presión estática.
Anclaje de un codo horizontal.
Anclaje de un codo en sentido inferior.
Anclaje de un codo en sentido vertical.
Dimensionamiento de zanjas.
Idealización del mecanismo del golpe de ariete.
Diagrama de sobrepresión y depresión, para los casos
teóricos y reales.
Distribución de la presión para maniobra rápida.
Distribución de presión para maniobra lenta.
Pozo de oscilación.
Cámara de aire comprimido.
Conducción desarenador - caseta de cloración.
Corte longitudinal.
Conducción desarenador - caseta de cloración.
Planta.
Perfil de la conducción. Resultados finales.
179
180
183
184
186
187
187
189
190
191
192
193
194
194
195
195
199
11. CLORACIÓN
Figura 11.1
Figura 11.2
Figura 11.3
Figura 11.4
Caseta de cloración. Planta.
Caseta de cloración. Corte longitudinal.
Aplicación de cloro gaseoso en forma directa.
Dosificación por orificios flotantes.
204
204
206
207
Figura 12.8
Figura 12.9
Figura 12.10
Figura 12.11
Figura 12.12
Figura 12.13
Figura 12.14
Figura 12.15
Figura 12.4
Figura 12.5
Figura 12.6
Figura 12.7
Tanque de distribución superficial.
Tanque de distribución elevado.
Tanque de distribución y de compensación
. .
superficial.
Accesorios del tanque regulador superficial de
.
compartimiento simple.
Tanque regulador superficial. Detalle de accesonos de
salida.
Accesorios del tanque regulador superficial de
compartimiento doble.
Tanque elevado con una sola tubería para alimentación
y suministro.
212
212
213
214
214
215
216
217
218
219
220
221
225
227
229
13. RED DE DISTRIBUCIÓN
Figura 13.1
Figura 13.2
Figura 13.3
Figura 13.4
Figura 13.5
Figura 13.6
Figura 13.7
Figura 13.8
Figura 13.9
Figura 13.10
Figura 13.11
Figura 13.12
Figura 13.13
Figura 13.14
Figura 13.15
Figura 13.16
12. TANQUE REGULADOR
Figura 12.1
Figura 12.2
Figura 12.3
Tanque elevado con tuberías de alimentación y
suministro independientes.
Curva de distribución horaria del consumo de la
población.
Curva integral del consumo de la población.
Curva integral del tanque regulador con suministro
por gravedad.
Curva integral del tanque elevado y del tanque de
succión.
Cálculo gráfico del volumen del tanque superficial.
Cálculo gráfico del volumen del tanque elevado.
Cálculo gráfico del volumen del tanque de succión.
Red de mayor a menor diámetro.
Red en árbol.
Red en parrilla.
Red en mallas.
Disposición de válvulas aislando tramos de la red.
Disposición de válvulas aislando sectores de la red.
Funcionamiento de una malla.
(a) Tubería original. (b) Tubería equivalente.
Conexiones domiciliarias.
Red de distribución con curvas de nivel.
Línea matriz.
Hipótesis de distribución de caudales.
Red de distribución para el cálculo por el método de
Hardy-Cross.
Red definitiva según el método de Cross.
Distribución de presiones sobre las mallas.
Red definitiva por longitudes equivalentes.
236
236
236
237
239
240
242
245
249
250
251
253
255
257
258
261
14. ALCANTARILLADOS
Figura 14.1
Figura 14.2
Figura 14.3
Figura 14.4
Figura 14.5
Figura 14.6
Figura 14.7
Esquema de un alcantarillado perpendicular sin
interceptor.
Esquema de un alcantarillado perpendicular con
interceptor.
Alcantarillado perpendicular con interceptor y
aliviadero.
Alcantarillado en abanico.
Sistema en bayoneta.
Planta del pozo de inspección sin cambio de dirección
para diámetros de salida menores de 36".
