Elementos de Diseño para Acueductos y Alcantarillados [Ing. Ricardo Alfredo López Cualla.]

Elementos de diseño para acueductos y alcantarillados
Primera edición: febrero de 1995
Primera reimpresión: agosto de 1996
Segunda reimpresión: julio de 1997
Tercera reimpresión: abril de 1998
Cuarta reimprerión: febrero de 1999
Quinta reimpresión: febrero de 2000
@
Ricardo Alfredo López Cualla, 1995
Escuela Colombiana de Ingeniería
Avenida 13 No 205-59
(Autopista Norte kilómetro 13, costado occidental)
Fax: 6762340 Santafé de Bogotá
Dirección editorial
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Diseño de portada
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Fotomecánica
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Centro Editorial, Escuela Colombiana de Ingeniería,
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María Clemencia Afanador Caycedo
Grupo Editorial 87
Fotolito Villalobos
ISBN 958-95742-0-3
Para la E S C U E L A C O L O M B I A N A D E I N G E N I E R I A constituye mo-tivo de gran satisficción que uno de sus egresados, convertido a la docencia uni'~ersitaria,haga entrega a la sociedad de una obra cuidadosamente
escrita, minuciosamente elaborada y con el propósito de que los estudiantes de ingeniería civil dispongan de u n texto de estudio y los colegas de u n
libro de consulta.
A l presentar este libro sobre "Acueductos y Alcantarillados", escrito por el
ingeniero Ricardo López Cualla, profesor de la asignatum del mismo
nombre en la E S C U E L A C O L O M B I A N A D E I N G E N I E R I A , no solamente cumpliócon la generosa petición del autor sino también con el deseo
perso-ial de enaltecer la producción editorial universitaria, pues ella refleja
el compromiso en la formación de las nuevas geneuuciones. Felicitaciones
m u y sinceras al ingeniero López y enhorabuena al gremio colombiano dc
zngcnzeros.
Santafé de Bogotá, febero 199fi.
Prohibida la reproducción total o parcial de esta obra, por cualquier medio, sin autorización
escrita de la Escuela Colombiana de Ingeniería.
Impreso por Quebecor Impreandes
Impreso en Colombia - Pnnted in Colombia
Ing. Eduardo Silva Sánchcz
Rector
A mis profesores y alumnos
1.1 Generalidades
1.2 Enfermedades hídricas
1.3 Abastecimiento de agua
1.3.1 Esquema conveiicional de abastecimiento
1.3.2 Fuentes de abastecimiento
1.3.2.1 Sistemas primarios
1.3.2.2 Sistemas principales
1.4 Volumen de agua
2.1 Factores determinantes
2.2 Períodos típicos de algunas obras
3.1 Métodos de estimación de la población futura
3.1.1 Método de comparación gráfica
3.1.2 Crecimiento lineal
3.1.3 Crecimiento geométrico
3.1.4 Crecimiento logarítniico
3.1.5 Métodos estadísticos
3.2 Ejemplo de proyección de población
4. CONSUMO DE AGUA
4.1 Factores determinantes del consumo
4.2 Clasificación del consumo de agua
47
10
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
4.3 Consumo futuro
4.4 Caudal de diseño
4.5 Variación de los factores de mayoración del caudal máximo diario
para la obtención del caudal máximo horario
4.6 Ejemplo de cálculo de caudal
CONTENIDO
7. BOMBAS Y ESTACIONES D E BOMBEO
5. FUENTES D E ABASTECIMIENTO DE AGUA
57
5.1 Evaluación de la cantidad de agua
5.1.1 Medidor Parshall
5.1.2 Vertederos
5.1.2.1 Vertederos rectangulares
5.1.2.2 Vertederos triangulares
5.1.3 Velocidad superficial
5.1.4 Correntómetros o n~olinetes
7.1.5 Estaciones de aforo con limnímetro
5.1.6 Trazadores químicos
5.2 Evaluación de la calidad del agua
60
60
64
64
66
67
67
70
70
72
6. OBRAS DE CAPTACIÓN
73
7.1 Clasificación de las máquinas hidráulicas
7.1.1 Máquinas de desplazamiento positivo
7.1.2 Turbomáquinas
7.1.3 Máquinas gravimétricas
7.1.3.1 Ariete hidráulico
7.1.3.2 Ejemplo de aplicación del ariete hidráulico
7.2 Bombas centrífugas
7.2.1 Elementos constitutivos de las bombas centrífugas
7.2.1.1 Número específico de revoluciones
7.2.1.2 Cavitación
7.3 Diseño de estaciones de bombeo
7.3.1 Ubicación de la estación
7.3.2 Elementos de la estación de bombeo
7.4 Diseño del bombeo
7.5 Ejemplo de diseño
8. C O N D U C C I O N E S
6.1 Captación de agua superficial
6.1.1 Tipos de bocatomas
6.1.1.1 Toma lateral con muro transversal
6.1.1.2 Bocatoma de fondo
6.1.1.3 Bocatoma lateral con bombeo
6.1.1.4 Bocatonla lateral por gravedad
6.1.I .5 Toma mediante estabilización del lecho
6.1.1.6 Toma en en~balscso lagos
6.1.1.7 Estaciones de bombeo flotantes y deslizantes
6.1.2 Bocatonia de fondo
6.1.2.1 Diseño de la bocatonla de fondo
6.1.3 Ejen~plode diseiío
6.2 Abastecimiento de agua subterránea
6.2.1 E1 agua subterránea como recurso natural
6.2.2 Exploración
6.2.3 Evaluación
6.2.3.1 Hidráulica de aguas subterráneas
6.2.3.2 Pruebas de equilibrio
6.2.4 Explotación
6.2.5 Ejemplo de cálculo
6.2.6 Pozos dc bombeo e11 aguas subterráneas
6.2.6.1 Pozos excavados
6.2.6.2 Pozos barrenados o taladrados
6.2.6.3 Pozos hincados
6.2.6.4 Pozos ~erforados
8.1 Conductos cerrados a superficie libre
8.1.1 Conductos prefabricados
8.1.2 Conductos construidos en el sitio
8.2 Especificaciones de diseño: bocatoma-desarenador
8.3 Ejemplo de diseño
9. DESARENADOR
9.1 Generalidades
9.2 Especificaciones de diseño
9.3 Teoría de la sedimentación
9.4 Ejemplo de diseño del desarenador
10. CONDUCCI~N:
DESARENADOR - TANQUE D E ALMACENAMIENTO
10.1 Características hidráulicas de la conducción
10.1.1 Tubería por debajo de la línea piezométrica
(conducción forzada)
1O. 1.2 Lámina de agua coincidente con la línea piezométrica
(conducción libre)
10.1.3 Tubería por encima de la línea piezométrica
1O. 1.4 Tubería por encima del plano piezon~étricoestático
10.1.5 Tubería por encima de1 plano estático de presión absoluta
10.2 Características físicas y accesorios de la conducción forzada
10.2.1 Válvula de purga
10.2.2 Ventosas
10.2.3 Válvulas de control
11
113
12
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
CONTENIDO
13. R E D D E DISTRIBUCIÓN
10.2.4 Materiales y presiones de trabajo
10.3 Cálculo de la línea de conducción
10.3.1 Coeficiente de rugosidad, C
10.3.2 Pérdida de carga unitaria, J
10.3.2.1 Pérdidas de carga localizadas
10.4 Anclajes
10.4.1 Empuje de la tubería
10.4.2 Cálculo del anclaje
10.4.3 Tipos de anclajes
10.4.3.1 Codo en el sentido horizontal
10.4.3.2 Codo en el sentido vertical inferior
10.4.3.3 Codo en el sentido vertical superior
10.5 Dimensiones de las zanjas
10.6 Golpe de ariete
10.6.1 Mecanismo del golpe de ariete
10.6.2 Cálculo de la sobrepresión
10.6.3 Medidas contra el golpe de ariete
10.7 Ejemplo de diseño
11.1 Medios de desinfección
11.2 Caseta de cloración
11.3 Dosificación del cloro
11.3.1 Cloro gaseoso en solución acuosa
11.3.2 Aplicación directa del cloro gaseoso
11.3.3 Aplicación del cloro sólido o líquido
11.3.4 Empleo de tanque con orificios frotantes
11.4 Ejemplo de dosificación
12.1 Generalidades
12.2 Tipos de tanques
12.2.1 Tanque de distribución
12.2.2 Tanque de compensación
12.3 Disposición de accesorios en los tanques reguladores
12.3.1 Tanque superficial
12.3.2 Tanque elevado
12.4 Capacidad del tanque de distribución
12.4.1 Método de la curva integral
12.4.2 Cálculo de la capacidad del tanque alimentado por gravedad
12.4.3 Cálculo de la capacidad del tanque elevado (alimentación por bombeo,
12.4.4 Volunlen adicional para incendios
12.4.5 Volunien adicional para emergencias
12.4.6 Diniensionamiento del tanque superficial
12.5 Ejemplo de cálculo
2'33
13.1 Generalidades
13.2 Trazado de la red
13.3 Especificaciones de diseño
13.3.1 Caudal de diseíio
13.3.2 Presiones de servicio
13.3.3 Válvulas
13.3.4 Otras especificaciones
13.4 Cálculo hidráulico de la red en malla
13.4.1 Método de Hardy-Cross
13.4.2 Método de longitudes equivalentes
13.4.3 Distribución de caudales iniciales
13.4.4 Trazado de la red principal
13.5 Conexiones domiciliarias
13.6 Ejemplo de diseño
13.6.1 Cálculo de las mallas por el método de Hardy-Cross
13.6.2 Cálculo de las mallas por el método de longitudes equivalentes
14. ALCANTARILLADOS
12. T A N Q U E REGULADOR
13
209
263
14.1 Sistemas de alcantarillados
14.1.1 Clasificación de las tuberías
14.1.2 Disposición de la red del alcantarillado
14.2 Otros eleinentos del alcantarillado
14.2.1 Cambios de dirección en colectores
14.2.2 Caída o cambio de pendiente
14.3 Normas generales de diseño
14.3.1 Localización de los colectores
14.3.2 Convenciones
14.3.3 Profundidad míninia a la clave de los colectores
14.3.4 Cálculo hidráulico de tos colectores
14.3.5 Unión de los colectores
14.3.5.1 Empate por cota clave
14.3.5.2 Empate por la línea de energía para flujo subcrítico
14.3.5.3 Enipate por la línea de energía para flujo supercrítico
15. ALCANTARILLADO SANITARIO
15.1 Caudal de diseño
15.1.1 Caudal de aguas residuales doniésticas
15.1.1.1 Coeficiente de retorno
15.1.1.2 Consunio de agua potable
15.1.1.3 Densidad de población
15.1.4.4 Area de drenaje
15.1.2 Caudal industrial
15.1.3 Caudal coniercial
15.1.4 Caudal institucional
29 1
14
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
15.1.5 Caudal medio diario de aguas rcsiduales
15.1.6 Caudal máximo horario de aguas residuales
15.1.7 Caudal de infiltración
15.1-8 Caudal de conexiones erradas
15.1.9 Caudal de diseño
15.2 Otras especificaciones de diseño
15.2.1 Velocidad
15.2.2 Diámetro mínimo
15.2.3 Diámetro de diseño
15.3 Ejemplo de diseño
16. ALCANTARILLADO PLUVIAL
309
16.1 Descripción del sistema
16.2 Evaluación del caudal de diseño
16.2.1 El método racional
16.2.1.1 Area de drenaje
16.2.1'2 Intensidad de la lluvia
16.2.1.3 Coeficiente de escorrentía
16.3 Normas de diseño
16.3.1 Velocidad
16.3.2 Diámetro mínimo
16.3.3 Borde libre en los colectores
16.3.4 Tiempo de concentración
16.4 Ejemplo de diseño del alcantarillado pluvial
16.5 Sumideros de aguas lluvias
16.5.1 Clasificación de 10s sunlideros
16.6 Canales de aguas lluvias
16.6.1 Sección hidráulica del canal
16.6.2 Diseño hidráulico del canal
16.6.2.1 Análisis dimensional
16.6.2.2Velocidades máxinias y mínimas
16.6.2.3Pendiente de los taludes
16.6.2.4Curvatura
16.6.2.5 Transiciones
16.7 Ejemplo de diseño del canal de aguas lluvias
17. SIFÓN INVERTIDO
17.1 Generalidades
17.2 Ejemplo de diseño del sifón invertido
ÍNDICE DE TABLAS
371
C o m o resultado de la consulta d e diferentes fuentes y d e las experiencias
en diseño del autor, se presenta este trabajo que constituye u n cornpendio d e los apuntes de clase del Curso de Pregrado de Acueductos y Alcantarillados ofrecido por la ESCUELA C O L O M B I A N A D E INGENIERIA.
Las normas d e diserio utilizadas n o son las únicas existentes, p o r lo que el
criterio del ingeniero es fundamental para su selección y aplicación.
E n los primeros capítulos se introducen algunos conceptos generales, relativos al diseño d e acueductos y alcantarillados, los cuales, debido al alcance del libro, no son tratados en profundidad. A partir del capítulo 6 se
presenta el diseño d e acueductos, siguiendo u n desarrollo secuencia1
d e las diferentes estructuras hidráulicas necesarias para llevar el agua desde
la fuente d e abastecimiento hasta el usuario. A partir del capítulo 14 se
presenta el diseño d e alcantarillados y algunas estructuras anexas.
Los diseños están orientados a poblacio~lesrurales, en donde ha d e concentrarse el mayor esfuerzo posible del ingeniero para dar s o l u c i o ~ ~ e s
adecuadas a la problemática del saneamiento ambiental.
Q u i e r o agradecer a la ESCUELA C O L O M B I A N A D E INGENIERIA
su colaboración para hacer posible la publicación d e este libro, y a todos
los colegas que participaron con su orientación y consejo en la edición.
Ing. Ricardo A. López C .
entro de la problemática del "saneamiento básico" de comunidades tienen enorme importancia el suministro de agua potable y la
recolección de las aguas residuales. Cualquier población, p o r
pequeña que ésta sea, debería contar como mínimo con los servicios de
acueducto y alcantarillado, si se espera de ella un desarrollo social y económico y, ante todo, la reducción de las altas tasas de morbilidad y mortalidad en especial de la población infantil.
El trabajo que deben desarrollar los ingenieros hoy en día no es tanto el
diseño y ampliación de redes en grandes ciudades, sino la creación de la
infraestructura necesaria en poblaciones pequeñas, en términos de soluciones adecuadas y acordes con una limitada inversión de capital. Es por
esto que los diseños y normas que se incluyen en estas notas son orientados a una solución básica de los servicios referidos.
C o n el objeto de suministrar agua potable a una comunidad, es necesaria
la construcción de una serie de obras hidráulicas para la captación, el sistema de purificación del agua, la conducción, el almacenamiento y la distribución. Igualmente, para la recolección de las aguas servidas, es necesario
proyectar una red de colectores y obras complementarias que conduzcan el
agua residual a una planta de tratamiento, y luego las viertan a un cuerpo de
agua receptor. En la figura 1.1 se esquematiza este proceso.
Son causadas por elementos patógenos, perjudiciales para la salud huinana, que utilizan como vectores el agua y otros agentes como moscas, ratas
y alimentos. Generalniente son originadas por descargas intestinales o
Cólera
Distribución
' /
/
'
"aguas servidas
Tratamiento
aguas residuales
Es producida por la bacteria Vibrio Comma, de 1 a 4 micrones de largo y
0.2 a 0.4 micrones de diámetro, Gram-negativa, n o esporosa. Posee una
gran resistencia a los agentes desinfectantes o al secado. Su período d e
vida en aguas residuales es muy corto, pero en aguas naturales, n o contaminadas, es de 1 a 2 semanas y puede llegar hasta 1 mes según sea la calidad del agua.
Ésta es una enfermedad infecto-contagiosa, por lo común endémica, y es
adquirida por la ingestión del Vibrzo Comma a través d e la comida o el
agua; tiene u n período de incubación típico de 3 días.
Disentería amibiana
Captación y
tratamiento
articular
Particular
Industria
Figura 1.1 Esquema del manejo de agua en una comunidad
por contagio. En general, las medidas preventivas son las mismas para todas las enfermedades:
1. Suministro de agua potable con una calidad química y bacteriológica
aceptable (acuedk;).
2. Adecuada disposición de excretas (alcantarillado).
3. Adecuada disposición de los residuos sólidos (relleno sanitario).
4. Limpieza de alimentos y pasteurización de la leche,
5. Control permanente de la calidad del agua.
6. Educación del público en los aspectos de higiene personal. saneamiento ambiental básico y jornadas de vacunación.
Las enfermedades hídricas son causadas por virus, bacterias, protozoos o
helmintos. Estas enfermedades pueden ser de tipo endémico o esporádicas.
Tabla 1.1
Enfermedades hídricas
Enfermedad
Agente etiológico
Fiebre tifsidea
Fiebre paratifoidea
Disentería bacilar
Cólera
Parálisis infantil
Parasitismo intestinal
Gastroenteritis
Hepatitis infecciosa
Disenteria amibiana
Bacilo de Eberth
Salmonella paratyphi-A
Género shigella
Vibrio cornrna
Virus
Virus
Microorganismo
Virus
Enfarnoeba hisrolytica
También llamada amibiasis o colitis amibiana, es causada por el protozoo
unicelular Entamoeba Histolytica, el cual agrupado en quistes es inuy
resistente. Se adquiere al ingerir agua o alimentos contarninados y su período de incubación es de 2 ó 3 días pero puede llegar hasta 4 semanas.
Cuando estos diminutos-animales se encuentran en bajas proporciones, el
tratamiento convencional (coagulación, filtración y cloración) ha probad o ser efectivo en la mayoría de los casos. Si se encuentran en proporciones abundantes (situación endémica), se recomienda la supercloración y
posteriorn~entela decloración seguida de la poscloración.
Parálisis infantil
Llarnada también poliomielitis, es causada por el virus de la poliomielitis,
del cual se han identificado tres tipos diferentes. Este tipo de virus es bastante resistente pero puede ser inactivado con una dosis d e 0.05 mg/L de
cloro libre (en ausencia de materia orgánica).
El virus ataca el sistema nervioso central y causa la parálisis de las extremidades inferiores. Generalmente ataca a la población infantil (de 1 a 16
ai7os) aunque en ocasiones puede afectar a adultos jóvenes. El período de
incubación es de 1 a 2 semanas, pero la persona afectada puede ser portadora del virus por varios meses.
1.3.1 Esquema convencional de abastecimiento
Cualquier sistema de abastecimiento de agua a una comunidad, p o r rudimentario que sea, consta de los siguientes elementos:
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
1. Fuente de abastecimiento.
2. Obras de captación.
3. Obras de conducción.
4. Tratamiento del agua.
5. Almacenamiento.
6. Distribución.
1. Fuente de abastecimiento
La fuente de abastecimiento de agua puede ser superficial, como en los
casos de ríos, lagos, embalses o incluso aguas lluvias, o de aguas subterráneas superficiales o profundas. La elección del tipo de abastecimiento depende de factores tales como localización, caIidad y cantidad.
2. Obras de captación
El tipo de estructura utilizada para la captación del agua depende en primer lugar del tipo de fuente de abastecimiento'utilizado. En general, en
los casos de captación de agua superficial se habla de "bocatoinas",
mientras que la captación de aguas subterráneas se hace por medio de
"pozos".
en un tanque durante los períodos en los que la demanda es menor que el
suministro y utilizarla en los períodos en que la comunidad demanda
gran cantidad del líquido.
6. Distribución
La distribución de agua a la comunidad puede hacerse desde la manera
más simple que sería un suministro único por medio de una pileta de
agua, hasta su forma más compleja por medio de una serie de tuberías o
redes de distribución que llevan el agua a cada domicilio.
1.3.2 Fuentes de abastecimiento
Según sean las características del proyecto, tales como disponibilidad de
fuentes de agua, tamaño de la población, caudal requerido y recursos económicos, se puede adoptar un sistema de captación primario o principal.
1.3.2.1 Sistemas primarios
Por su bajo costo, sencillez de construcción y manejo, estos sistemas son
más adecuados para comunidades muy pequeñas o soluciones individuales de agua.
3. Obras de conducción
Pozos superficiales
En un proyecto existen numerosas conducciones de agua entre diferentes
puntos, como por ejemplo bocatoina-desarenador, desarenador-tanque
de almacenamiento y línea matriz. Hidráulicamente estas conducciones
pueden ser de diferentes formas, dependiendo'de la topografía y la longitud de las mismas. Estas conducciones son generalmente por tubería a
presión o por gravedad, por canales rectangulares o trapeciales abiertos
o cerrados.
4. Tratamiento del agua
E n la actualidad ningún agua en su estado natural es apta para el consumo humano; además, siempre se requerirá un tratamiento mínimo de cloración con el fin de prevenir la contaminación con organismos patógenos
durante la conducción del agua.