Corte A-A de la figura 14.6. Pozo de inspección sin
cambio de dirección para Ds menor que 36".
267
268
269
269
270
271
272
380
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Figura 14.8
Figura 14.9
Figura 14.10
Figura 14.11
Figura 14.12
Figura 14.13
Figura 14.14
Figura 14;15
Figura 14.16
Figura
Figura
Figura
Figura
14.17
14.18
14.19
14.20
Planta del pozo de inspección con cambio de dirección
para diámetros de salida menores de 36".
Corte A-A de la figura 14.7. Cambio de dirección y Ds
menor que 36".
Planta de la cámara de caída.
Corte A-A de la figura 14.10. Cámara de caída.
Cámara de caída escalonada.
Cámara de caída rápida.
Pozo de caída con escalones alternos.
Convención del trazado de colectores.
Convención utilizada de cotas de rasante y clave en
los pozos.
Empate de los colectores por cota clave.
Empate de los colectores por la línea de energía.
Empate con flujo supercrítico.
Determinación de Hw. Debe afectarse por el
coeficiente de la tabla 14.6.
Figura 16.11
273
Figura 16.12
274
275
276
277
277
278
279
Figura 16.13
Figura 16.14
Figura 16.15
280
283
285
286
289
15. ALCANTARILLADO SANITARIO
Figura
Figura
Figura
Figura
Figura
15.1
15.2
15.3
15.4
15.5
Caudal de diseño para la ciudad de Bogotá.
Red del alcantarillado sanitario.
Delimitación del área aferente a cada colector.
Diseño final del alcantarillado sanitario. Planta.
Diseño final del alcantarillado sanitario. Perfiles.
297
299
300
307
308
16. ALCANTARILLADO PLUVIAL
Figura 16.1
Figura 16.2
Figura 16.3
Figura 16.4
Figura 16.5
Figura 16.6
Figura 16.7
Figura 16.8
Figura 16.9
Figura 16.10
Curvas de duración-Intensidad-Frecuencia para la
ciudad de Bogotá según la Empresa de Acueductos
y Alcantarillados de Bogotá.
Área de drenaje e hidrograma para una lluvia de 5
minutos de duración.
Área de drenaje e hidrograma producido por una lluvia
con 1O minutos de duración.
Área de drenaje e hidrograma para una lluvia de 15
minutos de duración.
Área de drenaje idéntica para dos colectores en
sen e.
Estimación del tiempo de concentración inicial.
Ejemplo de diseño del alcantarillado de aguas
lluvias.
Coeficientes de escorrentía y áreas de dren\lje de los
colectores.
Diseño final del alcantarillado pluvial. Planta.
Diseño final del alcantarillado pluvial. Perfiles.
313
315
315
316
316 .
318
321
322
332
333
Figura 16.16
Figura 16.17
Figura 16.18
Figura 16.19
Figura 16.20
Figura 16.21
Sumidero con reja horizontal y vertical para
alcantarillado combinado.
Sumidero sin sello hidráulico y con desarenador para
alcantarillado de aguas lluvias.
. Sumidero con desarenador a lo ancho de la calzada.
Reja horizontal para sumidero.
Canal de aguas lluvias. Sección de diseño para áreas de
drenaje menores de 1000 Ha.
Secciones hidráulicas más eficientes.
Esquema de la transición.
Ejemplo de diseño de un canal de aguas lluvias
Planta.
Sección definitiva entre KO+OOO v K0+390.
Sección definitiva del K0+390 en, adelante.
Perfil del canal.
335
335
336
336
337
338
343
344
352
352
353
17. SIFÓN INVERTIDO
Figura
Figura
Figura
Figura
17.1
17.2
17.3
17.4
Aplicación del sifón invertido.
Planta del sifón invertido.
Corte longitudinal del sifón invertido.
Corte transversal de la cámara de entrada al sifón
invertido.