5. Almacenamiento
Dado que el caudal de captación no es siempre constante y que el caudal
demandado por la comunidad tampoco lo es, es necesario almacenar agua
Debido a la naturaleza de las formaciones geológicas y de la hidráulica
subterránea, estos pozos pueden ser excavados manualmente o mediante
la utilización de barreno manual. Su profundidad por lo general no es
mayor de 20 metros en el caso de perforaciones con barreno manual.
Dependiendo de las características del nivel piezométrico y de las condiciones hidráulicas del depósito de agua, puede darse el caso de un acuífero artesiano (el agua mana a la superficie sin necesidad de la utilización de
bombas), o de un acuífero que es recargado por la infiltración superficial,
en cuyo caso hay necesidad de utilizar el bombeo, en general mediante
bombas sumergibles.
Manantial
U n manantial es un afloramieilto superficial de agua subterránea, el cual
puede ser por gravedad pasando a través de una capa superficial perineable, o bien puede ser un manantial artesiano si el estrato permeable se halla confinado entre dos estratos impermeables y se encuentra a presión
debido a la cota piezctnétrica del depósito de agua.
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
24
/
Nivel
piezom6trico
25
INTRODUCCIÓN
f
Pozo excavado
I
/
Cerca de
y protección
k/
--,,
Muro de contención
perimetral
1,
1
Estrato impermeable
\
Zanja de
drenaje
%
Figura 1.4 Captación de agua en un manantial.
Figura 1.2 Pozos superficiales.
Los manantiales artesianos son por lo general perennes y no dependen de
la época del año, mientras que los manantiales por gravedad suelen ser
periódicos y relacionados con la época del año..
Los manantiales están sujetos a la contaminación superficial del agua, por lo
que se les debe dar una protección adecuada. Por otra parte, no deben instalarse pozos sépticos o letrinas en cercanías del afloramiento. El esquema de
la obra de captación del agua de un manantial se ilustra en la figura 1.4.
Cisterna
Las cisternas son sistemas de recolección y almacenamiento d e aguas Iluvias. Ésta es una solución viable en zonas rurales donde n o se dispone fácilmente de otras fuentes de agua.
Para obtener agua potable se debe por lo menos filtrar y clorar. La calidad física y química del agua al comienzo de la lluvia no es aceptable, ya
Filtro
\
Agua subterrknea
Agua
la bomba
Tanque de --+
almacenamiento
Estrato impermeable
Figura 1.3 Tipos de manantiales.
\
Figura 1.5 Sistema de recolección de agua lluvia.
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
26
que inicialmente arrastra y adsorbe partículas de polvo y otros contaminantes atmosféricos y de los tejados.
P o r la razón anterior, este sistema no debe ser utilizado en zonas donde
haya un desarrollo industrial importante; la contaminación del aire produce graves problemas como, por ejemplo, el fenómeno de lluvia ácida
(S02 ?+H20 * HzS04)
Grava
Nacimiento en ciénagas
Las ciénagas son terrenos pantanosos donde por efectos del nivel freático
el agua se mantiene muy superficial. En este caso se abren zanjas en forma de espina de pescado rellenas de gravilla y se les da una pendiente hacia un colector central con unión a junta perdida (campana y espigo
separados) como se indica en la figura 1.6.
Galería de infiltración
La galería de infiltración es un sistema de intercepción de agua subterránea que fluye hacia un río o un lago. Puede ser superficial o profunda, se~ í asector. La galería tipo zanja
gún la naturaleza de la h i d r ~ - ~ e o l o del
cubierta es similar al sistema utilizado para la captación de aguas en ciénagas, mientras que la galería tipo "conducto" se muestra en la figura 1.7.
//L\\
I
Tipo Zanja
I
Tipo Conducto
Figura 1.7 Tipos de galerías de infiltración
Estas galerías son construidas paralelas al río o al contorno del lago y conducen el agua a un tanque de almacenamiento de donde es bombeada.
1.3.2.2 Sistemas principales
Zania
Los sistemas principales son utilizados para poblaciones pequeñas pero
estructuradas (municipios). Estos sistemas de abastecimiento se clasifican
según se indica en la tabla 1.2, y se ilustran en las figuras 1.8 a 1.10.
/'apma
Conducción a
superficie libre
I
almacenamiento
Red de I
distribución
L
Figura 1.6 Captación en ciénagas.
Figura 1.8 Captación por gravedad y conducción por gravedad
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
28
Cloración
Desarenador
Conducción +
almacenamiento
Red de
Figura 1.9 Captación por gravedad y conducción forzada.
i
/
Desarenador
'
,
Tanque de succión
Figura 1.10 Captación por gravedad y conducción forzada con bombeo.
Tabla 1.2
Tipos de captación y conducción en sistemas principales
Captación
Tipo de flujo
Gravedad
- Flujo en conducción a superficie libre.
- Flujo en conducción forzada.
Bombeo
-
- Flujo en conducción a superficie libre.
- Flujo en conducción forzada.
La deter~ninaciónde la cantidad de agua que debe ser suministrada por
el acueducto es la base del diseño de éste. Debido al hecho de que los
sistemas de acueductos y alcantarillados están constituidos por estructuras relativamente grandes, tales como presas, plantas de tratamiento, conducciones, etc., los diseños deberán satisfacer las necesidades de la
población durante un período suficientemente grande.
Para cumplir con lo dicho anteriormente se requiere estudiar factores tales como:
1. Período de diseño.
2. Población de diseño.
3. Área de diseño.
4. Hidrología de diseño.
5. Usos del agua.
6. Inversión de capital.
entiende por período d e diseño, en cualquier obra d e la ingeniería civil, el número de años durante los cuales una obra determinada ha de prestar con eficiencia el servicio para el cual fue diseñada.
Los factores que intervienen en la selección del período d e diseño son:
1. Vida útil de las estructuras y equipo tomados en cuenta obsolescencia,
desgaste y daños.
2. Ampliaciones futuras y planeación d e las etapas d e construcción del
proyecto.
3 . Cambios en el desarrollo social y económico d e la población.
4. Comportamiento hidráulico de las obras cuando éstas n o estén funcionando a su plena capacidad.
A continuación se dan algunas guías de ~ e r í o d o sd e dise50 utilizados a
menudo en estructuras hidráulicas.
Presas y grandes conducciones: 25 a 50 años.
- Pozos, sistemas de distribución, plantas d e purificación d e aguas y
plantas d e tratamiento d e aguas residuales:
Crecimiento bajo: 20 a 25 años
Crecimiento alto: 10 a 15 años.
- Tuberías con diámetros mayores de 12 pulgadas: 20 a 25 años.
- Alcantarillados: 40 a 50 años.
-
r#@f
a determinación del número d e habitantes para los cuales ha d e dir
señarse el acueducto es un parámetro básico en el cálculo del caugr&&gg
bwme da1 de diseño para la comunidad. C o n el fin de poder estimar la
población futura es necesario estudiar las características sociales, culturales y económicas de sus habitantes en el pasado y e11 el presente, y I-iacer
predicciones sobre su futuro desarrollo, especialmente en lo coilceriliente
a turismo y desarrollo industrial y comercial.
U n a ciudad, pueblo o aldea, es un ente dinámico y su i ~ ú m e r od e habitantes crece p o r nacimientos e inmigraciones y decrece p o r muertes y emigraciones. También puede crecer p o r anexión d e otras conceiltraciones
humanas más pequeñas. El elemento más importante y menos previsible
en el desarrollo de la comunidad es el crecimiento industrial y comercial,
el cual depende de manera importante de las políticas a nivel inacroecoriómico del país, que pueden cambiar según los planes d e gobierno.
Sin tener en cuenta el factor industrial y comercial, la población presentará
u n crecimieilto vegetativo, es decir, con espacio y oportunidad económica
limitados. E n este caso, la curva de crecimiento de la población tiene forina
de S y presenta tres etapas de crecimiento según se indica en la figura 3.1,
en donde:
AB = Crecimiento temprano con índice creciente. Crecimiento geométrico.
B C = Crecimiento intermedio con índice constante. Crecimiento lineal.
CD = Crecimiento tardío con índice decreciente. Crecimieilto logarítrnico.
D = Población d e saturación.
La base de cualquier tipo de proyección de población son los censos. En
Colombia se dispone actualmente de los censos realizados en los arios d e
Población B: Ciudad d e la misma región, similar en desarrollo, clima y
tamaño.
Población C : Ciudad d e la misma región, similar en desarrollo y c l i i n ~
pero de u n número relativamente iilayor de habitantes que la población A.
Población D: Ciudad de otra región del país pero d e nlayor población
que la población A. N o se deben tomar en cuenta ciudades que, p o r sus
características especiales, no sean representativas del crecimiento d e la región en donde se encuentra la población A.
El procedimiento es el siguiente:
a) Se desplazan paralelamente, hasta el último censo d e la población A,
cada una d e las curvas de crecimiento de las poblaciones B, C y D q u e
sobrepasen la población base.
b) D e ser necesario, se prolonga hasta el año correspondiente al período
d e diseño la última tendencia de crecimiento de las poblaciones B, C y
D.
c) Se adopta como población de la ciudad A el promedio de los valores
d e población de las 3 curvas desplazadas y prolongadas, para cada u n o
d e los años de interés.
Tiempo
Figura 3.1 Curva S de crecimiento vegetativo
1938, 1951, 1964, 1973, 1986 y 1993. Esta recopilación de datos se ericuentra en el Departamento Adn~inistrativo Nacional d e Estadística
( D A N E ) pero pueden existir otras entidades locales que dispongan d e
censos d e fechas diferentes.
Existen varias metodologías para la proyección d e población; sin einbargo, se hará una presentacióii de los métodos cuya aplicación es más generalizada. Inicialmente se hace la descripcióil d e cada u n o de ellos y
posteriormente se desarrolla u n ejemplo comparativo.
3.1.2 Crecimiento lineal
Si el aumento de la población es constante e independiente del tamaño d e
ésta, el crecimiento es lineal. Si P es la población y T es el tiempo, entonces:
integrando entre los límites de último censo (uc) y censo inicial (ci) se tiene:
en donde:
3.1.1 Método de comparación gráfica
k,
Tu,
El método de comparación gráfica consiste en hacer una comparación de
manera gráfica de la población en estudio y d e otras 3 poblaciones del
país con determinadas características. El método supone que la población
en cuestión tendrá una tendencia de crecinliento similar al promedio del
crecimiento de las otras tres, después de que se haya sobrepasado el Iírnite de la población base (último censo de la población estudiada).
Se trabaja entonces con poblaciones de las siguientes características:
Población A: Ciudad estudiada.
= Pendiente de la recta
Pu, = Población de último censo
P,,
T,,
= A ñ o del último censo
= Población del censo inicial
= A ñ o del censo inicial
Podrá tonlarse un valor de k, promedio entre los censos o un k, entre el
primer censo y el último censo disponible. P o r lo tanto la ecuación d e
proyección de población será:
en donde:
Pf
Ti
= Población proyectada
= A ñ o d e la proyección
El método d e proyección lineal es un tnétodo coinpletamente teórico y
rara vez se da el caso de que una población presente este tipo d e crecimiento.
donde el subíndice cp corresponde al censo posterior y el subíndice ca al
censo anterior.
La aplicación de este método requiere el conociniiento de p o r lo tiletios
tres censos, ya que al evaluar un kg promedio se requiere d e u n rnínirno
d e dos valores de kg.
Haciendo una integración abierta de la ecuación (3.7) se obtiene:
LnP+ C =kgT
3.1.3 Crecimiento geométrico
El crecimiento será geométrico si el aumento d e población es proporcional al tamaño de ésta. En este caso el patrón d e creciiniento es el inisino
que el de interés compuesto, el cual se expresa así:
paraT=O
=>
P = P,,
Reemplazando el valor promedio de k, obtenido d e la ecuación (3.9) en la
ecuación (3.10), la ecuación de proyección de población será:
-
en donde r es la tasa de crecimiento anual. Tomando logaritnios a ambos
lados de la ecuación se obtiene la ecuación de proyeccióil de población:
Log Pj
=
Log P,, + ( 7j-Tu,) Log ( 1 + r)
(3.5)
P o r otra parte, reemplazando los valores del último censo y del censo inicial en la ecuación anterior se obtiene la tasa de crecimiento anual:
Ln Pf
=
Ln P,,
+ k, (7j-T,,)
3.1.5 Métodos estadísticos
Además de los métodos de proyección anteriores, pueden ernplearse métodos estadísticos para ajustar los valores llistóricos a la ecuación d e regresión para una curva lineal, exponencial, potencial o iogarítinica que se
indican a continuación.
a + bx
(3.12)
bx
(3.13)
+ b ln (x)
(3.14)
1. Línea recta (regresión lineal):
y
=
2. Curva exponencial (a > 0):
y
= ae
Este último valor es reemplazado en la ecuación (3.5) para hacer la proyección de población.
3. Curva logarítmica:
y
=a
3.1.4 Crecimiento logarítmico
4. Curva potencial (a > 0):
y=mb
es d e tipo exponencial, la población se
Si el crecimiento de la
proyecta a partir de la siguiente ecuación:
E n las ecuaciones anteriores el término y corresponde a la población, el térinino x corresponde al tiempo en años y los coeficientes de regresión a y b se encuentran resolviendo el siguiente sistema de ecuaciones simultáneas,
teniendo en cuenta la relación de variables indicada en la tabla 3.1:
-
Tu, - T,,
(3.15)
Integrando !a ecuación (3.7) entre dos períodos de tiempo cualesquiera se
tiene:
k, =
Ln PLp-LnP,,
Tcp - Tm
siendo n el número de parejas (x,,y,) disponibles (número d e censos disponibles).
El coeficiente d e correlación para el ajuste seleccionado está dado por:
1. Método de comparación gráfica
Población (miles de habitantes)
Año
B
A
C
D
Es importante anotar que p o r lo general los ajustes lineal y logarítrnico
n o dan buenos resultados, ya que rara vez se presentan estas tendencias
d e crecimiento en una comunidad y, p o r el contrario, los ajustes a una
curva exponencial (ecuación 3.13) generalmente dan mayores coeficientes
d e correlación.
Tabla 3.1
Relación de variables para las regresiones estadísticas
La población A es la población del proyecto cuya base es d e 3500 habitantes. Cualquier tendencia de las otras tres poblaciones es trasladada paralelamente al nuevo origen: X = 1986, Y = 3.5.
2. Método lineal
Lineal
a
b
xi
Yi
Exponencial
ln a
b
xi
In yi
Logarítmica
a
b
In XI
yi
Potencial
In a
b
In xi
In yi
3. Método geométrico
A continuación se desarrolla un ejemplo de proyección d e población utilizando los cuatro tnétodos vistos anteriormente. La proyección d e población se hace para 20 años a partir d e la fecha actual (1992), y se prevén
dos etapas en el diseño, de 10 años cada una. Los censos disponibles son
los siguientes:
Año
Poblacibn
1938
1O00
1951
1500
1964
1800
1973
2500
1986
3500
4, Método logarítmico
-
Ln
Pf = Ln P,, + k, (Tf-T,;)
k,,
=
0.03119
k,,
=
0.03650
1
Población (miles de habitantes)
En la siguiente figura se indican los resultados d e los cuatro métodos anteriores. La proyección definitiva se hace tomando el promedio aritmétic o de 10s 4 valores.
Años
Figura 3.2 Gráfica de comparación de crecimiento entre varias ciudades.
Los resultados obtenidos de las proyecciones d e población se indican a
continuación.
1
Año
1
I
Población (en miles de habitantes)
Lineal
Geométrico
Años
Figura 3.3 Comparación gráfica de los resultados obtenidos por los cuatro métodos.
Logarítmico
La población definitiva para cada etapa es la siguiente:
Población (habitantes)
Año
Gráfico
Lineal
Geométrico
Logarítmico
Promedio
1992
41 O0
381 3
4093
4274
4070
2002
5200
4333
5314
5593
5110
201 2
61O0
4854
6899
7320
6293
D e acuerdo con las tendencias de crecimiento d e la población indicadas
en la figura 3.3, es posible pensar en descartar la proyección lineal, ya que
ésta n o obedece a la del crecimiento histórico d e la población estudiada.
Sin embargo, para efectos del presente diseño y teniendo en cuenta q u e la
magnitud d e la población obtenida por el método lineal n o difiere mucho
con respecto a la de los otros métodos de proyección, se opta p o r toinar
conlo población de diseño los valores obtenidos del promedio d e todos
los métodos de proyección utilizados en el presente ejemplo.
1 compleinento necesario para establecer el caudal d e d i s e ñ o
d e u n acueducto es la determinación del c o n s u m o d e agua.
El c o n s u m o es el volumen d e agua utilizado p o r ui-ia persona
en u n día y se expresa p o r lo general en litros p o r habitante y p o r
día (L1hab.d).
La determinación del consumo se debe hacer con base en datos estadísticos del consumo pasado y presente de la población (en el caso de que se
disponga d e esta información) o, si no, basándose en estos mismos datos
d e otras poblaciones vecinas.
Los factores incidentes en el consumo de una pob1aciól-i son los siguientes:
1. Temperatura
D e b i d o a las condiciones propias d e la actividad del ser humai-io, entre
mayor sea la temperatura, mayor será el consumo d e agua. P o r ejen-iplo, se beberá más agua, el aseo personal será más frecuente, se emplean sistemas d e aire acondicionado y el riego de jardines será inás
intensivo.
2. Calidad del agua
P o r razones lógicas, el consumo de agua será mayor e11 la medida en que
las personas tengan la seguridad de una buena calidad del agua. Lo anterior es válido para el sector doméstico y el industrial.
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
50
3. Características socioeconómicas
El consumo de agua depende también en buena parte del nivel d e educación y del nivel de ingresos d e la población. P o r esta razón en ciudades
desarrolladas, como las capitales de departamentos, el consumo d e agua
es mayor que en pueblos pequeños o caseríos.
Tradicionalmente se ha clasificado el consumo coino: 1) don~éstico,2) industrial y comercial, 3) público y 4) pérdidas y desperdicios. E n la tabla
4.1 se presentan, como guía, valores típicos estadísticos del consumo para
cada uno de los sectores definidos.
S
4. Servicio de alcantarillado
El hecho d e disponer d e una red d e alcantarillado incrementa notablemente el consumo d e agua potable, en cornparación con sistemas d e
evacuación d e excretas primarios c o m o letrinas, o d o n d e n o existe ning ú n sistema y la disposicióil se hace al aire libre. E n estos casos extremos el consumo puede variar desde 300 L/hab.d para grandes
metrópolis hasta 40 L/hab.d. para poblaciones sin servicios d e alcantarillado.
Tabla 4.1
Consumos típicos de los sectores doméstico, industrial, comercial, público y pérdidas
Consumo
Doméstico
5. Presión en la red de distribución de agua
ltem
Consumo (Uhab.d)
Aseo personal
Descarga de sanitarios
Lavado de ropa
Cocina
Riego de jardines
Lavado de pisos
--
Si se tienen altas presiones en la red, se presentarán mayores desperdicios
en el consumo doméstico al abrir las llaves de los lavamanos, regaderas y
-
otros elementos. Igualmente, se puede presentar u n inayor núinero de
rupturas d e tubos dentro del domicilio o en la rnisma red de distribucióil,
aumentando así el volumeil de agua perdida.
Industrial y comercial
6. Administración
U n a admiilistración eficiente controlará mejor el consumo d e agua reduciendo las fugas y desperdicios, y vigilando las conexiones clandestinas.
Para realizar la labor anterior se debe contar con equipos especializados,
como amplificadores electrónicos de sonido o trazadores radioactivos
débiles y d e corta vida, los cuales son inuy costosos y n o están al alcance
d e la capacidad de adquisición de todos los inunicipios.
Público
Total consumo doméstico
Lecherías
Fábricas de bebidas
Fábricas de hielo
Curtiembres
Edificios industriales
Almacenes
0.8
0.,2
1.O
0.5
10.0
3.5
Total consumo ind. y com.
16.0
Lavado de calles
Mataderos
Hospitales
Riego de parques
Lavado de alcantarillado
Total público
7. Medidores y tarifas
Subtotal
Al instalar u n sistema nuevo de acueducto, puede ser que en u n principio
n o se instalen inedidores y tampoco se cobre p o r el uso del agua. C o n el
tiempo el consumo se incrementa y se instalan medidores, lo cual causa
u n impacto psicológico sobre los co~isumidores,por lo que el c o n s u ~ n o
disminuye. Posteriormente el consumo auinenta y es entonces necesaria
la implantación de u n sistema d e tarifas para racionalizar el consuino de
agua.
Perdidas y desperdicios
135 O
9.0
3.0
21 .O
172.0
% del subtotal anterior.
Se puede adoptar un 17%*
28.0
Consumo total para el caudal de diseño
*
200.0
El porcentaje de pérdidas y desperdicios depende en gran parte de la infraestructura del municipio necesaria para controlar
estos factores. Puede ser de un 45% para poblaciones con poca capacidad técnica hasta un 5 % en poblaciones con un
alto grado de desarrollo técnico y administrativo.
Es importante hacer algunas aclaraciones respecto de estas guías.
Si se establece un plan de consumo racional del agua por efectos de un racionamiento, dentro del consumo doméstico el aseo personal y la descarga de sanitarios tienen un peso muy importante. Lo anterior ha llevado al
diseño de sanitarios de bajo volumen de descarga y de adaptadores para
lavamanos y regaderas.
Las guías del consumo industrial, comercial y público deben usarse con
criterio acertado ya que, por una parte, los valores pueden cambiar de industria a industria de acuerdo con los procesos que en ellas se desarrollen
y con la tecnología utilizada y, de otra parte, estos valores son independientes del número de habitantes de la población. Por la razón anterior, es más recomendable determinar el consumo de las industrias en la
localidad por medio de encuestas directas. E n la tabla 4.2 se incluyen algunos valores diferentes de consumo para entidades.
C o m o se mencionó anteriormente, el consumo de agua es función de la
temperatura y del desarrollo socioeconómico. En la tabla 4.3 se muestran
algunos valores de consumo en función de estos dos parámetros.
Tabla 4.2
Valores típicos del consumo en diferentes entidades
industriales y comerciales
Entidad
Tabla 4.3
Consumo total en función de la temperatura y del desarrollo
socioeconómico
Condiciones
Zona rural
Consumo (Uhab.d)
100-150
Temperatura menor de 20°C
Poco desarrollo Ind. y Com.
Temperatura mayor de 20°C
Poco desarrollo Ind. y Com.
Desarrollo industrial y comercial importante
250-300
El consumo estimado por cualquiera de los métodos anteriores es un
consumo actual, pero éste se puede incrementar de acuerdo con la evolución de los factores que afectan el consumo. Los métodos para proyectar
el consumo, en función de la población, son:
1. Fórmula de Planeación Nacional
Consumo (Ud)
Hoteles (por habitación)
500
Escuelas <20 alumnos
>20 alumnos
en donde:
Industrias (por persona empleada)
P = Población actual o futura
80
2. Por otra parte, los análisis estadísticos para comunidades en Estados
Unidos muestran que el consumo se incrementa en un 10% del incremento de población.
Depósito de materiales
Farmacias o graneros de 50 m2
100 m'
200 m2
-
>200 m2 (por m2)
Fuentes de soda y heladerías de 20 m2
50 m2
>50 m2
Restaurantes de
50 m2
40
>50 m*
90
Oficina (por empleado y por 10 m2)
Hospitales (por cama)
80
400
C o n el fin de diseñar las estructuras del acueducto, es necesario calcular el
caudal apropiado, el cual debe combinar las necesidades de la
de
diseño y los costos de la construcción de un acueducto para un caudal excesivo. Normalmente se trabaja con tres tipos de caudales, a saber:
1. Caudal medio
2. Caudal máximo diario
3. Caudal máximo horario
1. Caudal medio
Tabla 4.4
Comparación de factores de mayoración, según estudios
realizados en Colombia y en África
Es el caudal promedio obteiiido de un aíio de registi-os y es la base para la
estimación del caudal miximo diario y del máximo horario. Este caudal
expresado en litrós por segundo se obtiene así:
Población (habitantes)
Factor de mavoración
En Colombia:
2. Caudal máximo diario
En África:
Es la denianda máxima que se presenta en un día del aiio. E n otras palabras, representa el día de mayor consumo en el aíio y se calcula según la
sigiiiente expresiói1:
Aldeas
Pueblos
Ciudades
~
Qwuí.xiJno ~ i i ~ Ee
~ r1i.2~ x Q / ) r ~ ~ r i ~ , i j i o
-.
1.50
(4.3)
3. Caudal máximo horario
Corresponde a la demanda niixima que se presenta en un,i hora ciuraiite
u n año corripleto, y en general se determina como:
CUando se dispone de un sistema de regulación de caudal, las estructuras
del acueducto se diseñan con el caudal máximo diario. En caso contrario,
se debe diseñar todo el acueducto con el caudal máximo horario. La red
de distribución se diseña teniendo en cuenta el caudal máximo horario.
Continuando con el mismo ejemplo utilizado para la proyección de población y adoptando los valores promedios, se tiene la siguiente proyección de población:
Año
Los picos del caudal horario dependen del tamaiio de la población. En
ciudades grandes, las costuii~hresson muy heterogéneas, por lo que los
períodos de máximo consunio son inás largos y el pico del l~iclro~raina
sei-i ineiios acentuado. Esto es contrario a lo que sucede en poblacioi~es
pequefias en donde se tienen unos pico, Iiorarior niayores debido a que
las costumbres son más homogfrieas. Por eyta razón, los factores de niayoración del caudal rndxinin diario para la obtenci6n del qudal máximo
horario (coeficieiite riuinérico de la ecuación 4.5) varían así:
LC,
Población (habitantes)
Habida cuenta de que se trata de una población rural, puede adoptarse
un consunio típico actual de 130 L/hab.d de acuerdo con la tabla 4.3.
Adicionalmente, puede verificarse y proyectarse el valor anterior mediante la utilización de los criterios de Planeación Nacional y del 10%
del incremento de la población.
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
56
Cálculo del consumo futuro
-
Método d e Planeación Nacional (ecuación 4.1):
Consumo ( L/hab.d)
=
Log P - 1.8
0.014
Los resultados d e la aplicación de la fórmula son:
Año
Población
(habitantes)
Consumo
(Uhab.d)
- Método del 10% d e aumento d e población
A partir d e un consumo actual de 130 L1hab.d según lo indicado en la tabla 4.3 para poblaciones rurales:
Año
Población
{Habitantes)
Incremento
Población
Incremento
Consumo
Consumo
IUhab.d)
Se adopta entonces, con u n criterio conservador, el consumo para cada
año indicado en la siguiente tabla. El cálculo de los caudales ináximo diario y máximo horario se establece teniendo en cuenta u n factor d e mayoración d e 1.2 para el caudal máximo diario y un factor d e inayoración
para el caudal rnáxiino horario según lo indicado en la tabla 4.4.
Ano
Pob. (hab.)
Consumo
fUhab.d)
Qprom.
IUs)
Q,.
da.
tus)
Factor
mavoración
Q m a x hor.
fUsf
a elección d e la fuente d e abastecimiento de agua, y a sea superficial, subterránea o d e aguas lluvias, debe cumplir requisitos mínimos d e cantidad, calidad y localización.
1. Cantidad
E n el caso d e una fuente d e abastecimiento n o regulada, ésta debe terier
u n caudal superior al caudal d e diseño en cualquier época del año, d e
manera q u e se pueda garantizar u n suministro continuo. Se debe, entonces, realizar estudios hidrológicos que permitan establecer las curvas d e
duración d e caudales para corrientes superficiales, o pruebas d e equilibrio para fuentes subterráneas.
2. Calidad
E n la naturaleza n o se encuentra p o r lo general agua con una calidad
aceptable para el consumo humano y se hace necesario su tratamiento. Se
debe procurar que la calidad física, química y bacteriológica del agua crud a permitan un tratamiento relativamente económico.
3. Localización
La fuente debe estar ubicada en un punto tal que su captación y conducción resulten técnica y económicamente factibles. Adicionalmente se
debe tener en cuenta para su localización los dos factores anteriores.
Para evaluar el caudal de una corriente superficial, se debe acudir a los registros hidrométricos de la cuenca o hacer mediciones directas en el cainpo. En
el caso de aguas subterráneas se deben hacer pozos de prueba y pruebas de
bombeo y equilibrio para determinar la capacidad del acuífero y del pozo.
Para la realización de mediciones directas en corrientes superficiales se
utiliza cualquiera d e los métodos citados a continuación q u e se ajuste a
las características d e la corriente:
1. Medidor Parshall
2. Vertederos
3. Velocidad superficial
4. Correntómetros
5. Estaciones d e aforo
6. Trazadores químicos
PLANTA
5.1.1 Medidor Parshall
Este dispositivo permite la medición d e caudales principalmente en canales. E s u n sistema muy práctico debido a su sencillez d e construcción y
d e operación, ya que se trata d e u n elemento d e proporciones estandarizadas; con una o dos lecturas de niveles es posible obtener el caudal.
P o r otra parte, debido a su diseño, n o es posible la acumulación d e sedimentos en ningún punto del medidor que puedan obstaculizar o alterar
las mediciones, lo cual lo hace ideal para el caso d e aguas con mucho rnaterial sedimentable.
Existe una gran variedad d e materiales d e construcción del medidor
Parshall como, p o r ejemplo, concreto, nlampostería, acrílico y materiales sintéticos. C o i n o se observa en la figura 5.1, el medidor Parshall
consiste en una reducción p a d u a l d e la sección hasta llegar a la garganta, en d o n d e se debe desarrollar el flujo crítico; posteriormente h a y
u n a ampliación gradual hasta llegar al ancho original del canal.
El flujo a través del medidor puede ser en descarga libre o en descarga sumergida. E n el primer caso, la lámina vertiente es independiente d e las
condiciones aguas abajo del canal y basta tomar una sola lectura (Hi)
para obtener el caudal.
La descarga sumergida se presenta cuando el nivel aguas abajo del medid o r es lo suficienteinente alto para afectar el flujo a través d e éste. Se presenta entonces u n flujo ahogado que causa que la medida inicial (Ht) n o
esté controlada p o r la canaleta y sea mayor que la real. Es necesario entonces hacer una corrección del caudal p o r medio d e una segunda lectura
(H2) corno se indica en las figuras 5.1 y 5.2.
------
PERFIL
Descarga libre
Descarga sumergida
Figura 5.1 Medidor Parshall en descarga libre y sumergida. Planta y corte
La sumergencia está dada por la relación entre los niveles, H*/Hi, y la colidición de descarga libre se determina según el ancho de la garganta (W) así:
Descarga libre:
W < 9" (23 cm) y
W > l'(30cn:)y
H r I H i < 60%
H21Hi < 70%
La condición de descarga ideal es la de descarga libre pero en ilingún caso
se debe operar con sumergencias mayores de 95%.
Las dimensiones del medidor son dadas en función del ancho d e la gal-garita y se encuentran tabuladas en la mayoría de los libros y mai~ualescle
hidráulica.
La selección del tnedidor niás adecuado se hace teniendo en cuent'i el
caudal y el ancho del canal. Es recomendable en general tomar el ancllo
de la garganta coriio 113 a 112 del ancho del canal. El iiltervalo de medición d e caudales para cada canaleta está dado en la tabla 5.1.
La siguiente es la ecuación de calibración de un medidor Parshall cuyas
constantes K y n están dadas en la tabla 5.2.
Medidores Ahogados
Reducción del Caudal, W = 1 pie = 0.30 m
1
I
Carga. H (m)
Reducción de Caudal (L/s)
Figura 5.2 Reducción del caudal para medidores ahogados.
Para los medidores cuyo ancho de garganta sea diferente d e 1 pie, se debe
multiplicar el caudal de corrección obtenido d e la gráfica anterior p o r el
factor correspondiente indicado en la siguiente tabla.
Tabla 5.3
Factor rnultiplicador para corrección de caudales
en rnedidores mayores de 1 pie, 0.30 centímetros
ANCHO GARGANTA, W.
Pies
Centímetros
FACTOR -
1
5.1.2 Vertederos
Sin contracción
lateral
U n vertedero es una simple abertura sobre la cual fluye u n líquido. Los
vertederos pueden clasificarse de diferentes maneras según su forma, el
espesor de la pared, el tipo de descarga y el número de contracciones laterales. A continuación se ilustran los diferentes tipos d e vertederos según
su fornia geométrica (figura 5.3).
Los vertederos más utilizados por su facilidad d e construcción y calibración son los rectangulares y los triangulares.
Los vertederos pueden ser de pared gruesa o delgada; el más comíin para
mediciones en corrientes superficiales es el d e pared delgada. Pueden trabajar en descarga libre o parcialmente sumergida, pero es preferible la
condición de descarga libre.
Puede darse el caso de que el vertedero n o tenga ninguna contraccióia lateral, que tenga sólo una o que tenga dos contracciones laterales, c o m o se
indica en la figura 5.4.
5.1.2.1 Vertederos rectangulares
Los vertederos rectangulares, en general, se utilizan para caudales entre
200 y 1600 L/s. EII la figura 5.5 se muestra un vertedero rectangular de
pared delgada y con contracciones laterales, en donde L es el anclio o
longitud del vertedero y H es la carga sobre la cresta del niismo.
Parabólico
Circular
Semicúbico
Figura 5.3 Tipos de vertederos según su forma
Con contracción
lateral doble
Figura 5.4 Contracción lateral en vertederos
Debido a la depresión de la lámina vertiente sobre la cresta del vertedero,
la carga debe ser medida aguas arriba a una distancia aproxir-nada d e 5 H ,
donde la superficie libre es prácticamente horizontal.
La ecuación general de calibración de u n vertedero rectai~gulat-es deducid a planteando la ecuación de Bernoulli entre un punto aguas arriba a la
cresta del vertedero y la cresta misma. D e esta ecuación se obtiene:
en donde:
Triangular
Con contracción
lateral sencilla
Q
L
H
= Caudal (m3/s)
= Longitud del vertedero (m)
= Carga sobre la cresta del vertedero (m)
y
= Coeficiente de descarga.
Figura 5.5 Vertedero rectangular con contracciones. Corte y perfil
66
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
Para u n vertedero rectangular sin contracciones laterales el coeficiente d e
descarga, 11, es aproximadamente 0.60 y la ecuación 5.3 se convierte en:
E n la práctica, generalmente se usan los triángulos isósceles; el más usad o es el de 90c).
La ecuación general de los vertederos triangulares es:
Efecto de las contracciones laterales
C u a n d o n o es posible, en primera instancia, calibrar u n vertedero con
contracciones laterales, se debe proceder a hacer una corrección en la longitud vertiente. C o m o se muestra en la figura 5.5, el efecto d e las contracciones laterales es el de reducir la longitud d e la lámina vertiente. Esta
situación se corrige teniendo en cuenta u n valor d e L' en la ecuación anterior así:
en donde n es el número de contracciones laterales (ver la figura 5.4) y H
la carga sobre la cresta del vertedero.
5.1.2.2 Vertederos triangulares
Son utilizados para caudales menores de 30 L/s y cargas hidráulicas coniprendidas entre 6 y 60 centímetros. Su sensibilidad es mejor q u e la d e los
vertederos rectangulares para caudales comprendidos entre 40 y 300 L/s.
J
en donde:
Q
0
H
C'
=
=
=
=
caudal (m3/s)
ángulo central
carga (m)
coeficiente de correccióli por pérdidas y
contracciones
Para vertederos triangulares con 8 = 90" y C' = 0.60, la ecuación 5.6 se
transforma en:
5.1.3 Velocidad superficial
Este método puede ser empleado en canales o corrientes superficiales de
sección más o menos constante y en un tramo recto, donde es posible suponer u n flujo uniforme.
Al soltar el flotador en la sección 1 indicada en la figura 5.7 (a) y medir el
tiempo necesario para llegar a la sección 2, se puede calcular la velocidad
superficial mediante la siguiente expresión:
La velocidad media se encuentra p o r debajo de la superficie libre (ver figura 5.7 (b)), y vale aproximadamente el 80% d e la velocidad superficial.
Conocida la sección hidráulica del canal, se calcula el caudal a partir d e
la ecuación d e continuidad. Este método está sujeto a errores debido a la
velocidad del viento y a secciones n o uniformes d e la corriente.
5.1.4 Correntómetros o molinetes
Figura 5.6 Vertedero triangular.
Son equipos utilizados para medir la velocidad de la corriente en diferentes puntos d e la sección y a diferentes profundidades.
El procedimiento para medir el caudal es el siguiente:
1. Medir velocidades a diferentes profundidades en la vertical para obtener
una velocidad media. Se pueden tomar velocidades a 0.2H y 0.8H (siendo
H la profundidad total de la vertical); la velocidad media será entonces:
o tornar velocidades a 0.2H, 0.8H y 0.6H, en cuyo caso la velocidad
media será:
I
1
(a) P U N T A
(b) PERFIL
l
I
Figura 5.7 (a) Medición de la velocidad superficial (b) Distribución de velocidades en la vertical.
El correntómetro mide el número de revoluciones por minuto; mediante tina
ecuación d e calibración del aparato se determina la velocidad en el punto.
C o m o se indica en la figura 5.8, existen correntóinetros de copas o d e hélice. C u a n d o se tiene11velocidades altas es preferible la utilizacióil de los
molinetes de hélice.
La velocidad promedio en la vertical se encuentra en general a O.GH, siend o H la profundidad del agua medida desde la superficie libre, como se
indica en la figura 5.9.
2. Calcular la velocidad media en la sección A; (indicada en la figura
5.9(b)) con el promedio d e las velocidades medias (obtenidas d e la
ecu;ición 5.10 ó 5.11) d e las dos verticales que delimitan dicha sección,
según se muestra en la siguiente ecuación:
3. Calcular el caudal entre las dos secciones verticales coino el producto
d e la velocidad media anterior (ecuación 5.12) y el área medida entre
dichas secciones.
4. Obtener el caudal total de la sección mediante la suma d e los caudales
individuales en cada una de las diferentes secciones.
Qreccrón
Figura 5.8 Tipos de correntómetros. (a) Correntómetro de copas. B) Correntómetro de hélice.
=
I: Vs, A,
(5.13)
Figura 5.9 (a) Perfil de velocidades en la vertical (b) Distrtbución de puntos de medición en
una sección
4
5.1.5 Estaciones de aforo con limnímetro
Son secciones fijas de un no, en las cuales se Ilet-a un registro continuo de cau
dales medidos mediante molinetes y niveles medidos con mira, de tal maner
q u e con el nivel de la sección se obtiene el caudal a través de una curva d
calibración d e la sección. Esta curva debe ser verificada periódicamente.
en donde:
Q,
Q,
Q,
C,
C,
C,
=
=
=
=
=
=
Caudal afluente
Caudal del trazador
Caudal efluente
Concentración del trazador afluente
Concentración inyectada del trazador
Concentración del trazador efluente
y despejando de la ecuación (5.14) el término del caudal afluerite, se tiene:
,
I
La expresión final dei caudal afluente será entonces:
I
Limnímetro
o Mira
Figura 5.10 Sección con lirnnímetros.
5.1.6 Trazadores químicos
Se hace la inyección de una sustancia química inerte, q u e n o reaccione
con el agua, y se registra su concentración en una sección aguas abajo.
La inyección del trazador puede hacerse p o r cochada (impulso) o d e una
manera contiiiua; los registros de concentraciones en el río serán diferentes según se observa en las figuras 5.1 1 y 5.12.
Al hacer el aforo por el método de cochada, el cálculo del caudal es semejante al del inétodo de medición de la velocidad superficial. E n este caso
se determina el tiempo que tarda en presentarse el pico d e concentración
entre las dos secciones indicadas en la figura 5.11 y la distancia entre las
dos secciones.
Si la dosificación se hace de manera continua, según se indica en la figura
5.12, el cálculo del caudal se realiza estableciendo u n balance d e masas en
la sección d e control. La [nasa que entra debe ser igual a la masa que sale,
es decir:
Figura 5.1 1 Aforo con trazadores químicos por sochada (a) Trayectoria del trarador (hi Reg~s
tro de concentrac~onesen las secciones
1
>f&%%sq
; ggq~j1ción
término genérico utilizado para las obras de captación, derivao toma en ríos es "bocatoma". Por medio de esta estructura
r%
42
%, , ,
@
&
;$$
&
#
se puede derivar el caudal de diseño que por lo general corresponde al caudal máximo diario.
Las obras de captación deben localizarse en zonas donde el suelo sea estable y resistente a la erosión, procurando que la captación se haga en un
sector recto del cauce. En caso de ser necesaria la captación en una curva,
aquélla debe ubicarse en la parte exterior de la curva, tomando las debidas
medidas de protección de la obra, como, por ejemplo, muros de contención aguas arriba y aguas abajo de la bocatoma, tal coino se ilustra en la
f i ~ u r a6. l.
Al colocar la bocatoma en la parte interior de la curva, se colmataría con
el material allí dep
de verano podría
quedar en seco.
D
6.1.1 Tipos de bocatomas
Existen diferentes tipos de bocatomas; los factores determinantes para la
selecciói-i de la bocatoma más adecuada son la naturaleza del cauce y la
topografía general del proyecto. A continuación se ilustran los diferentes
tipos de bocatomas.