357
364
364
365
ÍNDICE ALFABÉTICO
Abastecimiento de agua 21, 59, 98,
105
Acuífero 23, 60, 99, 100, 102, 106,
108, 109
artesiano 23, 104
confinado 100
no confinado 103, 106
Agua subterránea 22, 23, 26, 59, 98,
100, 105, 108
Aguas lluvias 22, 25, 59, 141, 265,
266,278,291,296,311,313,319,
321,334,335,337,341,344
Aguas residuales
domésticas 265, 299
industriales 265, 300
Alcantarillado 265
clasificación de las tuberías 266
combinado 266, 268, 335
disposición de la red 268
pluvial266, 267, 320, 322, 332, 333
pozo de inspección 270, 273
sanitario 266, 278, 279, 293, 296,
298, 302, 307, 308, 312, 318, 320,
322,325
sistema en abanico 269
sistema en bayoneta 270
sistema perpendicular con
interceptor 268
sistema perpendicular con
interceptor y aliviadero 268
sistema perpendicular sin
interceptor 267
Aliviadero 248, 249, 268, 269
Allievi 191
Altura barométrica 134
Altura dinámica total129, 132
Altura estática 128, 131, 133, 134, 135
de impulsión 128
de succión 128, 134
total128, 131
Ampliaciones futuras 33
Anclajes o Muertos 183
empuje de la tubería 183, 187
tipos de anclajes 187
Arcilla 153, 185, 186, 189,341
Arena 109, 153, 185, 186, 189,341
Ariete hidráulico 117, 120
Artesiano 24, 100, 101, 104
B
Babbit 295
Bacilo de Eberth 20
Bernoulli 65, 129
Bocatoma
de fondo 76, 81, 82, 84
embalses o lagos 78
estabilización del lecho 78
estación de bombeo deslizante 80,
81
384
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
estación de bombeo flotante 80
lateral con bombeo 76
lateral por gravedad 76, 78
sifón 78, 173, 357, 358, 364, 365
toma de fondo 79
toma lateral con muro transversal
75
torre de captación 78, 79
Bocatoma de fondo 76, 81, 82, 84
cámara de recolección 84, 87, 91,
94, 96, 148, 168
canal de aducción 81, 84, 85, 87,
88,92,95
desagüe del caudal de excesos 90
muros laterales 83
presa 81, 84, 92,95
rejilla 83
solados o enrocado 83
Bombas
cavitación 123, 133, 135
centrífugas 99,103,105
de desplazamiento positivo 116,206
potencia de la bomba 133
potencia del motor 133
rodete 121,122,127
Borde libre
en los colectores 320
Bresse 127, 131
e
Caída o cambio de pendiente 275
Calidad del agua 20, 21, 49, 72
Cámara
de aquietamiento 148, 154, 163,
164, 168
de caída 275, 277
de quiebre de presión 177
de reco}ección 84, 87, 91, 94, 96,
148, 168
Cambio de dirección 197,284
Canales 22, 60, 67, 141,281,311,313,
314,337,339,341,357,
abiertos 141,337
de aducción 84, 85, 87, 92, 95
de aguas lluvias 311, 313, 337, 341
Canales de aguas lluvias 311, 313,
337,341
frecuencia de diseño 337
pendiente del talud 323
radio de curvatura 341
sección hidráulica del canal67, 337
transiciones 343
Carga hidráulica superficial156,
158, 162
Caseta de cloración 195, 196, 204
Caudal
máximo diario 53, 54, 56, 75, 84,
91,124, 141,211,21~224,23~
250,251
máximo horario 53, 54, 56, 237,
251,295,296,301,302
medio 53, 91, 96,218,293,295,
359,361,363
Cavitación 123, 124, 133, 135
Cisterna 25
Cloración 21, 22, 195,204
Cloro 21, 203, 207
gaseoso 205, 206
sólido o líquido 205
Coeficiente
de escorrentía 311, 318, 319, 321,
323
de retorno 293, 294, 300, 318
de rugosidad de Manning 144,
280,281,301,317,340
Cólera 21
Conducción
Bocatoma - Desarenador 146
Desarenador- Tanque de
Almacenamiento 171
Conductividad hidráulica 101, 104,
106
Conductos
a superficie libre 141, 172
construidos en el sitio 142
forzados 28, 141, 171, 180
prefabricados 142
Conexiones erradas 293, 296, 302
Consumo de agua 49, 51,211,293,
294,300
factores determinantes 49
Correntómetros 60, 67,68
Corrosión 178, 206, 297
Curva característica 132, 134
Curva integral 135,218,222,224,
226, 228, 230,
D
Darcy 101, 128
Densidad de población 294,299,302
Desarenador
almacenamiento de lodos 154, 156,
163
cámara de aquietamiento 148, 154,
164, 168
carga hidráulica superficial 156,
158, 162 .