6.1.1.1 Torna lat
uro transversal
Es utilizada en ríos relativamente pequeños o quebradas, en donde la
profundidad del cauce no es muy grande.
OBRAS DE
1
Cámara de
recolección
-
transversal
Planta
Figura 6.1 Captación en corrientes superficiales. Bocatomas en recta y en curva.
C o m o se indica en la figura 6.2, u n muro transversal a manera d e p r
eleva la lámina d e agua y ésta es captada lateralmente a través d e una r
Ila colocada en uno de los muros laterales.
Corte Longitudinal
Figura 6.2 Bocatoma con muro transversal
similar a la toma con muro transversal, reemplazando el m u r o p o r compuertas y la rejilla por otra de mayores dimensiones. En este caso se puede
hacer el tratamiento primario de desarenador d e manera inmediata,
l
I
Tubería de
6.1.1.2 Bocatoma de fondo
Es utilizada en condiciones semejantes a las de la bocatoma con mu
transversal. Su diseño se verá en detalle en el numeral 6.1.2.
6.1.1.3 Bocatoma lateral con bombeo
Son empleadas para ríos con caudales grandes y de una sección relati
mente ancha. C o m o se muestra en la figura 6.3, el número mínimo
6.1.1.4 Bocatoma lateral por gravedad
PLANTA
CORTE TRANSVERSAL
Figura 6.3 Bocatoma lateral con bombeo, en planta y corte
como se muestra en la figura 6.4. Las compuertas pueden ser d e sector o
de tablero.
-
6.1.1.5 Toma mediante estabilización del lecho
/
C u a n d o el ancho del río es muy grande y el lecho n o es nauy estable, se
hace una canalización de éste; la toma puede ser lateral o de fondo.
Orificios de
captación
Puente de
acceso
6.1.1.6 Toma en embalses o lagos
Torre de captación
P o r rnedio de una torre con orificios a diferentes alturas, se puede captar
el agua sin importar el nivel al cual se encuentre; postei-iorinente se conduce el agua a u n pozo de succión (figura 6.5).
Tubería de
captación
Sifón
Si las cot~diciotiestopográficas lo permiten, se puede hacer un sifón que
conduzca el agua a un canal al otro lado del jarillón. Se requiere una
bomba para cebar el sifón y una válvula reguladora del caudal, ya que la
cabeza es variable.
1
Desarenador
1
Figura 6.5 Torre de captación
Toma de fondo
Es utilizada en ríos de gran caudal y poca velocidad o en lagos. E n el caso de
ríos, éstos debcii ser de baja turbiedad con el fin de n o colinatar inuy rápidatilente el filtro de grava. Se debe disponer de un sistema de retrolavado del filtro.
,(;:A&/'
Bomba de vacío
Desarenador
-N. Máx.
.
-
(
_
_
N. Mín
v
Compuertas
i
\
-
Excesos
CORTE TRANSVERSAL
Figura 6.4 Bocatoma lateral por gravedad, en planta y corte
Figura 6.6 Captación por sifonamiento
_
Válvula de
regulación
del agua. La estación de bombeo deslizante (figura 6.9) es montada sobre
dos rieles y se sube o se baja operando un malacate colocado en tierra firme.
E n cualquiera d e los dos casos la estación está conectada a la tubería d e
conducción p o r medio d e una manguera flexible.
N. Mín.
-.;?i
S----
Malacate
Figura 6.7 Toma de fondo en ríos o lagos
6.1.1.7 Estaciones de bombeo flotantes y deslizantes
Son utilizadas para la captación de agua en ríos o enibalses en los que la
fluctuación de niveles es muy grande.
E n el caso de la estación flotante (figura 6.8), la bomba se coloca sobre u n
planchón el cual se desliza verticalmeiite sobre unos rieles según el nivel
Manguera
Figura 6.9 Estación de bombeo deslizante
6.1.2 Bocatoma de fondo
El agua es captada a través d e una rejilla colocada en la parte superior d e
una presa, que a su vez es direccionada en sentido normal d e la corriente.
El ancho d e esta presa puede ser igual o menor que el ancho del río. E n
las figuras 6.10, 6.1 1 y 6.12 se ilustran los elementos más importantes d e
este tipo d e bocatoma.
La bocatoma d e fondo indicada en estas figuras consta de:
Presa
u
Figura 6.8 Estación de bombeo flotante.
Su cota superior está al mismo nivel d e la cota del fondo del río. Construida generalmenta en concreto ciclópeo, dentro d e ella se encuentra el
canal d e aducción.
Tapa de
acceso \,
+
Gamara de
recolección
/ Rejilla
/1
--'
de excesos
L
Corte B-B
i
Figura 6.12 Bocatoma de fondo (corte transversal)
Solados o enrocado superior e inferior
Ubicados aguas arriba y aguas abajo de la presa, tienen p o r objeto protegerla d e la erosión. Pueden ser construidos en concreto o enrocado.
Muros laterales
Encauzan el agua hacia la rejilla y protegen los taludes. El ancho d e estos
muros depende d e la estabilidad estructural. Siendo en concreto ciclópeo,
el ancho d e los muros puede ser de 60 centímetros o inenos; esto depende
del estudio d e estabilidad de los mismos muros.
Rejilla
Ésta es colocada sobre el canal de aducción que se encuentra dentro d e la
presa. La longitud d e la rejilla, y p o r lo tanto la del canal d e aducción,
puede ser menor que la longitud de la presa o el ancho d e ia garganta, según las necesidades del caudal que se ha d e captar. El ancho mínimo es d e
40 centímetros y el largo mínimo de 70 centímetros, dados para facilitar
la operación d e limpieza y mantenimiento. Los barrotes y el marco pue-
den ser de hierro, con separación entre barrotes de 5 a 10 centímetros
diámetro de los barrotes de ' / 2 " , 3/4" 6 1 ".
Debido a la existencia de las contracciones laterales, se debe hacer la correspondiente corrección de la longitud de vertimiento, según lo indicado
por la ecuación 5.5:
Canal de aducción
Recibe el agua a través de la rejilla y entrega el agua captada a la cámar
de recolección. Tiene una pendiente entre el 1% y el 4% con el fin de da
una velocidad mínima adecuada y que sea segura para realizar las labore
de mantenimiento. La sección de este canal puede ser rectangular o semi
circular. Aun cuando la sección semicircular es la más eficiente desde e
punto de vista del funcionamiento hidráulico, la sección rectangular e
más fácil de construir.
Cámara de recolección
Generalmente es cuadrada o rectangular, con muros en concreto refor
zado cuyo espesor puede ser de 30 centímetros y su altura igual a la d
los muros laterales. En su interior se encuentra un vertedero de exceso
lateral que entrega el agua a una tubería de excesos que regresa el agua a
cauce. Se debe dejar una tapa en la placa superior y una escalera para e
acceso del personal de mantenimiento.
en donde n es el número de contracciones laterales. La velocidad del agua
al pasar sobre la rejilla será de:
y debe estar conlprendida entre 0.3 m/s y 3 ni/s de manera que puedan
ser aplicables las ecuaciones del alcance del chorro presentadas a continuación (ecuaciones 6.5 y 6.6) para la determinacióil del ancho del canal
de aduccióil.
Diseño de la rejilla y el canal de aducción
Ancho del canal de aducción:
6.1.2.1 Diseño de la bocatoma de fondo
Diseño de la presa
El primer paso para el diseño de la bocatoma es verificar que el caudal de
diseño, caudal máximo diario, sea inferior al caudal mínimo del río en el
sitio de captación. Con el fin de obtener el caudal mínimo del río se puede recurrir a datos de medición de caudal en la cuenca, a mediciones de
caudal directas o al estudio hidrológico de la cuenca.
La presa y la garganta de la bocatoma se diseñan como un vertedero rectangular con doble contracción cuya ecuación corresponde a (ver ecuación 5.4, sección 5.1.2.2):
Q = 1.84 L H " ~
(6.1)
Para determinar el valor de la lámina de agua para las condiciones de diseño (Q,,,axdiario) y para las condiciones máximas y mínimas de1 río, se despeja el valor de H de la ecuación 6.1:
en donde:
X,
X;
= alcance filo superior (m)
V,
= velocidad del río (m/s)
H
B
= profundidad de la lámina de agua sobre la presa (m)
= ancho del canal de aducción (m)
= alcance filo inferior (m)
Rejilla
Si se utiliza una rejilla con barrotes en la dirección del flujo, el área neta
de la rejilla se determina según la siguiente expresión:
A,,,
siendo:
=a
BN
A,, = área neta de la rejilla (m2)
a
= separación entre barrotes (m)
N = número de orificios entre barrotes
(6.8)
OBRAS DE
CAPTACI~N
87
Cámara de
recolecci6n
Figura 6.14 Rejilla de captación
Figura 6.13 Captación a través de la rejilla al canal de aducción
Siendo b el diámetro de cada barrote, la superficie total de rejilla es aproximadamente:
Niveles en el canal de aducción
Asumiendo que todo el volunlen de agua es captado al inicio del canal i i l dicado en la figura 6.15, el nivel d e la lámina aguas arriba es obtenido p o r
medio del análisis d e cantidad de movimiento en el canal:
Haciendo la relación entre área neta y área total se obtiene:
Para que la entrega a la cámara de recolección se haga en descarga libre, se
debe cumplir que:
y reemplazando el área total e11 función de la longitud de la rejilla, L,.:
A,,',
a
Lr
a+b
= -B
p o r otra parte, el caudal a través de la rejilla es:
en donde:
en donde:
K
Vh
= 0.9 para flujo paralelo a la sección
= velocidad entre barrotes (máxima de 0.2 m l s )
h,
h,
h,
i
g
profundidad aguas arriba (m)
profundidad aguas abajo (m)
profundidad crítica (m)
pendiente del fondo del canal
= aceleración de la gravedad (9.81 ni/s2)
=
=
=
=
OBRASDE CAPTACI&N
89
y se debe dejar un borde libre (indicado en la figura 6.15) de 15 centímetros.
Para que las ecuaciones de dimensionamiento de la cámara (ecuaciones
6.15 a 6.17) sean válidas, la velocidad, a la entrega de la cámara de recolección, Ve, debe ser mayor de 0,3 m/s y menor de 3,O m/s.
Diseño de la cámara de recolección
Nuevamente, se aplican las ecuaciones del alcance de un chorro de agua
(ecuaciones 6.5 y 6.6) reemplazando los términos por los de la condición
de entrada a la cámara indicados en la figura 6.17.
2
-
X = 0.36 V:
1
0.60 h j
i
1
3
X,= 0.18 ve7i0.74 hf
L = X,+ 0.30
Figura 6.16 Cortes transversales en el canal de aducción.
Se debe tener en cuenta que, aunque los cálculos hidráulicos son necesarios para establecer las condiciones mínimas de la cámara de recolección,
es importante que las dimensiones de la cámara sean las mínimas necesarias para realizar un adecuado mantenimiento de ésta.
La profundidad, H, de la figura 6.17 debe ser tal que cubra las pérdidas
por entrada y fricción de la tubería de conducción entre bocatoma y desarenador. Como este diseño no se ha hecho hasta el momento, se supone
un valor de 0,60 m.
al desarenador
0
Figura 6.15 Perfil del canal de aducción.
Figura 6.17 Corte de la cámara de recolección.
I
Desagüe del caudal de excesos
El caudal de excesos se determina teniendo en cuenta que sobre la rej
de la bocatoma pasará un caudal mayor que el caudal de diseño. Se pr
ducirá entonces una lámina de agua superior a la de diseño, que se pue
evaluar según la ecuación 6.2, reemplazando en ella el caudal correspo
diente al caudal máximo o promedio del río. La capacidad máxima
captación de la rejilla se puede aproximar al caudal a través de un ori
cio, cuya ecuación es:
QtaPtalio
en donde:
QCapt,do
Cd
A,,,,
H
=
Cd A
Cabezal de
descarga
1
/
n c t d q
= Caudal a través de la rejilla (m3/s)
= Coeficiente de descarga = 0.3
= Area neta de la rejilla (m2)
= Altura de la lámina de agua sobre la rejilla (m)
Este caudal llega a la cámara de recolección a través del canal en don
como se indica en la figura 6.18, se coloca un vertedero sin contracci
laterales que servirá para separar el caudal de diseño del caudal de
sos. Para curnplir con lo anterior, la cota de la cresta del vertedero
coincidir con el nivel del agua necesario para conducir el caudal de dis
al desarenador. Como no se ha hecho el diseño de esta tubería, se asu
en este momento un valor tentativo de 0.60 m, valor que debe ser corr
d o una vez se haya hecho el diseño correspondiente de la tubería de c
ducción entre la bocatoma y el desarenador (Capítulo 8).
En resumen, el caudal de excesos será la diferencia entre el caudal capta
a través de la rejilla y el caudal de diseño.
Posteriorniente se debe ubicar el vertedero de excesos a una dista
adecuada de la pared de la cámara de recolección. Para esto se apli
nuevamente las ecuaciones 6.2, 6.4, 6.5 y 6.7 aplicadas a las condicio
de excesos determinadas anteriormente.
El diseño de la tubería de excesos, cuyo diámetro mínimo es de 6 "
cm), debe contemplar la pendiente disponible entre el fondo de la cá
y el punto escogido para la descarga de excesos. Este punto debe est
15 cm por encima del nivel máximo del río, según lo indicado en la figu
6.18. El diseño de esta tubería puede hacerse siguiendo el procedimien
indicado en el Capítulo 10.
I
al desarenador
Figura 6.18 Vertedero de excesos en la cámara de recoleccion y cabezal de des-
carga.
6.1.3 Ejemplo de diseno
Información previa
Períodos de diseño: Tratándose de la captación, se debe disecar en una
sola etapa, es decir para 20 años a partir de la fecha.
Población de diseño: De acuerdo con la proyección de población realizada
anteriormente, se tiene que la población para el año 2012 es de 6293 habitantes.
Caudal de diseño: El caudal máximo diario para la misma fecha anterior
fue calculado en 13 L/s.
Aforo del río: EI caudal del río en tiempo seco es de 50 L/s. El caudal liledio del río es de 0.2 m3/s. El caudal máximo del río es de 1 m3/s.
Ancho del rio: El ancho del río en el lugar de captacióii es de 1.5 m.
OBRAS DE CAPTACIÓN
93
Diseño de la presa
El ancho de la presa se supone de 1.0 m
La lámina de agua en las condiciones de diseño es de:
Se adopta 0.70 m de longitud de rejilla.
La corrección por las dos contracciones laterales es:
L'
= L - 0.2H=1.00 - 0.2x
0.04= 0.99 m
El número de orificios es de:
Velocidad del río sobre la presa:
L' H
,
0.99x 0.04
0.3m/S < 0.36m/S < 3.0m/S
=j
0.K.
Diseño de la rejilla y el canal de aducción
Se adoptan 12 orificios separados 5 cm entre sí, con lo cual se tienen las
siguientes condiciones finales:
El ancho del canal de aducción será:
0.240 (0.05+ 0.0127)
-- 0.75m
0.05x 0.4
Los niveles de agua en el canal de aducción son:
L,
=
- aguas abajo
B
=X,
+ 0.10= 0.27+ 0.10
-
B = 0.37m 0.40m
La longitud de la rejilla y el número de orificios será:
Se adoptan barrotes de l/2" (0.0127m) y separación entre ellos de 5 centímetros. Por otra parte se supone la velocidad entre barrotes igual a 0.10 m/s.
- aguas arriba
L, = L, + espesor del muro = 0.75 + 0.3 = 1.05 m
se adopta i = 3%
Cálculo de la altura de los muros de contención
Tomando el caudal máximo del río de 1 m3/s, se tiene:
Ho=h,+B.L.=0.06+0.15=0.21 m
He = h, + ( h , - h,) + i L, + B.L.
H,=0.05 +(0.06-0.05)+0.03~1.05+0.15= 0 . 2 4 m
Cálculo de cotas
La velocidad del agua al final del canal será:
Q
ve = =
B x he
0.013
=
0.69 m/s
0.40 x 0.05
0.3 m/, < 0.69 m/S < 3,O m/s
=&
0.K.
Diseño de la cámara de recolección
X5 = 0.40 m
X,= 0.22 m
=
B,,,,,
= 0.70
Lámina sobre la presa:
Diseño:
Máxima:
Promedio:
Corona de los muros
de contención
Canal de aducción:
Fondo aguas arriba:
Fondo aguas abajo:
Lámina aguas arriba:
Lámina aguas abajo:
Cámara de recolección:
Cresta del vertedero
de excesos:
Fondo:
= 100.00 + 0.04
= 100.00 + 0.67
= 100.00 + 0.23
= 100.04
= 100.67
= 100.23
= 100.00 + 1.00
= 101.00
= 100.00 - 0.2 1
= 100.00 - 0.24
= 99.79 + 0.06
=
=
=
=
= 99.76 - 0.15
= 99.61
= 99.01
= 99.76 + 0.05
= 99.61 - 0.60
99.79
99.76
99.85
99.81
Se adopta en esta etapa del diseño un valor de 60 cm correspondientes a
las pérdidas en la conducción de la bocatoma al desarenador.
X,+ 0.30 = 0.40 + 0.30
B,al,,,
Dejándole un borde libre de 33 cm, entonces la altura de los muros será
de 1.00 m.
m
Por facilidad de acceso y mantenimiento, se adopta una cámara cuadrada
de recolección de 1.5 in de lado.
El borde libre de la cámara es de 15 centímetros, por lo que el fondo de la
cámara estará a 75 centímetros por debajo de la cota del fondo del canal
de aducción a la entrega (suyoniendo una cabeza de 0.60 m que debe ser
verificada una vez realizado el diseño de la conducción al desarenador).
Tubería de excesos:
Cota de entrada:
Cota del río en la entrega:
Cota de salida:
= 99.01
= 97-65::
= 97.65 + 0.30
= 97.95
La cota del río en el punto de descarga corresponde a la cota máxima del
río, 50 metros aguas abajo de la captación.
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
96
97
OBRAS DE CAPTACIÓN
Cálculo del caudal de excesos
Dentro de las condiciones iniciales del diseño, se ha supuesto un caudal
medio del río de:
QproPn rio = 0.2
rn2/ S
f
Q
ff = ----
0.20
(1.84 L)
=
-2
3
(1.84 x 1.0)
m
=
QcGpr8,,o
= C d Anctd tl2-gFi= 0.3 x 0.24 x d 2 ~ 9 . 8 1 ~ 0 . 2 3
QCapta,~,
= 0.1 52 m31s
- Qdiseño
Qexceros = Qcapti?do
Qexcesos
= 0.139 nz'/
He,.
=
= 0.152
Nota: Todas las dimensiones en metros.
Dibujo sin escala.
S
-2
2
Q
-
(1.84Lr
- 0.013
=
0.139
= 0.14 m
(1.84 x 1.5)
Figura 6.19 Resultados del diseño. Planta.
-
QC.YC
vexc. =
e x .
x
=
0.68 m3/ s
0.6
0.14 x 1.5
a
1.O
101.DO
2
X,= 0.36 x (0.68)"
4
0.60 x (0.14)'
= 0.47
m
El vertedero de excesos estarácolocado a 0.80 m de lapared de la cámara de recolección.
Cálculo de la tubería de excesos
.
2
=
99.01 - 97.95 x 100
50
J
=
0.02 12 m/'
Q
=
=
2.12%
0.2785 C D2.63]0.5'
i
0. 139
=
(0.2785 C/aS4
D=0.29m=11.57"
(0.2785 x 100 x ( 0 . 0 2 1 2 ) ~ , ~ ~
=>
D=12"
0
Nota: Todas las dimensiones en metros.
Dibujo sin escala.
Figura 6.20 Resultados del diseño. Corte 8-8.
0.3
1.5
0.3
E1 agua subterránea es más que una simple solución del p r o b l e ~ n ade
abastecimiento de agua, es un elemento vital en el balance del ciclo hidrológico y como tal debe tratarse con cuidado para n o dañarlo o alterarlo
de manera radical.
Su importancia es tal que ocupa el segundo lugar en la distribución d e los
voiíí~nenesde agua sobre la tierra con un 2%, mientras el priiner lugar es
para los océanos y mares con un 94%.
6.2.1 El agua subterránea como recurso natural
Nota: Todas las dimenskones en metros.
Dibujo sin escala.
I
Figura 6.21 Resultados del diseño. Corte A-A.
El agua subterránea es el recurso natural que tradicionalmente ha interesado al hombre con el fin de explotarlo para el abastecimiento de agua a
una comunidad, cuando por las características físicas de la región n o se
dispone de agua superficial de utilización factible.
Sin embargo, debido al constante desarrollo de la humanidad, la contaminación de los cuerpos de agua ha aumentado rápidamente y con ella la
contaminación de las aguas subterráneas. Paradójicamente, técnicas de
tratamiento de aguas residuales tales como la inyección de aguas residuales mediante pozos, lagunas de estabilización, rellenos sariitarios y otros,
pueden llegar a contaminar los depósitos de agua subterránea.
El desarrollo de los recursos de agua subterránea para su utilización en el
abasteciiniento a una comunidad se cumple en tres etapas, a saber:
- Exploración.
- Evaluación.
- ~xplotación.
6.2.2 Exploración
Nota: Todas las dimensiones en metros
Dibujo sin escala.
Figura 6.22 Resultados del diseño. Detalle del canal.
El estudio del abastecimiento cuando se utiliza como fuente el agua subterránea, requiere el conocimiento tanto del suelo como de La liidráulica
del agua subterránea.
Esta etapa coiisiste en la localización del depósito de agua mediante diversos niétodos.
Al depósito de agua se le suele llamar "acuífero" y se define coino una
formación geológica capaz de proporcionar agua en cantidad y calidad
suficientes para las necesidades del hombre a un costo razonable. Estas
formacioiies deben ser porosas, permeables y saturadas; las más cornunes
son arenas no consolidadas, gravas de origen aluvial, glacial o lacustre,
rocas sedirnentarias corno limos, dolomitas o co~lglonleradosy rocas volcánicas fracturadas.
Los niétodos de exploración pueden ser geológicos o geofísicos, y cada
uno de ellos puede ser superficial o profundo.
Métodos gcológzcos: Se recurre a métodos tales corno la interpretación de
mapas, fotograinetría y fotointerpretación y perforacioiies en el caiiipo.
Métodos geofiszcos: Consiste en la utilización de ri~étodostales como refracción sísmica, resistividad eléctrica y perfiles eléctricos.
6.2.3 Evaluación
El objetivo de esta segunda etapa es la evaluación del caudal máximo de
producción del acuífero, mediante la medición en el terreno de los parámetros hidrogeológicos y de producción del acuífero durante el bombeo
de agua en un pozo.
Se busca mantener un balance favorable entre los beneficios que trae el
bombeo del agua y los cambios indeseados que puede traer su extracción.
El cambio más inmediato resultante del bombeo es el descenso del nivel
piezométrico del acuífero. Teniendo en cuenta el concepto anterior, se
pueden hacer las siguientes definiciones:
Producción del acuqero: El caudal máximo obtenido sin que haya una
disminución perjudicial de la altura hidráulica que impida el flujo de agua
en cantidad suficiente hacia el pozo.
Producción del pozo: Es el caudal máximo obtenido de manera que se evite
u n descenso del nivel de agua en el pozo por debajo de la tubería de succión.
D e acuerdo con el grado de confinamiento de la formación geológica saturada, los acuíferos se pueden clasificar como:
- Acuífero no confinado
- Acuífero confinado (artesiano)
Los acuíferos artesianos son aquellos que se encuentran encerrados por
dos capas confinantes impermeables, denominadas acuicierres. Al perforar un pozo, el agua subirá por encima del acuicierre superior, debido a que
el nivel piezométrico estará por encima del acuicierre superior del acuífero.
E n los acuíferos no confinados no existe una formación confinante superior; y al perforar el pozo el agua subirá hasta el nivel piezométrico o
profundidad de saturación del medio.
E n la figura 6.23 se muestran estos dos tipos de acuíferos. En el caso del
pozo artesiano surgente, la cota piezométrica se encuentra por encima de
la cota del terreno y por lo tanto el agua sube hasta la superficie.
6.2.3.1 Hidráulica de aguas subterráneas
E n primera instancia, se debe recordar algunos de los conceptos fundamentales del flujo a través de medios porosos:
La ecuación de continuidad establece que la descarga específica o flujo a
través de un cilindro es:
siendo Q el caudal y A el área transversal del cilindro.
Experimentos realizados por Darcy establecen que la velocidad de flujo a
través de un medio poroso, v, es proporcional a la diferencia de presion
Pozo Artesiano
entre dos secciones de un volumen de control y a la longitud entre ellas.
Se tiene entonces:
en donde:
h
= Cabeza hidráulica [L]
Ah
=
A
K
Gradiente hidráulico o pérdidas de energía por
unidad de longitud = i
= Conductividad hidráulica [L/m
La conductividad hidráulica, K, se encuentra en otros libros como el coeficiente de permeabilidad.
En otras palabras, la ecuación de Darcy es:
Es conveniente encontrar un parámetro que describa las propiedades
conductivas de un medio poroso independientemente del tipo de fluido
que pasa a través de él. Se llega entonces a otra forma de presentación de
la ecuación de Darcy:
C d 2 p g Ah
Acuífero no confinado en equilibrio
(6.2 1)
R
t
en donde:
v
C
p
u
l
L-i
= Velocidad del fluido a través del medio poroso
= Constante de proporcionalidad, que en la práctica
tiene en cuenta factores que afectan el flujo a través
del medio, tales como la distribución del tarnaiio de
la partículas, su esfericidad y r e d o n d a .
= Densidad del fluido
= Viscosidad dinámica del fluido
ción de la gravedad
etro de las partículas
En la ecuación 6.21 se observa que los términos p y y son función de
fluido y el término c d 2 es función del medio poroso. Definiendo:
Acuicierre
en donde la constante k es conocida como la permeabilidad específica
-TL21La conductividad hidráulica, K, definida en la ecuación 6.19 se expres
entonces como:
l
E n la figura anterior se definen 1
R
r
H
h
p
y el caudal se obtiene ree~ri~lazando
la conductividad hidráulica en
ecuación 6.21:
Q
=
-kzYA
'
.
= Radio de influencia del cono de depresión
= Radio del pozo central
= Espesor del acuífero
= Profundidad del agua en el pozo
= Descenso del nivel del agua en el pozo
Para un punto A de coordenadas (x,y) sobre la curva del cono de depresión del nivel freático, se tiene que el caudal a través de la sección es según la ecuación 6.21:
Q
6.2.3.2 Pruebas
de producción del acuífero,
C o n el fin de deter
realizan pruebas de equilibrio que consisten en perforar un pozo cent
y dos pozos de observación de menor diámetro. Se inicia luego el bo
beo del agua para extraer el caudal necesario, según los requerirnien
del diseño, hasta que los niveles en los pozos se mantengan constant
Bajo estas condiciones se pueden calcular los parámetros necesarios s
gún el tipo de acuífero que se tenga.
i
Figura 6.24 Acuífero no confinado
en donde:
K i At,t,~
AtocZ1= ~ J c X Y
1
por lo tanto:
=
=--
dx
e integrando la ecuación anterior, se tiene:
(6.25)
Para un punto A de coordenadas (x,y)' sobre la curva del cono de depresión del nivel freático, se tiene que el caudal a través de la sección es según la ecuación 6.21 :
Q = K i A,,,,I
en donde:
Arotal=
(6.31)
2nXm
por lo tanto:
e integrando la ecuación anterior, se tiene:
6.2.4 Explotación
En esta última etapa del desarrollo de los recursos de agua subterránea, se
consideran las estrategias óptimas de desarrollo, la interacción entre la explotación del agua subterrártea y el balance general de agua en la cuenca.
Al explotar un acuifero para el abastecimiento de agua a una comunidad,
se perfora por lo general más de un pozo. La superposición de las áreas
de influencia de cada uno de ellos trae consigo la reducción de la producción total del sistema de pozos. El porcentaje de interferencia se puede
estimar a partir de la tabla 6.1, en función de la distancia entre cada uno
de los pozos.
OBRAS DE
Tabla 6.1
Porcentaje de interferencia de la producción de los pozos
CAPTACION
107
Radio de influencia, R:
Número de pozos
Distancia entre
pozos (m)
2
3
4
5
38%
55%
-
1O
35%
51%
-
1O0
20%
31%
66%
de donde:
R
=e'.9Y x 30 = 2 1 9 m
Nivel del agua en el pozo:
6.2.5 Ejemplo de cálculo
Calcular la coilductividad hidráulica y el radio de influencia de un acuíf
ro no confinado, así como el nivel del agua en el pozo.
Para determinar los parámetros anteriores, se ha perforado un pozo
bombeo de 30 cm de radio y dos pozos de observación situados a 30
120 m. El bombeo de agua se ha realizado de manera contiilua durante
período de 5 días a razón de 13 L/s, alcanzándose así las coi-idicioiles
equilibrio. Se observa un descenso de 1.40 m y 0.40 m en los pozos
observación con respecto al nivel freático, el cual se ei~cuentraa 2.50 m
del terreno. Se encontró una formación imper~neablea 12.0 m de la superficie.
Por lo tanto el descenso del nivel del agua en el pozo principal será de:
Descenso = 9.5 - 2.9 = 6.6 m
;
j
Nivel piezom6trico/ j
original
-.............._
......i
.. i.......r......
//A\
-
l
-. -..--........
....
...
1.4 m
Conductividad hidráulica, K:
.........
... .....
----
0:4
-.. ..
..
. .....
iX2)
... .
Nivel piezom6tricc
modificado
\
Oln X7
. .. .
%
. ....
t
\
t
9.5 m
9.1 m
l
I
I
30 m
Acuicierre
//A\
{
120 m
1
e
Figura 6.26 Resultados del ejemplo.
I
1
6.2.6 Pozos de bombeo de aguas subterráneas
U n pozo es una estructura utilizada para captar el agua subterránea de
acuífero. Existen diferentes tipos de pozos según sea la forma de su co
trucción y según la manera de captación del agua.
E n cualquier caso, existen normas generales para la localización y prot
ción de cualquier pozo. Algunas de ellas son:
1. N o se deben ubicar en terrenos inundables. En el caso de terrenos plan
se debe hacer un relleno a manera de plataforma alrededor del pozo.
2. El pozo debe estar localizado lejos de cualquier fuente de contami
ción como pozos sépticos, letrinas, caños de aguas negras, rellenos
nitarios y otros. Se recomienda ubicar el pozo a una distancia míni
de 25 metros de cualquier fuente de contaminación.
3. Se debe evitar el acceso de toda clase de animales en los alrededo
del pozo. Se incluye la protección que se debe dar contra insecto
roedores.
Existen diferentes tipos de pozos según su construcción:
6.2.6.1 Pozos excavados
Son pozos superficiales cuya profundidad está entre 3.5 y 10 metros.
bid0 a lo anterior, son fácilmente contaminables por lo cual debe pre
rirse, en tanto sea posible, construir pozos más profundos.
Su excavación se hace manualmente y de sección circular cuyo diá
puede variar entre 0.8 y 1.5 metros. C o n el fin de evitar la contami
superficial, el pozo debe ser revestido en su parte superior (los p r
3.5 metros). E1 material de revestimiento puede ser metal, concreto,
de cemento o de gres, o ladrillo. En la figura 6.27 se muestra un poz
revestimiento de concreto y sus dimensiones típicas.
6.2.6.2 Pozos barrenados o taladrados
Son pozos también superficiales, pero debido al método de constru
son de menor diámetro. Para su construcción se puede emplear un b
no o taladro, manual o mecánico. Estos pozos deben ser protegidos
medio de revestimiento similar al de los pozos excavados.
6.2.6.3 Pozos hincados
Como su nombre lo indica, la construcción de un pozo hincado co
en enterrar una tubería (generalmente de hierro forjado) g o l ~ e á n d
su parte superior con un mazo o martinete. Por este método se alcan
Figura 6.27 Pozo excavado con camisa de concreto
profundidades del orden de 25 metros en suelos relativamente blandos y
puede abastecerse un conjunto de casas pequeño.
La tubería de hinca es de 2 " o menos (dependiendo de la hinca y de las
necesidades de caudal) y en SU parte inferior se coloca una punta que tieel de la tubería, en la cual se perforan orificios
ne un diámetro mayo
con u11 diámetro de
l b t ' para dejar entrar el agua y retener las partículas de arena del ac
'
a) Perforación por percusión:
La construcción de un pozo perforado por percusión se hace dejando
caer un barreno pesado (o martinete) dentro del hueco, el cual al llegar
al fondo rompe el material de la formación. Por medio de un motor se
levanta el barreno y se le echa agua al pozo para extraer el materia1 disgregado por medio de una bomba o de una cuchara cilíndrica.
b) Perforación hidráulica rotatoria:
Con este método se utiliza agua a presión para ir extrayendo el material triturado por el elen~entorotatorio. El agua es reutilizada previa
sedimentación de la misma. En el caso de perforaciones en suelos blandos, al tubo de revestimierito se le da un giro permanente; dicho tubo
tiene como primer elemento un tubo con un borde cortante de acero.
Cuando la perforación se realiza a través de materiales duros, el hoyo
se hace con tubería de perforación en cuyo extremo inferior se acopla
una broca (de diamante u otro material resistente).
c) Perforación por percusión y rotación:
Este es un sistema de perforación que combina los dos métodos anteriores.
Bomb
(a)
Revest~miento
Figura 6.28 Pozo hincado,
L
del Pozo
Figura 6.29 Pozos perforados (a) Bombeo desde la sup
bomba es una máquina hidráulica capaz de traiisforiiiar eiier-
, absorbiendo un tipo de energía y r e s t i t ~ ~ é i i d o leii
a otra fore energía. En general, se considera el fluido que intercainbi~
rgid como de ges
ifico constante y por lo tanto incompresible'
Las mdquinas hidráulicas pueden clasificarse de acuerdo con el priiicipio
fundamental de funcionamiento, es decir que si se tiene en cuenta que eii
toda máquina Iiay un elemento móvil responsable de la traiisfor~iiación
de eiiergía, se establece la ecuaciói~de energía entre la entrada y la salida
de dicho elemento, así:
en donde AH es la energía transformada Despejando este valor de la
ecuación 7.1, se tiene:
D e la ecuación 7.2 surge la primera clasificación de las máquinas hidráulicas en términos de la fuente de suministro de la energ'
Generadores: Si el valor de AH es positivo, la energi
nistrada al líquido. Este es el caso de las bombas.
M
~ Si el valor
~ de ~AH es negativo,
~
~ la energía
~ es suministrada
:
Por e
liquido. Este es el caso de las turbinas.
el caso particular de las bombas existen tres formas de realizar la resti
tución de energía, a saber:
1 ) Energía de presión:
2) Energía cinética:
3) Energía potencial:
P , - PZ
Y
--,---
- V?
vi2
2g
21- 2 2
7.1 -1 Máquinas de desplazamiento positivo
~1 intercambio de energía se manifiesta en forma de presión- Eii
de bombas, usualmente éstas son de dos tipos, como se indica en la fig
7.1, de pistón o de diafragma.
principio de funcionamiento de estas bombas es el del desplazami
positivo y su movimiento es
alternativo, aunque pueden
de movimiento rotativo. Su uso más frecuente ocurre en el campo de la
dosificación de químicos, que requiere un caudal pequeño y su altura de
elevación no es muy grande.
7.1.2 Turbomáquinas
La transformación de energía se hace principalmente en forma de energía
cinética. Su movimiento es siempre rotativo y por ello reciben también el
nombre de bombas centrífugas. El principio de funcionamiento de estas
bombas es la ecuación de Euler.
Éstas son las bombas más comunes en acueductos y alcantarillados y se
detallarán más adelante.
7.1.3 Máquinas gravimétricas
El intercambio de energía se realiza en forma de energía de posición.
Dentro de este tipo de bombas se encuentran las ruedas hidráulicas y el
ariete hidráulico.
7.1.3.1 Ariete hidráulico
El ariete hidráulico indicado en la figura 7.2 es una máquina gravimétrica
utilizada para elevar una cantidad de agua q a una altura h, aprovechaildo la
energía de una masa de agua por unidad de tiempo Q que cae una altura H.
El ariete es muy utilizado en sistemas de abastecimiento primarios como
manantiales, en arroyos o en ríos pequeños.
El funcionamiento del ariete ilustrado en la figura 7.2 se describe así:
1) lega el agua al ariete por la tubería de caída L a la válvula de salida de
sobrante A, descargando al exterior por la parte superior (el contrapeso movible mantiene abierta la válvula A).
2) Cuando la velocidad de salida llega al máximo, se ejerce una presión tal
que levanta la válvula y ésta se cierra súbitamente.
3) Se origina un golpe de ariete y su subsiguiente onda de sobrepresión
que abre la válvula D; entra así el agua a la cámara de aire C.
4) El aire en la parte superior de la cámara se comprime; se abre entonces
la válvula de retención R y el agua es impulsada por la tubería 1 merced
a la energía acumulada en la cámara de aire.
5) Se ~ r o d u c eluego una depresión de aire y agua que causa el cierre de la
válvula R y la apertura de la válvula D.
El ciclo anterior se repite continuamente.
La caída aprovechable, H, para accionar el aparato en general debe ser
mayor de 1.00 metros y la altura de elevación, h, está comprendida entre
6 y 12 veces la caída H.
e
= eficiencia del ariete comprendida entre el 60%
y
el 70%. Depende de manera inversa de la relación
h/H.
La selección del ariete requerido se hace por inedio de las tablas surninistradas por el fabricante. A continuación se transcribe la tabla indicada en
el Manttal de Hidrittlica de Azevedo AIvarez.
Tabla 7.1
Arietes fabricados por Lidgerwood lndustr~al(Brasil)
Número
Tubería (plg.)
de aparatos
Succión
Impulsión
2
314
318
Caudal
(Umin.)
5
Caudal elevado (Uhora)
6:1
8:1
1O:l
32
20
12
12:l
Figura 7.2 Ar~etehidráulico
150 L/min; en ocasioiles
El caudal de
obtienen caudales de hasta
La tubería de carga debe ser recta y de mayor diámetro que la tuberí
impulsión. La longitud de la tubería de carga debe cunlplir los siguie
..
requisitos:
5H<L<lOH
8rn<L<75rn
El caudal de agua entregado o elevado es igual a:
4'en donde:
q
h
QH
xe
h
= caudal elevado (L/min)
= caudal mínimo para operar (L/min)
= altura de caída (m)
= altura de impulsión (m)
7.1.3.2 Ejemplo de aplica
Seleccionar los arietes necesarios para elevar el agua de la cota 100 a la cota
125, según lo indicado en la figura 7.3, bajo las siguientes condiciones:
C o n s u n ~ oq: = 0.125L/s = 7.5 L/min = 450 L/hr = 10.8 m3/s
Agua necesaria para el ariete:
- Dzrección del flujo: Flujo radial
Flujo axial
Flujo radio-axial
- Posición del eje:
Eje vertical
Eje horizontal
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.
'
125-95
1
7.5 x
Q=4ze
100 - 95 x -0.6
=
Q = 75 Llmin
Selección del ariete:
h
30
6
La relación: - = - = H
5
1
Según la tabla anterior, para esta relación de alturas se requiere:
Número de aparatos: 6
Diámetro succión: 2 % " (64 mm)
Diámetro impulsión: 1 '/4 " (32 mm)
Caudal de carga: 75 L/min = 1.25 Lis
Caudal impulsado: 480 L/hr = 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
1. Rodete: Este elemento está conectado con el motor de la bomba y gira
con respecto al 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 conforman 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.
el ariete trabajará entonces con una eficiencia igual a:
e
=
h =0 1 3 x -6x 1 0 0 = 6 2 %
4. Q H 1.25 1
7.2 BOMBAS
CENTR~FUGAS
Figura 7.4 Elementos const~tut~vos
de una bomba centrífuga
7.2.1.2 é"avitaci6n
El fenómeno de cavitación se presenta cuando la presión en la succióll
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
abrupta. Este continuo rompimiento de las burbujas es causa de daños en
el eje del rotar por 10 que se debe evitar este fenómeno.
Existe un parámetr-o de control de la cavitación llamado Altura Neta po..
sitiva de Succión Requerida (CNPS.) y Disponible (CNpsd).
CNPSr: Es función del diseño de la bomba y por la tanto suministrado
Por el fabricante. Representa la mínima diferencia requerida entre la presión de succión y la presión de vapor a una capacidad dada, sin que se corran riesgos 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:
m0 caso realiza otra etapa de conversión de energía.
7.2.1.1 Número específico de revol~ciones
(7.5)
para evitar el riesgo de cavitación por presión de succión, se debe
que:
N Q%
n, =
-
CNPSd > CNPS,
~ ' / 4
el2 donde: n, = Número específico de revoluciones
N
Q
H
60 o
= ~ ~ ~ ~ l ~ c i o l l e=s/ m i n(con o = velocidad ang
2n
= Caudal (m3/s)
= Altura dinámica de impulsión (m)
Tabla 7.2
Clasiflcaclrjn de las bombas centrífugas según el t ? Ú ~ e r o
especif~code revo~uciones,n,
Otra de las causas de cavitación en bombas son las excesivas revoluciones
del rotar. En este caso se debe verificar que la velocidad específica de
operación no sobrepase la máxima dada por el fabricante.