entrada 154
pantalla de entrada 163
pantalla de. sálida 163
período de retención hidráulico
155, 159
porcentaje de remoción 159
salida 154
vertedero de salida 154, 163, 164
zona de sedimentación 154, 165
Desinfección 203
Diáme.tro mínimo
alcantarillado pluvial320
alcantarillado sanitario 298
red de distribución 235
tubería bocatoma - desarenador
142
Disentería
amibiana 21
bacilar 21
Disposición de la red del
alcantarillado 267
Dosificación del cloro 205
E
Ecuación de continuidad 67, 100, 181
Empate por cota clave 283,304
Empate por la línea de energía
entrada no sumergida 286
entrada
287
para flujo sub•críltico 284
para flujo
285
Empuje 183,
Enfermedades hídricas 19,
Entamoeba Histolytica 20
Escorrentía 265,266,311,318,319,
321,323,334,337
Estaciones 60, 70, 80, 123
de aforo 60, 70
de bombeo 80, 123
Exfiltración 143
F
Fase o período de la tubería 190
Fiebre paratifoidea 20
Fiebre tifoidea 20
Fricción 88,128,185,187,190,358,
359
Fuente de abastecimiento 22, 59, 75
G
Galería de inflltración 26
Gastroenteritis 20
Golpe de ariete 117, 127, 189, 190,
193,198
mecanismo 189, 190
medidas contra el golpe de ariete
193
sobrepresión 192
H
Hardy-Cross 241, 254, 255
Harmon 295, 301
Hazen 128, 135, 156, 160, 178, 179,
242,245.
Hazen - WiJiiams 178
Hepatitis infecciosa 20
Hidrantes 222,231,235,238,249
Hipoclorador 206
Hipoclorito
de calcio 205
de sodio 205
386
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARillADOS
1
Incendio 211,222,223,231,235,237,
238,249,250
Incrustación 178
Infiltración 23, 26, 293, 296, 302,
318
Interceptor 267, 269
L
Línea matriz 22, 181,235,251
Lluvia
duración 314,316,325
frecuencia 312
intensidad 312, 345, 348
Longitudes equivalentes 132, 137,
241,245,247,258,261
M
Manantial 23, 24
Mamting 144, 146,280,281,298, 301,
302,317,339,340,358,360
Máquinas hidráulicas 115
Método Racional311, 312
Microorganismo 20
Molinetes 67, 70
Muros de contención 75, 76, 95
N
Newton, binomio de 244
Número
de Froude 281, 304, 341
específico de revoluciones 122
o
Organismos patógenos 22, 203, 265
Ozono 203
p
Parálisis infantil21
Parasitismo intestinal20
Parshall 60, 62, 205
Pérdida de carga 132, 180, 182,241,
243,245,246
localizada 181
unitaria 180, 342
Pérdidas mecánicas 134
Perímetro mojado 144, 337, 338, 340
Período de diseño 29, 33, 39, 124
Período de retención hidráulico
desarenador 139, 154, 159
pozo húmedo 124
Población
crecimiento geométrico 37, 40
crecimiento lineal37, 39
crecimiento logarítmico 37, 40
de diseño 29, 45, 53, 91,249,299
métodos estadísticos 41
proyección 38, 41, 42, 65, 91
Poliomielitis 21
Pozo de inspección 270, 273
Pozo húmedo 124
período de retención hidráulico
125
Pozos
barrenados o taladrados 108
evaluación 100
excavados 108
exploración 99
explotación 105
hincados 108