-3 DISENO
DE ESTACIONES
DE BOMBEO
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 mantenimiento en comparación con las alterilativas posibles de conducción por gravedad.
Característica del rodete
40 -
.
8 0 - 140
140 - 300
300 - 600
6
k
r
7.3.1 Ubicación de la estación
Rodete completamente radial (lento)
80
á
Rodete radio-axial o de flujo mixto
~
a
x
t
a
l
d
o
)
B ~ M B A SY
7.3.2 Elementos de la estación de bombeo
A grandes rasgos se pueden distinguir tres elementos en toda estación d
bombeo:
1) La tubería de succión y sus accesorios (anterior a la borilba).
2) La bomba (generalmente centrífuga; se debe disponer siempre d e u n
bomba d e reserva).
3) La tubería de impulsión y sus respectivos accesorios (~osteriora la bomb
Los equipos de bombeo se seleccionan para un ~ e r í o d oinicial de 5 a
años, mientras que los diámetros de las tuberías de impulsión y succión
deterlninan con base en el caudal necesario para el ~ e r í o d od e diseño final.
ESTACIONES
DE BOMBEO
125
sola etapa. El período d e retención del agua en el tanque n o debe ser superior a los 5 minutos, con el fin de evitar la posible sedimentación d e
partículas en el tanque. El área mínima del pozo debe ser d e 5 veces el
diámetro d e la tubería d e succión y n o debe ser d e sección circular. Este
p o z o debe ser provisto de un sistema de desagüe y limpieza adecuado.
2. Pantalla de aquietamiento
Debe estar colocada a la entrada y d e manera normal a la tubería d e llegada, con el fin d e disipar la energía del agua en este punto. N o siempre es
necesaria su colocación.
3. Válvula de pie con coladera
más importantes d e una estación de bombeo, cuya numeración se expli
a continuación.
1. Pozo húmedo
Es el tanque al cual llega el agua para ser bombeada. Debe diseñarse c
La coladera es una malla que impide la entrada de cuerpos extrailos que
puedan dañar la bomba. La colocación de la válvula d e pie depende del sistema de bombeo: si se trata de succión negativa, es decir que el eje d e 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) n o será necesaria la colocación de la válvula de pie.
S = 2 . 5 D ,,,,,,,+ 0.1 (m)
Figura 7.5 Elementos de una estación de bombeo.
Figura 7.6 Válvula de pie con coladera.
El área de la coladera debe ser de 3 a 4 veces el área de la tubería de succión. P
otra parte, la coladera debe tener una sumergencia adecuada, de manera que
evite la entrada de aire a la tubería de succión cuando el nivel del agua en el p o
húmedo se encuentre en su punto más bajo. La sumergencia recomendada
S = 2.50, + 0.1
siendo:
S
D,
(7.6
= sumergencia (m)
= diámetro d e la tubería d e succión (m)
Igualmente se recomienda que exista una distancia mínima d e 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 d e aire ocasionará problemas en el bombeo.
El diámetro de la tubería de succión nunca debe ser inferior al diámetro de
la tubería de iinpulsión ni tampoco inferior al diámetro del orificio de entra
da de la tubería de succión a la boinba. Se recomienda utilizar el diámetro
comercial inmediatamente superior al de la tubería de impulsión. La veloci
dad del agua en esta tubería debe estar comprendida entre 0.6 y 0.9 m/c.
Se debe procurar diseñar esta tubería lo más recta y corta posible, evitan
d o codos y uniones T horizontales.
6. Bomba
7. Ampliación concéntrica
Del lado de la impulsión no existe problema con la for~naciónd e bolsas
d e aire y p o r lo tanto, de ser necesario el cambio d e diámetro, la arnpliación puede ser concéntrica.
8. Válvula de retención
La función d e esta válvula es permitir el paso del agua en la dirección
del bombeo y evitar el flujo inverso. D e n o existir esta válvula, al detener el b o m b e o quedaría actuando s o b r e el rodete, y p o r consiguiente, s o b r e el eje d e la bomba, toda la cabeza estática d e impulsión, lo cual
llevaría a posibles daños del rodete y del eje a largo plazo.
9. Válvula de cortina
Tiene p o r objeto facilitar trabajos de reparación y limpieza d e la v á l ~ u l a
d e retención, entre otros.
10. Te de unión con la bomba de reserva
Se coloca de manera que exista una sola tubería d e impulsión.
5. Reducción excéntrica
11. Tubería de impulsión
E n el caso d e que el diáinetro de la tubería de succión sea mayor q u e el
diámetro d e entrada a la bomba, se debe colocar una reducción excéntric
como se indica en la figura 7.7 con el fin de evitar la acumulacióii de air
que ocurriría en la parte superior de la reducción concéntrica.
La máxima velocidad especificada para esta tubería es d e 1.5 tn/s la cual
permite controlar el golpe de ariete que se pueda presentar en el sistema
d e bombeo. Debido a que esta conducción puede ser bastante larga, se
debe efectuar el estudio del diáinetro más económico. U n o d e los criterios utilizados para esta determinación es el empleo d e la fórmula d e
Bresse:
Para iristalaciones que sean operadas de manera continua, se tiene:
+
acumulación
q
d
;
I
t
aire
+l
1
Figura 7.7 (a) Reducción excéntrica. (b) Reducción concéntrica.
l
$,
T
E = 1.2
Para iiistalaciones
110
operadas de rnanera continua:
D (m)=
1.3
Altura de pérdidas menores (hms, hmi)
~ ' " 4 m
Es la altura de agua adicional para vencer las pérdidas debidas a los accesorios tales como codos, válvulas y otros, Pueden ser calculadas
=
A'".
""'"'W"
Y " , , " V L V ~ V '
como un factor de la altura de velocidad o como una longitud equivalente de tubería.
.
.
e
-
24
DISENO
DEL BOMBEO
Altura
El diseño hidráulico del bombeo debe tener siempre en cuenta el esq
ma de bombeo utilizado. En otras palabras, la ecuación planteada c
derá, entre otros factores, de si se tiene succión positiva o negativa
ys
descarga al aire libre o no.
P o r lo general se deben tener en cuenta los siguientes términos:
*
ca total (Ht)
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 J
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 en ac;edu
o succión positiva si el nivel del agua se encuentra por encima del
la bomba (caso más común en alcantarillados).
Altura estática de impulsión (hi)
Es la diferencia entre el nivel de descarga de la bomba y el eje del rotor
s del agua en el pozo húmedo y la de
s estáticas de succión e impulsión.
Altura de fricción (hfs, hfi)
Es la altura adicional que debe ser suministrada para vencer las pér
por fricción en las tuberías de impulsión (hfi) y de succión (hfs).
ser calculadas mediante la ecuación de Darcy-Weisbach o Haz
lliams.
Altura de velocidad ( ~ ~ 1 2 ~ )
Representa la energía cinética del fluido en cualquier punto del sistem
Figura 7.8 Línea de energía en el esquema de bombeo con cabeza de succión
negativa.
Planteando Bernoulli entre los puntos 1 y 3 se tiene:
Cálculo de los diámetros
-
Tubería de impulsión
Según la ecuación de Bresse:
E n 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:
se toma entonces: Di = 6" = 0.152 m
por lo tanto la velocidad en la tubería será:
- Tubería de succión
Tomando el diámetro comercial superior, se tendría 8 " (0.203 m). La velocidad en estas condiciones sería de:
V s = -Q = 0.022 x 4
A
(0.203f
=
0.67 mls 0.6
í
V,
1.
0.9 rnls
Sumergencia =2.5Ds+0.1 =2.5 x 0.203 +0.1 =0.61 m
Cálculo de la altura dinámica de elevación
- Altura estática total (succión + impulsión)
Figura 7.9 Ejemplo de diseño de la estación de bombeo.
El cálculo del bornbeo se explica mediante el eje~nplode la estación de
bombeo indicada en la figura 7.9 y para las siguientes condiciones:
Caudal: 22 L/s
Altura sobre el nivel del mar: 2600 m
Temperatura del agua: 15 "C
Tubería PVC: C = 150
= 100.00 - 96.00 = 4.00 m
Altura est. de succión
Altura est. de impulsión
= 138.00 - 100.00 = 38.00 m
Altura estática total
= 42.00 m
- Pérdidas e n 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:
L.E. = 52.00 m
C o d o de radio largo a 90"
= 4.30
= 1.20
Reducción excéntrica (6D)
= 6.00
Entrada (borda)
= 5.11
Longitud de tubería recta = 4+0.5+0.61
= 68.61 m
Longitud equivalente total
Utilizando la ecuación de Hazen-Williams:
Q = 0.2785 C D2.63 JO 54
u):
y despejando la pérdida de carga total
J = 0.00193 m/m
Pérdidas en la succión :0.00193 x 68.61
- Pérdidas en la impulsión (0,
= 6" = 0.152 m):
Expansión concéntrica
(12D) L.E
= 1.82 m
Válvula de retención horizontal= 12.50
Válvula de cortina
= 1.10
C o d o de radio largo 90"
(4 codos)
= 13.60
T e con cambio de dirección
= 10.00
= 192.00
Tubería = 1 . 0 ~ 3+ 150 + 39
Longitud equivalente total
= 23 1.O2 m
J = 0.00784 m/m
Pérdidas en impulsión: 0.00784 x 231.02
- Altura de velocidad en la descarga (Vi):
V?
-=-
(1.19)~
= 0.13 m
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:
Tabla 7.4
Curva de operación del sistema
= 1.81 m
= 0.07 m
2g
2g
Altura dinámica total de elevación
= 44.01 m
E n la figura 7.10 se observa que para las condiciones de operación promedio le corresponde un caudal de 23.0 L/s y una altura dinámica de 43.3
m. Para estas condiciones se obtiene una eficiencia del 84% y por lo tanto:
Con los valores del caudal y la altura dinámica de elevación, se p e d e
P h = - y-
Q Ht
e
-
9.81 k ~ l m x' 0.023 m31sx 43.3 m
0.84
Pt = 11.73 kW
tomando la parte pertinente de la curva característica de esta bomba.
Tabla 7.3
Curva característica
0.01 9
44.81
o 021
o 025
44 20
0.028
41 15
0.030
39.50
42 67
El cálculo anterior se estableció para el caso más desfavorable, es de
cuando el nivel del pozo de succión es mínimo. Sinembargo, se debe es
Se recomienda usar motores con una potencia de 1.15 a 1.20 veces la potencia 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= 1 1 . 7 3 ~1.20= 14.08kW
Cavitación
TACIONES DE &JMBEO
135
de la ecuación de Hazen-Williams se obtierie J = 0.00220 m/m
Altura de velocidad (VS2/2g) :
Presión de vapor: Para una temperatura de 1 ~ o Csegún
,
las tablas se tiene
una presión de vapor de 0.18 m.
CNPSd = r7.21 - (4 + 0.15 + 0.03)] - 0.18 = 2.85 m
CNPS, = 2.50 m (según lo indicado por el fabricante en los catálogos)
CNPSd > CNPS, =S no hay riegos de cavitación por presión de succión.
E n el caso de no cumplirse esta condición, se debe disminuir la altura estática, aumentar el diámetro o utilizar un material más liso.
Velocidad
~ -f1750ifi= 15.8 (sist. interrzaciond)
n,=--
Por otra parte con H, = 4.18 y H, = 43.3 m, se encuentra en tablas suministradas por el fabricante el valor de n, limite, el cual debe ser mayor que
el valor de n, calculado, para evitar la cavitación por excesivas revoluciones del rotor.
n,
J,
=
2850 (iist. inglés)
=
52
= 54.8 (sist internacional 1
Otros cálculos
Volumen delpozo: El volumen del pozo de succión debe ser determinado
por medio del análisis de la curva integral si se trata del pozo de succión
para el tanque de almacenamiento elevado. E1 volumen mínimo del pozo
de succión se puede obtener así:
Tiempo de retención : 0 = 3 a 5 minutos
Tabla 7.5
Pérdidas localizadas en longitudes equivalentes (En metros de tubería recta)
V = Q0 = 0.0285
Área mínima = 5
Sumergencia=S=2.5D,+O.l=2.5x0.203+0.1=0.61m
Altura de la coladera de 8" = 0.35 m
Distancia del fondo a la coladera = 0.50 m
Altura del pozo = (N,;, - N,,,i,,) + 0.61
+ 0.35 + 0.50 + B.L.
2
Área del pozo =
= 1.83 m2>1.O1 m
3.80
adoptando una sección rectangular (2:l) se tiene: B = 0.96 m; L = 1
ara efectos del diseño del aciieducto, se d
o una conducción el medio de transporte del caudal de diseño d e la bocatoma al
desare~iador,del desarenador al tanque d e alnlacenamieiito y d e
éste a la red d e distribución.
Las conducciones
1. Canales abierto
Coiilo se indicó
ción debe ser el
ortar la conduc, el caudal será
se indica en el
diseño del tanque de almacenamiento.
Cada u n o d e los tipos d e conducciones tiene ventajas y desventajas económicas, técnicas y de manteiiimiento, las cuales debe11 ser analizadas teniendo en cuenta las circunstancias del diseño en particular.
E n u n acueducto, el tipo d e conducción inás frecuente es mediante
conductos cerrados, p o r lo q u e el estudio d e los canales abiertos se
deja para el capítulo del alcantarillado d e aguas lluvias; el estudio d e
conducciones cerradas a presión (conducciones forzadas) se detalla en
el capítulo correspondiente a la conducción Desarenador-Tanque d e
CONDUCTOS
CER
ajas q u e las
ión externa
conducciones abiertas con
del agua. Los conductos pueden ser prefabricados o construidos e11 el si-
tio. El método d e cálculo es similar y solo difiere en cuanto a las recomendaciones d e velocidad y pérdidas.
8.1.1 Conductos prefabricados
Comúnmente se trata de tuberías fabricadas en diferentes materiales y
diámetros como p o r ejemplo:
- Tubería de gres
- Tubería d e cemento
- Tubería P V C
La tubería d e gres y la de cernento se fabrican de hasta 36" (91 cm) de
diámetro y la unión entre la campana y el espigo se hace p o r tnedio de
mortero 1:2, unión asfáitica o anillo de caucho.
- Tubería de concreto reforzado
La tubería de concreto reforzado se fabrica desde 1.O m de diámetro en adelante y su unión consiste en general en anillos de caucho.
Rectangular
Trapecial
Box-Cuivert
Circular
Herradura
Figura 8.2 Conductos cerrados construidos en el sitio.
Velocidad máxima
La velocidad máxima depende del material d e la tubería y se especifica
p o r razón de la erosión del material de ésta.
Figura 8.1 Conductos prefabricados.
Tubería de gres: 5 n ~ / s
8.1.2 Conductos construidos en el sitio
Tubería de concreto: 4 mls
Pueden ser d e diferentes formas según lo indicado en la figura 8.2.
D i á m e t r o mínimo: 6 " (0.15 m)
Pérdidas p o r exfiltración
Tabla 8.1
Valores típicos de exfiltración
Velocidad mínima
-
La velocidad mínima especificada es de 0.6 m/s a tubo lleno. Esta norm
satisface la necesidad d e obtener una velocidad que sea capaz d e permitir
el arrastre d e material sedimentado.
Diámetro
(plg.)
Exfiltración
(Us.
km.)
Diámetro
(plg.)
Exfiltración
(Us.km.)
6
0.108
12
0.203
Ecuación de diseño
Tabla 8.2
Relac~oneshidráultcas para conductos c~rculares(ndn variable)
Tradicionalmente, la ecuación de diseño para conductos con flujo p
gravedad ha sido la ecuación de Manning:
OO
O1
en donde:
Q
A
= Caudal (mVs)
= Area d e la sección d e flujo (m2)
R
= Radio hidráulico = R = - - -= -
P
D
= Perímetro mojado (m)
= Diámetro de la tubería (m)
S
= Pendiente de la tubería ( i m )
= Coeficiente de rugosidad d e Manning
n
nD2 D
p - 4 n ~ 4
A
O2
0.3
0.4
0.5 .
y despejando el diámetro d e la tubería, se tiene:
0.6
0.7
Al calcular el diámetro d e la tubería p o r medio d e la eci
tiene q u e seleccionar el diámetro comercial superior (mí]
15 cm). C o n este nuevo valor del diámetro comercial, se c
da1 a t u b o lleno, Q,, utilizando la ecuación 8.2 y la velocid
no,v,, dividiendo el caudal a tubo lleno por el área d e 1
diámetro comercial.
Obtenida la relación de Q/Q,, se entra a la tabla 8.2 d e donc
las relaciones v/v, y d/D, donde v es la velocidad real d e la
lámina d e agua en ésta.
0.8
0.9
VNo
O O00
O 292
O 362
O 400
O 427
O 453
O 473
O 492
O 505
O 520
d/D
O000
O092
O124
0148
0165
0182
0196
O210
O220
O232
WRo
O000
O239
O315
O370
O410
O449
O481
O510
O530
O554
VIVO
O 540
O 553
O 570
O 580
O 590
O 600
O 613
O 624
O 634
O 645
d/D
O 248
O 258
O 270
O 280
O 289
O 298
O 308
O 315
O 323
O 334
WRo
O 586
O 606
O 630
O 650
O 668
O 686
O 704
O 716
O 729
O 748
VNo
O 656
O 664
O 672
O 680
O 687
O 695
O 700
O 706
O 713
O 720
d/D
O 346
O 353
O 362
O 370
O 379
O 386
O 393
O 400
O 409
O 417
WRO
VNo
O 768
0.729
O 780
0.732
O 795
0.740
O 809
0.750
O 824
0.755
0.836
0.760
O 848
0.768
O 860
0.776
O 874
0.781
O 886
0.787
d/D
0.424
0.431
0.439
0.447
0.452
0.460
0.468
0.476
0.482
0.488
WRo
O 896
O 907
O 919
O 931
O 938
O 950
O 962
O 974
O 983
O 992
VNo
0.796
0.802
0.806
0.810
0.836
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
WRo
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
WRo
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
WRo
0.136
1.139
1.143
1.147
1.151
1.155
1.160
1.163
1.167
1.172
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
3.750
RIRo
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
diD
0.826
0.835
0.843
0.852
0.860
0.868
0.876
0.884
0.892
0.900
WRo
1.212
1.210
1.207
1.204
1.202
1.200
1.197
1.195
CONDUCCIONES
Q
Q,
E n donde:
V
V,
d
= Caudal de diseño
= Caudal a tubo lleno
= Velocidad d e diseño
= Velocidad a tubo lleno
= Lámina d e agua en la tubería
= Diámetro comercial d e la tubería
= Radio hidráulico al caudal d e diseño
= Radio hidráulico a tubo lleno
= Número de Manning a caudal d e diseño
= Número de Manning a tubo lleno
D
R
R,
n
n,
147
Cdmara de
recolección
Chmara de
aquietamiento
99.01
EJEMPLO
DE DISENO
BOCATOMA
Diseño de la Línea de conducción Bocatoma-Desarenador
1-
DESARENADOR
E1 desarenador debe ubicarse lo más cerca posible de la bocatoma, con
fin d e evitar una larga conducción d e agua n o tratada que puede preseilt
problemas como la obstrucción por material sedin~entabie.Generalrnen
esta conducción está comprendida entre 50 y 300 metros.
Las condiciones del diseño so11 las siguientes:
Caudal d e diseño:
13 L/s = 0.013 n ~ v s
Tubería d e asbesto-cemento:
n = 0.009
Longitud de coi~ducción:
L=50m
Figura 8.3 Conducción bocatoma-desarenador (corte)
gada al desarenador se determina de acuerdo con la ubicación de éste
el plano topográfico. La cota de entrada desde la bocatorna es la cota
salida supuesta en ella y debe ser corregida en este diseño.
C o n los datos anteriores se procede a calcular la pendiente de la tuberí
el diámetro correspondiente en la ecuación de Manning (ecuación 8.3):
S
=
(99.01 - 98.95)
5O
con el valor de Q/Qii, se entra a la tabla 8.2 y se obtiene:
100
=
0.12%
tomando el diámetro comercial mayor, D = 8 " = 0.203 in, se aplica
ecuación 8.2 para establecer las condiciones de flujo a tubo lleno:
Verificación de la cota a la salida de la bocatoma:
Se adoptó en el diseño de la bocatoma una profundidad igual a 60 c
desde la cresta del vertedero de excesos hasta el fondo de la cámara. E
~rofundidaddebería ser:
El caudal de exceso máximo previsto será de:
Qescclo
= QIirno
- Qlh,cño= 0.022 - 0.013
=
0.009 m31s = 9 Lls
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:
valor que difiere del supuesto inicial. Se debe entonces modificar la c
dición del diseño, en este caso aumentando la pendiente y para ello
eleva la cota de fondo de la cámara de recolección de la bocatoma, m
teniendo constante la cota de entrega en la cámara de aquietamiento
desarenador.
Subiendo la cota del fondo de la cámara de recolección de 99.01 a 99.
(20 cm de altura de agua), se tiene:
Cota de batea a la salida de la bocatoma
Cota clave a la salida de la bocatoma
Cota de batea a la llegada al desarenador
Cota clave a la llegada al desarenador
Cota de la lámina de agua a la llegada al desarenador
tomando el diámetro comercial mavor. entonces D = 6" = 0.152 m
O,,
= 0.312-
D%S%
d + 1.5
= 0.312
(0.152)$5x ( 0 . 0 0 9 2 ) ~
= 0.022 m3/s
= 0.10+ 1.5-
,-- ,
= 0.19 m
2g
los 20 cm adoptados.
GENERALIDADES
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
Ditimetro (mm)
Gravilla:
Gruesa
Fina
Diámetro (mm)
Fango:
>2.0
Grueso
2.00-1.O0
y Medio
0.05-0.01
Fino
0.01-0.005
Arena:
Gruesa
Material
1.00-0.50
Arcilla:
Media
0.50-0.25
Fina
0.25-0.1O
y Media
Muy fina
O. 10-0.05
Fina
Gruesa
Coloidal
0.005-0.001
0.001-0,0001
<0.0001
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLA
El objetivo del desarenador, como tal, es la remoción d e partículas h
el tamaño d e arenas. El proceso de sedimentación puede ser ayudado
diante coagulación (empleo de quíinicos con el fin d e remover partícu
tamaño arcilla) con lo cual se logra que las partículas más pequeñas
aglomeren y sedimenten a una velocidad rnayor. El proceso de coagulac
puede verse en libros relacionados con el tema de purificación de aguas.
U n desarenador está dividido en varias zonas, a saber (ver figura 9.1):
Zona 1:
Cámara de aquietamiento: Debido a la ampliación d e la s
ción, se disipa el exceso de energía de velocidad en la tube
de llegada. El paso del agua a la zona siguiente se puede
cer p o r medio de una canal d e repartición con orificios
mergidos. Lateralmente se encuentra u n vertedero
excesos que lleva el caudal sobrante nuevamente al río I
diante una tubería que se une con la del lavado (Zona IV).
Zona 11:
Entrada al desarenador: Constituida entre la cámara d e asui
tamiento y una cortina, la cual obliga a las líneas d e fluj
descender rápidamente d e manera que se sedi~nenteel ma
rial más grueso inicialmente.
Zona 111: Zona de sedimentación: Es la zona en donde se s e d i ~ n e n
todas las partículas restantes y en donde se cuinple en ri
con las leyes de sedimentación. La profundidad útil d e se
mentación es H.
Salida del desarenador: Constituida p o r una pantalla sume
Zona IV:
gida, el vertedero de salida y el canal de recolección. Es
zona debe estar completamente tapada con el fin d e evitar
posible contaminación exterior.
Alnlacenarniento de Iodos: Comprende el volumen entre
Zona V:
cota de profundidad útil en la zona 111 y el fondo del t
que. El fondo tiene pendientes longitudinales y transversa
hacia la tubería de lavado.
de bocatorna
@
813 a
B,2
-
1
O
@
,
,
i:
/
/
//
,
:/
J
1
---b
4
Número de unidades
Se recomienda en lo posible diseñar como mínimo dos tanques desaren
dores con el fin d e continuar con el tratamiento en uno d e ellos rnientr
se realizan las labores de mantenimiento y lavado del otro.
Paso directo
I
Figura 9.1 Planta del desarenador.
-+
s
válvula o
lavado
./
al tanque de
aIrnacenarnento
1;
excesos
,,
j
/ lo
t
1
ESPECIFICACIONES
DE DISENO
Debe existir de todos modos una tubería de paso directo.
-
1
I
1
!1
T
pantalla de
entrada
al desagüe
-+
~antallade
salida ,
l
Jn"
tapa
Relación longitud a ancho
Con el fin de aproximarse lo más posible al flujo en pistón, se recomien
tanque rectangular con una relación de longitud a ancho (L/B) entre 3/1 y
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.
Tabla 9.2
Viscosidad cinemática del agua
Profundidad mínima y máxima
La profundidad mínima especificada es de 1.50 metros y la máxim
4.50 metros.
Profundidad de almacenamiento de lodos
24
Se adopta una profundidad máxima de 0.40 metros. Las pendientes
fondo deben estar comprendidas entre el 1 % y el 8% con el fin de
los lodos rueden fácilmente hacia la tubería de desagüe y la labor de 1
pieza manual sea segura para los operarios.
Períodos de retención hidráulicos
El tiempo que tarde una partícula de agua en entrar y salir del ta
debe estar comprendido entre 0.5 horas y 4 horas.
Carga hidráulica superficial
La carga hidráulica superficial, definida como el caudal puesto por u
dad de área superficial, debe estar entre 15 y 80 m3/m2.d.
26
0.00876
0.01 308
0.01 237
28
30
0.00839
0.00804
0.01 172
0.01 146
0.01 112
32
34
36
0.00772
0.00741
18
en donde:
V,
g
p,
p
y
d2
=
0.0071 3
Adicional~nentese desarrolla el estudio suponiendo que se ha de rei-nover
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 rnás 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-
TEOR~A
DE LA SEDIMENTACI~N
(P'-P)
v, = --
0.0091 7
0.01 386
Kd2
CL
= Velocidad de sedimentacióii de la partícula (cl
= Aceleración de la gavedad (981 cm/s2)
= Peso específico de la partícula
Arenas = 2.65
= Peso específico del fluido
Agua = 1.00
= Viscosidad cinemática del fluido (cm2/s) (Tabla 9.
Figura 9.2 Trayectorias de partículas en el sedimentador.
Por otra parte, la relación V/Q es llamada "períodos de retención hidráulicos, " y H/V, es el tiempo que tarda la partícula crítica en ser removida
(t).E n teoría, para remover esta partícula se debe cumplir que:
serin removidas. Las partículas con V, menor que V, podrán ser r
das dependiendo de su nivel de entrada al tanque, h.
P o r semejanza de triángulos se tiene:
-E.= _ _H
Vh
Vo
j
=L
W
-H
VhW
Vo
j
V
H
-=..---
Q
Vo
crítica, V,, será:
E n la realidad, el flujo no se distribuye uniformemente 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 resilspensión 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 V, menores que V,.
Se adopta entonces u n factor de seguridad en función de:
1) Porcentaje de remoción de partículas con V, < V,:
siendo A = Área superficial = B x L.
Según la ecuación de Stokes (ecuación 9.1):
g Ps-P
VO - --d2
18 11
=
% Remoción =
No. particuias con V,
,vO
No. particulas con V, s V,
x
100
(9.6)
Kd2
Reemplazando la velocidad de la ~ a r t í c u l acrítica (ecuación 9.3) ei
ecuación de Stokes, se tiene:
2) Grado del desarenador (n):
La calificación de la eficiencia de las pantallas deflectoras se hace a través
del grado n del desarenador.
n
n
n
n
n
del tanque.
La reriioción de partículas es también función de la profundidad del ta
que, ya que si ésta se disminuye se retendrá la partícula con diá~iietro
en u n tiempo meiior, lo que equivale a decir que se retendrá un núnie
mayor de partículas con V, menor que V,.
La relación Q/A es llamada "carga hidráulica superficial (9)" y es igua
la veiocidad de sedimentación de la partícula crítica, V,.
= 1
= 2
= 3
: Deflectores deficientes o sin ellos.
: Deflectores regulares.
: Deflectores buenos.
= 5 a 8 : Deflectores muy buenos.
->
: Caso teórico
La igualdad anterior queda así:
El volumen del tanque será por consiguiente:
V
=
8 x Q = 2120 x 0.013 = 27.79 m'
El área superficial del tanque es:
La velocidad horizontal máxima es:
de donde las dimensiones del tanque serán para L:B = 3:l :
y la velocidad de resuspensión máxima es:
-
L = 3 x B = 3 x 2.49 = 7.46 m 7.45 m
Cálculo de los elementos del desarenador
La carga hidráulica superficial para este tanque será de:
Vertedero de salida
Como se demostró anteriormente, la carga hidráulica superficial es i
a la velocidad de sedimentación de la partícula crítica en condiciones
ricas, V,, la cual debe corresponder a la de un diámetro menor:
V,
=
q
=
0.00070763 mls
=
0.071 cmls
0.071 x 18 x 0.01059
=
0.00289 cnz
=
0.03m
981 x 1.65
La velocidad sobre la cresta del vertedero debe ser en teoría mayor de 0.3
m/s para poder aplicar en rigor la ecuación del alcance horizontal de la
vena vertiente. El valor de 0.26 m/s puede ser aproximado a 0.3 m/s, con
lo cual se obtiene:
También se demostró anteriormente que la relación de tiempos es igu
la relación de velocidades, es decir:
E n resumen, bajo las condiciones teóricas, se removería partículas h
de un diámetro igual a 0.03 mm, pero al tener en consideración las co
ciones reales (flujo no uniforme, corrientes de densidad, cortos circu
zonas muertas, velocidad horizontal variable), el diámetro máximo p
ble de ser removido se aumenta a 0.05 mm.
La velocidad horizontal será:
Pantalla de salida:
Profundidad
Distancia al vertedero de salida
Pantalla de entrada:
Profundidad
Distancia a la cámara de
aquietamiento
Almacenamiento de lodos:
Profundidad máxima
= H/2
= 15 H,
= H/2
= L/4
= 0.40 m
Dist. pto. de salida a la cámara
= L/3
de aquietamiento
Dist. pto. de salida al
vertedero salida
= 2L/3
= 0.4/B
Pendiente transversal
Pendiente longitudinal (en L/3) = 0.4/2.48
Pendiente longitudinal (en 2L/3) = 0.4/4.97
Cámara de aquietamiento:
Profundidad
= H/3
Ancho
= B/3
= 1.00 m
Largo (adoptado)
Rebose de la cámara de aquietamiento:
Pérdidas a la entrada de la zona de sedimentación:
= 2.48 m
= 4.97 m
V2
= 16.0%
= 16.1%
=
Vb
=
0.003 mls
= 8.1%
= 0.50 m
= 0.83 m
Pérdidas por las pantallas inicial y final:
Éstas se calcularían como las pérdidas de un orificio suniergido 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
Debido a la magnitud de los caudales, esta tubería resulta siempre de un
dihnetro mínimo, igual a 6" (15 cm).
Tubería de lavado
L.,
B
- ancho
2
=
0.35 m
= 0.83 m
se adopta 0.83 m
Perfil hidráulico
Se debe tener en consideración las pérdidas por ampliación de secciones
por el paso por debajo de las pantallas.
Pérdidas a la entrada de la cámara de aquietamiento:
Tomando k = 0.1 debido a la disminución de velocidad,
h,,
v2
=
=
k A-
VZ
2g
0.83 x 0.5
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 = 1.98 / 70 = 0.02866 m/m
Pérdidas en la conducción (en longitud equivalente)
= 0.031 mls
Entrada normal:
Válvula:
C o d o radio corto:
T e cambio dirección:
Tubería:
L.E. total =
2.5 m
1.1 m
4.9 m
10.0 m
70.0 m
88.5 m
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)
Figura 9.5 Ejemplo de diseño. Corte transversal B-B.
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 piezometrica
(conducción forzada)
ue sea posible.
Plano Piezométrico Estático
Desarenador
Tanque
Figura 10.1 Conducc~ónforzada.
Tubería Principal
\
1-J
Figura 10.6 Válvula de purga.
10.2.2 Ventosas
Las ventosas son válvulas de expulsión o admisión de aire, de funcionamiento automático, que deben ubicarse en los puntos altos de la conducción, siempre que la presión en dicho punto no sea muy alta o menor que
la presión atmosférica.
1 Ventosa
I
,.,
- Flotador
0 nominal
Piezométrica normal
con purga cerrada
Piezométrica sin ventosa
con purga cerrada
Purga
Tanque
Figura 10.7 Ubicación de la ventosa y detalle de la válvula.
CONDUCCI~N:
DESARENADOR
- TANQUE
DE ALMACENAMIENTO
177
Estas válvulas tienen varias funciones: 1) expeler el aire de dentro de la t
bería durante su llenado; 2) expulsar el aire que tiende a acumularse en 1
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).
Como criterio general, el diámetro de la ventosa es '/ii del diámetro de
tubería principal y en todo caso mayor de '12".
Cuando la presión en un punto determinado del trazado sobrepasa la
presión máxima de trabajo, se pueden dar diferentes soluciones a saber:
a) Modificación del trazado de la tubería. En ocasiones resulta más conveniente cambiar el alineamiento horizontal de la tubería con el fin de
salvar el accidente topográfico causante del problema. En otras ocasiones puede resultar una longitud de tubería mucho mayor que no compensa el sobrecosto de aumentar la clase de la tubería.
10.2.3 Válvulas de control
b) Cambiar la "clase" de la tubería o el material de ésta. En este caso se
deberá cambiar el tramo que se encuentre con presiones mayores de las
de trabajo. Si se trata de presiones extremadamente altas, se deberá em~ l e a tubería
r
de acero que puede llegar a resistir presiones del orden de
los 80 kglcm2. E n la figura 10.8 se ilustra un trazado bajo estas condiciones, en el cual se hace necesario cambiar la clase de la tubería en los
puntos 1 , 2 y 3.
tura de ésta.
10.2.4 Materiales y presiones de trabajo
Las tuberías utilizadas para conducciones forzadas son construidas con dif
rentes materiales. Los materiales más comunes son acero, asbesto-cen~ent
hierro fundido, concreto o plástico (PVC), con diferentes característica
de rugosidad según se observa en la tabla 10.5.
Todas las tuberías son construidas para resistir diferentes presiones d
trabajo, y aun dentro del mismo material hay diferentes es~ecificacione
de presión. En otras palabras, existen diferentes "clases" de tuberías se
gún sean sus especificaciones de construcción.
En las tablas 10.2 y 10.3 se presentan algunos valores de presión máxima d
trabajo y diámetros comerciales de tuberías en asbesto-cemento y PVC.
c) Construcción de cámaras de quiebre de presión. Estas cámaras
construidas en los puntos A y B (en el caso del ejemplo de la figura
10.8), modifican la línea piezométrica logrando en estos puntos una
presión igual a la presión atmosférica y reduciendo la presión en los
puntos críticos. Este tipo de cámaras se ilustra en la figura 10.9.
-- .
.
Presiones
Tabla 10.2
Clases de tubería de asbesto-cemento (Eternit)
30
25
20
15
1O
15.0
12.5
10.0
7.5
5.0
2, 3, 4, 6, 8, 10, 12, 14, 16, 18, 20, 24
2,3,4,6,8,10,12,14,16,1+,20,24
4, 6, 8, 10, 12, 14, 16, 18, 20, 24
6, 8, 10, 12, 14, 16, 18,20, 24, 28
6, 8, 10, 12, 14, 16, 18, 20, 24,28
Cámara de quiebre
Tabla 10.3
Relación diámetro-espesor (RDE) para tuberías de PVC (PAVCO Unión Z)
clase de tubería
Figura 10.8 Presiones de trabajo excesivas.
nales de rugosidad. Otro factor de modificación de la rugosidad es la corrosión de la tubería, la cual se manifiesta por medio de "tubérculosy' que
aparecen en la superficie interna (figura 10.10, caso (c)). Este fenómeno es
más controlable que el de la incrustación, ya que es posible revestir adecuadamente la superficie interna de la tubería.
Figura 10.9 Cámara de quiebre de presión.
10.3 ~ Á L C U L ODE LA L~NEA
DE CONDUCCI~N
Figura 10.10 Modrficación del coeficrente de rugosidad (a) Tubería or~grnal(b) lncrustacrones
(c) Corros~ón.
Una de las fórmulas más empleadas para el cálculo hidráulico de t
les. Es aplicada satisfactoriamente para cualquier material entre 0.0
3.50 m de diámetro. Su formulación es la siguiente:
Q = 0.2785 C D 2.63 J
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.
en donde:
Tabla 10.4
Reducc~ónporcentual de las característ~casde rugosidad
para acero y hrerro fundrdo, según Hazen-Wrllrams
Diámetro
Anos
10.3.1 Coeficiente de rugosidad, C
El coeficiente de rugosidad es función principalmente del material
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 o r
Nueva
20
30
4"
30"
1O0
100
77
69
68
58
En el caso de1 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 el 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:
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:
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:
hf = (Vi - V2 ) 2
2g
Según la ecuación de continuidad:
y reemplazando la ecuación 10.5 en la ecuación 10.4, se tiene:
En la tabla 10.6 se presentan algunos valores aproximados de K.
Las pérdidas por cambio de dirección pueden ser calculadas mediante
siguiente expresión:
terio:
Una vez hecho el perfil en una escala adecuada (por ejemplo H=l:l
V=1:200) y respetando la profundidad mínima a la clave (1.00 m), se
termina la suma o diferencia de las pendientes de los alineamientos
cuestión de acuerdo con la figura 10.12.
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
*
Diferencia de
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.
K
0.15
0.30
1.O0
5.00
0.20
10.00
0.60
1.30
1.80
1.75
2.50
0.50
1.O0
1.O0
Tabla 10.7
Selección del codo según la suma
O diferencia de pendientes
Suma o diferencia
de pendientes
14%- 30%
31 % - 53%
54% - 83%
84% - 119%
120% - 180%
Codo
111140
22!lZ0
221920+ 1 1
45"
45" + 11 l.4"
10.4 ANCLAJES
O MUERTOS
Con base en la velocidad mayor
Con el valor de la suma o diferencia de pendientes, se entra a la tabla 1
y se selecciona el codo o la combinación de codos apropiados. Esta ta
está basada en el hecho de que la campana en cada extremo del tramo
tubería permite una deflexión máxima de 5".
La suma de todas las pérdidas locales debe restarse a la ~ é r d i d ade ca
disponible por nivel, ya que parte de esta energía se requiere para ven
dichas pérdidas.
En los cambios de alineación horizontal o vertical se generan esfuerzos
que deben ser absorbidos por los anclajes, los cuales p e d e n ser de concreto ciclópeo o armado.
10.4.1 Empuje de la tubería
En cualquier tipo de anclaje se presentan esfuerzos debidos a la presión
estática y dinámica a la que es sometido el fluido transportado.
El esfuerzo de presión estática indicado en la figura 10.13 es:
(1 0.8)
siendo
E
y
H
=
=
=
Esfuerzo estático (kg)
Peso específico del agua ($000 kg/m3)
Altura de la columna de agua (m)
Esfuerzo admisible vertical típico, u..;sm4-n
.
Figura 10.13 Empuje de presión estática.
El esfuerzo de presión dinámica es el esfuerzo debido a la fuerza ce
fuga, calculado mediante la siguiente ecuación:
C=-
""
g
(2)
Terreno
u-&..
Arena suelta o arcilla blanda
Arena fina compacta
Arena gruesa medianamente compacta
Arc~lladura
Roca alterada
Roca lnalterada
<1
2
2
4
3 - 10
20
V2sen -
La expresión de la fricción es:
El esfuerzo total será entonces la suma de los dos esfuerzos anteriore
lo que resulta la siguiente expresión:
Ei;+Ev=Ptg@rnax
(10.12)
en donde:
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 altu
velocidad.
10.4.2 Cálculo del anclaje
El empuje, calculado anteriormente, es transmitido al suelo de difere
maneras, según sea el anclaje: si el codo es horizontal, el esfuerzo es tr
mitido a la pared de la excavación; si el codo es vertical, el esfuerz
transmite al suelo en la base del anclaje.
Eh
Ev
tg 4 =
,,
=
=
Componente horizontal del empuje
Componente vertical del empuje
Coeficiente de fricción del concreto sobre el suelo
Cuando la fuerza del e
tendrá que:
10.4.3.2 Codo en el sentido vertical inferior
En caso contrario:
Eb = E
E, = O
El dimensionamiento de los anclajes se hace por tanteos, aunque la
ma topografía y la longitud del codo limitan algunas de las dimensione
Tabla 10.9
Coeficiente de fricción, tg gmá,
Terreno
Arcilla húmeda
Arcilla seca
Arena arcillosa
Arena sin limo ni arcilla
Grava
0.30
0.35
0.40
0.50
0.60
CJ- máx.
a-mb.
10.4.3 Tipos de Anclajes
ttttttt
Figura 10.15 Anclaje de un codo en sentido vertical inferior
10.4.3.1 Codo en el sentido horizontal
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.
E=PtgQt,,
en donde:
P=
H=
L =
+LH- 2
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)
10.4.3.3 Codo en el sentido vertical superior
I
Figura 10.16 Anclaje de un codo en sentido vertical superior.
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.
Figura 10.14 Anclaje de un codo horizontal.