perforación hidráulica rotatoria
111
perforación por percusión 111
perforación por percusión
y rotación 111
perforados 11 O, 111
superficiales 23, 108
Presión
de servicio 235, 238
máxima de trabajo 176, 177
Producción
del pozo 100
porcentaje de interferencia 105
Profundidad hidráulica 281, 282,
304,341
Pruebas de equilibrio 60, 102
R
Radio de curvatura 284,325,341
Radio hidráulico 144, 146, 280, 317
Red de distribución 50, 55, 141, 181,
203,211,212,213,235,249,250,
251,255,298
conexión domiciliaria 248
de relleno 235, 237
método de Hardy-Cross 241,254,
255
método de longitudes equivalentes
245,258
presiones de servicio 235, 238, 255
principal235, 239, 248, 254
trazado de la red 235, 248, 295,
298,299
Relaciones hidráulicas 147,281,282
Roca 185,281,341
S
Salmonella Paratyphi-A 20
Sección hidráulica del canal67, 337
Shigella 20
Sifón invertido 357, 364, 365
Stokes 156, 158
Sumideros 270, 311, 334, 336
T
Talud 76,338,340,341,344
Tanque
capacidad adicional para
emergencias 222
capacidad adicional para incendios
222
capacidad del tanque alimentado
por gravedad 219
capacidad del tanque elevado 221
con orificios flotantes 206
de almacenamiento 22, 26, 135, 141,
180,194,204,222,223,235,251
de compartimiento doble 215
de compartimiento simple 213
de compensación 213
de distribución 213
de
211,
223
dimensionamiento 220
elevado 211, 216, 217, 221,
227, 228, 231
superficial213, 219, 221,
225,
231
Tiempo de concentración 314,317,
318,320,323,324,327,329,344,
348
de recorrido en el colector 314, 324
inicial314, 317,318,323
Tipos de conducción
a superficie libre 141, 172
forzada 28, 141, 171, 180
por sifonamiento 173
Transición 284, 343, 350
Tratamiento primario 77, 153
Trazadores químicos 60, 70, 71
Tubería
de excesos 84, 90, 95, 96, 165
de impulsión 127, 131
de succión 126, 131
V
Válvula
de ángulo 182
de compuerta 182, 197
de control176, 235
de cortina 127, 132
de globo 182
de pie 125, 131, 182
de pie con coladera 125, 131
de purga 174,175
de retención 117, 127, 132, 182
de ventosa 172, 175
Velocidad
de arrastre 160
de sedimentación 156, 160, 161, 162
entre barrotes (bocatoma de
fondo) 86
específica 122, 123
máxima (alcantarillado pluvial) 319
máxima (alcantarillado sanitario)
297
388
ELEMENTOS DE DISEÑO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
mínima (alcantarillado pluvial) 319
mínima (alcantarillado sanitario)
296
mínima (sifón invertido) 357
mínima (tubería bocatomadesarenador) 142
red de distribución 240
sobre la rejilla (bocatoma de
fondo) 84
superficial 60, 67, 68, 70
tubería de impulsión (estación de
bombeo) 127
tubería de succión (estación de
bombeo) 126
Ven Te Chow 341
Vertedero
lateral362
rectangular 64, 65
triangular 65, 66
Vibrio Comma 21
Vida útil33
Virus 20,21
z
Zanjas25,26, 186,188,189,314,317,
318