DIMENSIONES
DE LAS ZANJAS
La conducción de agua para consumo humano debe hacerse ente
con el fin de evitar cargas inadecuadas, choques o actos de vandali
Para ello, debe excavarse una zanja como la indicada en la figura 1
Se puede adoptar como criterio general que la profundidad mini
cota clave de la tubería (parte superior de la tubería) debe ser de
aunque este valor puede ser menor, como en el caso de las tuberi
hierro fundido (0.60 m) y el de las tuberías de plástico o PVC (0.80
criterio de 1.00 m también puede ser modificado según las condicio
la carga esperada sobre la tubería enterrada.
El ancho de la zanja puede ser tomado como el diámetro del tubo
cm o 50 cm, de acuerdo con las especificaciones del diseño y con la
sobre la tubería.
La carga del terreno sobre la tubería puede ser calculada con la sigui
ecuación:
Figura 10.17 Dimensionamiento de zanjas.
P=CyB2
en donde:
P=
C=
y =
B=
Carga vertical (kg/m)
Coeficiente experimental (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
0.8
0.8
0.8
1.5
1.5
2.2
2.3
2.6
2.6
2.8
3.3
2.8
3,l
3.8
1.5
10.0
2.9
3.2
4.1
La tubería debe asentarse sobre una capa de material de relleno, el
debe estar exento de materia orgánica.
10.6.1 Mecanismo del golpe de ariete
Debido a la magnitud e importancia de la conducción, es importante tener en cuenta el efecto de este fenómeno en la tubería.
Se denomina "golpe de ariete" el efecto de choque violento o sobrepresión súbita producido sobre las paredes del conducto forzado, al modificarse de manera instantánea el movimiento del fluido como puede ocurrir
en el caso del cierre repentino de una válvula.
El mecanismo del golpe de ariete es el siguiente:
Inicialmente la tubería conduce el agua en condiciones normales a una
velocidad V. Idealizando 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 comprime y convierte su energía de
velocidad en energía de presión, causando la dilatación de la tubería en
el punto 1 y una dilatación elástica de la Iámina. Lo mismo sucede con
las láminas aguas arriba (2, 3, ...n) y se produce una onda de sobrepresión en la dirección de aguas arriba.
b) Al llegar la onda de sobrepresión a la última lámina (lámina n contigua
al tanque), ésta tiende a salir de la tubería con una velocidad igual en
magnitud pero de sentido contrario a la que tenía el agua antes de i
rrumpirse el flujo (-V). Como la extremidad inferior está cerrad
produce una depresión interna de las láminas y se genera una on
depresión de magnitud igual a la onda de sobrepresión, la cual se
paga en la dirección de aguas abajo.
Sobrepresión
,. -C
= 2L
Depresión
Caso Teórlco
Caso Real
l
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:
Figura 10.18 Idealizacióndel mecanismo del golpe de ariete.
El tiempo en que la lámina 1, contigua a la válvula, ha permanecido
estado de sobrepresión es:
T = 2r L
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)
C) Debido a la depresión de la lámina, el agua tiende a ocupar nuevamen
te la tubería con la misma velocidad inicial y regresa nuevamente a 1
condición original (caso a)).
La fricción a lo largo de la tubería y la elasticidad de la misma constitu
yen factores amortiguadores de estas ondas de sobrepresión y depresió
haciendo que el fenómeno disminuya en magnitud con el tiempo (figur
1O. 19).
en donde: C =
D =
e =
k =
k =
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'O/E,,~,,í, (tabla 10.11)
Tabla 10.11
Flelación de módulos de elasticidad del agua
y del material de la tubería
Material de la tubería
K
-
Acero
Hierro fundido
Concreto
Asbesto-cemento
Plástico
05
1.O
5.0
4.4
18.0
En el caso de una maniobra lenta (T > 2L/C), la sobrepresión será:
2L
C V T ----C V T
ha=----g t
g t
2LV
m
gt
siendo t = Tiempo de maniobra
I
L
-
- ..
Figura 10.21 Distribución de presión por maniobra lenta.
La ecuación 10.23 (Michaud) puede ser usada para determinar el tiempo
de maniobra necesario para que la sobrepresión no supere el valor límite
establecido según la clase de la tubería.
10.6.3 Medidas contra el golpe de ariete
Pueden tomarse varios tipos de medidas, entre las cuales las más indicadas son las que no requieren de equipos especializados, ya que en el caso
de acueductos rurales no es fácil la labor de mantenimiento de estos aparatos.
a) Limitación de las velocidades (0.6 m/s a 3.0 m/s).
b) Cierre lento de las válvulas mediante la colocación de un volante de
gran diámetro.
c) Empleo de válvulas especiales contra el golpe de ariete.
d) Aumentar el espesor de la pared del tubo.
e) Construcción de pozos de oscilación o cámaras de aire comprimido
como las indicadas en las figuras 10.22 y 10.23.
Caudal de diseño = 13 L/s = 0.013 m3/s
Material de la tubería: asbesto-cemento
C = 140
Clase de la tubería = 20
Presión de trabajo máxima = 10 kg/cm2 = 100 m
Espesor de la pared de la tubería = 9.5 mm
Cota de salida del desarenador = 98.86
Cota de entrada a la caseta de cloración = 55.20
Longitud horizontal de la conducción = 2150 m
Longitud real de la conducción (1% adicional) = 2171.50
La conducción en planta y perfil es la siguiente:
Figura 10.24 Conducción Desarenador - Caseta de cloración. Corte longitudinal.
1
Desarenador
Caseta de
cloración
1
;Y
Figura 10.25 Conducción: Desarenador - Caseta de cloración. Planta.
I
Salida del desarenador
Cota fondo del tanque de recolección en el desarenador = 98.56
Cota supuesta en el diseño del tanque = 98.56 m
Verificación de las pérdidas
a) Pérdidas por cambio de dirección:
Codos horizontales: 1 codo de 90"
1 codo de 22'/2"
Codos verticales:
2 codos de 11Vd0
b) Pérdidas por válvula de control:
Válvula de compuerta abierta: k = 0.2
No. de válvulas = 2
c) Pérdidas por entrada normal al tubo:
d) Pérdidas por la te:
de paso directo (purga): k = 0.6
de paso lateral (salida desarenador): k = 1.3
Al ocurrir el cierre instantáneo de la válvula (por falla mecánica), el valor
de la sobrepresión se calcula con un tiempo de cierre igual a la fase de la
tubería y sería igual a:
h, =-C V = 1013.82x1.62
f) Pérdidas Dor salida de la tubería:
g
g
=
167.12 m
presión que excede por sí sola la presión de trabajo de la tubería.
Tiempo de maniobra para evitar el golpe de ariete:
Carga estática sobre la válvula: = 98.86 - 76.50 = 22.36 m
Sobrepresión máxima permitida: Ha= 100.00 - 22.36 = 77.64 In
Pérdidas totales:
2 L V - 2 x 1010 x 1.62 = 4.29 seg
t = ---g Ha
9.81 x 77.64
Con este valor se debe verificar nuevamente las longitudes reales de tu
ría en cada uno de los diámetros.
H =JILl
+ J2L2= 98.86 - 55.20 - 0.51 = 43.15 m
DI = 4 "
J I = 0.025 mlm
D2= 6 "
J2
43.15
= 0.025 x
La válvula deberá ser cerrada en un tiempo superior a 5 segundos con el
fin de evitar que la presión sobrepase la presión de trabajo de la tubería.
- 0.004 mim
Elevaci6n
(m)
Li + 0.004 x ( L - L l )
--
o
200
400
600
800
1000
1200
Abscisa (m)
I
Figura 10.26 Perfil de la conducción. Resultadosfinales.
1400
1600
1800
2000
2200
l
unque n o se requiera de la construcción de una planta de purificación de aguas convencional, el tratamiento mínimo que debe dársele al agua es la desinfección con el fin de entregarla libre de
organismos patógenos (causantes de enfermedades en el organismo humano). Además se debe prever una protección adicional contra la contaminación eventual en la red de distribución.
La desinfección del agua se puede obtener por medio de cualquiera de los
procedimientos siguientes:
1. Desinfección por rayos ultravioleta:
Se hace pasar el agua en capas delgadas por debajo de lámparas de rayos ultravioleta. Para que la desinfección sea efectiva, el agua debe ser
de muy baja turbiedad, lo cual limita su aplicación y adGionalmente
n o se obtiene una desinfección posterior.
2. Desinfección por medio de ozono:
El empleo del ozono como desinfectante es un sistema muy efectivo y
de uso generalizado en Europa. El sistema de ozonificacihn consiste
básicamente en una elevación de voltaje que, al producir chispas y entrar éstas en contacto con el oxígeno, produce el ozono.
3. Desinfección por medio de cloro:
Este procedimiento es también bastante efectivo y de uso generalizado
en Estados Unidos y en nuestro medio. Es un siirema de desinfección
más económico que los dos métodos anteriores.
Las dosis de cloro que se emplean normalmente son de 1 mg/L a 2
mg/L; se obtienen residuales de cloro del orden de 0.5 mg/L para prevenir contaminación posterior en la red de distribución. Para que el
cloro actúe efectivamente, se debe dejar un tiempo de contacto del cloro con el agua, de 15 a 20 minutos.
11.2 CASETA
DE CLORACI~N
nal, se debe proyectar una caseta de cloración ubicada antes del tan
almacenamiento como se indica en las figuras 11.l. y 11.2.
La caseta debe estar dotada de un sistema de medición de caudales, ya
que la dosificación del cloro dependerá del volumen que se ha de tratar
por unidad de tiempo. Para este efecto puede ser empleado cualquiera de
los métodos vistos en el capítulo 5, por ejemplo un vertedero (rectangular
o triangular) o un medidor Parshall,
El cloro se encuentra en tres estados físicos: gaseoso, líquido o sólido. El
equipo requerido para la dosif
ro depende del estado en que
éste se vaya a dosificar.
grosidad en el manejo d
plantas de purificació
Figura 11.2 Caseta de cloraaón Corte longitudinal
ilindros y para poder pasarlo a una
a presión. Por la complejidad y pelieoso, este sistema es más utilizado en
les para acueductos de gran tamaño.
Figura 11.4 Dosificación por orificios flotantes.
El cloro es un elemento muy corrosivo y por lo tanto se debe tener
caución en su manejo; adicionalmente los equipos empleados debe
de materiales resistentes a la corrosión.
Los hipocloritos líquidos son dosificados mediante el empleo de "
cloradores", los cuales son bombas de desplazamiento positivo, de
fragma o pistón como las indicadas en la figura 7.1, con eleme
resistentes a la corrosión del cloro.
Para hacer la dosificación de un hipoclorito, es necesario hacer una di
ción de la concentración inicial de cloro de 0.5 a 1.0 por ciento en peso.
11.3.4 Empleo de tanque con orificios flotantes
U n sistema rudimentario pero muy práctico, en el caso de soluciones
dividuales, es el empleo de un tanque en el cual se tiene un dosifica
que actúa por gravedad de tal manera que la carga hidráulica sobre
orificios permanece constante independientemente del nivel de la so
ción.
Este sistema se ilustra en la figura 11.4, en donde se observa que la d
de cloro puede variarse aumentando o disminuyendo la cabeza, H, so
el orificio.
11.4 EJEMPLO
DE DOSIFICACI~N
Condiciones de la dosificación:
Caudal = 13 L/s
Dosificación de cloro líquido: Penclorito 130 = 130 g/L
Preparación de una dilución para dosificación del 1% en peso.
Dosis de cloro = 1.5 mg/L (obtenida de un estudio de demanda de clot
Gasto de Penclorito
=
13 Lls x 1.S mglL x 86.4 = 1685 g C12 Id
Gasto de Penclorito
=
16"g C12id
130 g Cl2/L
=
1) Lid
ELEMENTOS
DE DISENOPARA ACUEDUCTOS
Al hacer la dilución paraI dosificación del 1% en peso, la onceni
será de 1.3 %/L.Entonces el caudal de la bomba dosificador puede
larse como:
1.5 mglL x 13 Lis
'=
1300mglL
ebido a que el consumo de agua de la población no es constante
sino que, por el contrario, varía según la hora del día, y dado que
el suministro es un caudal teóricamente constante (caudal máximo dia.rio), es necesaria la construcción de un tanque regulador que
amortigüe las demandas horarias.
La función básica del tanque es almacenar agua en los períodos en los
cuales la demanda es menor que el suministro de tal forma que en los períodos en los que la demanda sea mayor que el suministro se complete el
déficit con el agua almacenada inicialmente.
E n general, se puede establecer que las dimensiones de un tanque regulador se determinan para cumplir las siguientes funciones:
1. Compensar las variaciones en el consumo de agua durante el día.
2. Tener una reserva de agua para atender los casos de incendios.
3. Disponer de u n volumen adicional para casos de emergencia, accidentes, reparaciones o cortes de energía eléctrica (cuando haya un sistema
de bombeo).
4. Dar una presión adecuada a la red de distribución en la población.
Los tanques pueden ser construidos sobre el terreno (superficiales, semienterrados o enterrados) si se dispone de un desnivel topográfico adecuad o que permita el funcionamiento de la red de distribución bajo las
normas adecuadas de presión.
En el caso de no disponer de la condición topográfica anterior, se debe
proyectar un tanque elevado, teniendo en cuenta que esto implica un tanque de succión y una estación de bombeo, los cuales deben ser disefiados
para el volumeii horario demandado por la comunidad.
El material de cotistrucción del tanque ~ u e d eser concreto o nletal; su
forma puede ser rectai~gularo circular.
e
12.2.1 Tanque de distribución
Se tendrá un tanque de distribución cuando el agua llegue a éste antes de
llegar a la población. Este es el caso de los tanques indicados en las figuras 12.1 y 12.2.
12.2.2 Tanque de compensación
Este tipo de tanques se sitúa en el extremo opuesto de la entrada de agua
a la red de distribución, como se indica en la figura 12.3.
Almacenamiento
Figura 12.1 Tanque de distribución superficial.
En teoría la red de distribución resulta más económica si el tanque se
caliza en el centro de gravedad de la población; sinembargo, por razo
de espacio, estética y seguridad, lo anterior casi nunca es posible.
TIPOS
DE TANQUES
Población
C = Consumo
S = Suministro
I
I
Figura. 12.3 Tanque de distribución y de compensación superficial.
Como se observa en la figura 12.3, cuando el consumo es nulo la totalidad del agua llega al tanque de compensación a través de la red de distribución. Cuando el consumo iguala al suministro, no entra ni sale agua
del tanque, y cuando el consumo es mayor que el suministro la población será surtida tanto por la línea directa como por el tanque de compensación.
12.3.1 Tanque superficial
La siguiente es la disposición de las tuberías, válvulas y otros accesorios
en los tanques reguladores de compartimiento simple y doble.
Figura 12.2 Tanque de distribución elevado.
ADOR
219
La curva integral tiene las siguientes características:
a) La curva es siempre ascendente.
b) La ordenada en cualquier punto representa el consumo total hasta ese
momento.
c) La pendiente en cualquier punto representa el consumo instantáneo.
CAPACIDAD
DEL TANQUE
DE C)ISTRIBUC\ON
los datos de consumo de la población y su distribución horaria. Por lo
% Qdximo
1
1
diario
Hora
1
Figura 12.10 Curva integral del consumo de la población.
Figura 12.9 Curva de distribución horaria del consumo de la población.
son más uniformes; ocurre lo contrario en poblaciones grandes deb
la heterogeneidad de las costumbres.
12.4.1 Método de la curva integral
A partir de la curva de distribución horaria se define la "curva integral", tenie
en cuenta los valores del consumo acumulado en iin período de 24 horas.
Una vez determinada la curva integral del consumo se debe establecer la
curva del suministro, la cual depende del tipo de tanque que se tenga, de
si es un tanque alimentado por gravedad o por bombeo. Una de las características de la curva integral del suministro es que tiene pendiente uniforme, es decir que el suministro es constante entre intervalos de tiempo
característicos.
12.4.2 Cálculo de la capacidad del tanque alimentado por gravedad
La figura siguiente ilustra el caso de un tanque superficial alimentado por
gravedad. La línea ABCDE representa la curva integral del consumo y la
recta AE representa en este caso la curva integral del suministro, lo cual
indica que para un suministro constante, al final del período de 24 horas
se habrá entregado un volumen correspondiente al caudal máximo diario.
Inicialmente la pendiente de la curva de suministro es menor que la del
consumo; se presenta, pues, un déficit de agua entre los puntos A y B de
la figura 12.11.
12.4.3 Calculo de la capacidad del tanque elevado (alimentación
por bombeo)
Cuando se tiene un tanque elevado, la forma de alimentación usualmente
será por bombeo con empleo de dos tanques: el tanque de succión y
tanque elevado. La forma de operación del bombeo tiene implicaciones
económicas, ya que entre mayor sea el número de horas de bombeo menor será la capacidad del tanque, pero mayores serán los costos de operación del sistema de bombeo.
E n el caso de que el bombeo sea continuo durante el día, la determinación del volumen del tanque elevado será idéntica a ¡a del caso del tanque
superficial alimentado por gravedad.
continúa hasta el punto B del día siguiente.
O
2
4
6
'8
10
12
14
16
18
20
22
24
Hora
Figura 12.12 Curva integral del tanque elevado y del tanque de succión.
Por regla general, se puede establecer que el volumen del tanqu
suma de las máximas diferencias por encima y por debajo del su1
con respecto al consumo.
ximo sobrante.
En la figura 12.12 se muestra el caso del bombeo durante las 16 primeras
horas. La curva de suministro está representada por los segmentos A C
(durante el bombeo) y C D (no hay bombeo). Al igual que en el caso anterior, BB' representa el máximo déficit entre el bombeo y el consumo y
C C ' representa el máximo sobrante. Nuevamente, el volumen total del
tanque será la suma del máximo déficit y el máximo sobrante, representado gráficamente por V, (BB' + CC').
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARI
El volumen del tanque de succión es determinado invirtiendo las
decir que la demanda del tanque de succión será ahora la curva de
el suministro a este tanque se realiza de manera continua por gravedad.
caso particular de la figura 12.12, sólo se presenta un punto de máximo
cit (momento en e1 que se apaga la bomba) en el que el tanque estará
(punto C"). A partir de este momento el tanque de succión recupera s
lumen hasta llegar al punto D, momento en el cual estará completame
lleno. El volumen del tanque de succión está representado por V,.
En el caso de no disponer de la curva de consumo horario de la p
ción, se puede obtener el volumen del tanque de almacenamiento
zando unos porcentajes empíricos dados por diferentes normas:
El volumen del tanque de almacenamiento será en estos casos el m
valor entre:
a) 40% del consumo medio diario.
b) El 25% del consumo medio diario más el volumen necesario para ate
der un incendio de 2 horas.
La aplicación de esta norma puede llevar a la utilización de volúrne
excesivos; adicionalmente, no se contempla el caso de bombeo. En to
caso resulta más conveniente diseñar el tanque de almacenamie~itopor
método de la curva integral.
12.4.4 Volumen adicional para incendios
En poblaciones pequeñas es innecesario y antieconómico prever un vo
men adicional en el tanque de almacenamiento para satisfacer las nece
dades del volumen de agua requerido para atender satisfactorianlente
incendio. En el caso de ser necesaria la previsión de este volumen de
se debe tener en cuenta que la presión requerida en los hidrantes p
ser obtenida mediante bombas del cuerpo de bomberos.
U n hidrante debe descargar como mínimo 5 LIS y estar montado sobre
tubería de diámetro mínimo de 3 pulgadas. Por otra parte, el volumen
cional debe corresponder a un incendio de 2 horas de duración.
Para poblaciones entre 10000 y 20000 habitantes, un incendio se consi
ra servido por 2 hidrantes. Para poblaciones mayores de 20000 habit
tes, se debe prever la posibilidad de dos incendios simultáneos así:
incendio en zona industrial atendido por 4 hidrantes y otro incendio
zona residencial atendido por 2 hidrantes.
puede tomar un 25% a 30% de la suma de los volúmenes determinados
anteriormente para cubrir la demanda horaria y la demanda de incendios
de la población.
12.4.6 Dimensionamiento del tanque superficial
Luego de haber obtenido el volumen total del tanque se debe hacer un
predimensionamiento, el cual depende de consideraciones d e tipo económico:
a) A mayor profundidad, mayor será el costo de los muros perimetrales y
menor será el costo de las placas de fondo y de cubierta.
b) A menor profundidad, mayor será el costo de las placas de cubierta y
fondo y menor será el costo de los muros perimetrales.
Como guía de predimensionamiento, se puede emplear la siguiente relación empírica:
en donde:
h
= Profundidad (m)
V
= Capacidad (cientos de m3)
k
= Constante en función de la capacidad (tabla 12.1)
Tabla 12.1
Constante de la capacidad del tanque
de almacenamiento
V (cientos de m3)
K
12.4.5 Volumen adicional para emergencias
El criterio para la determinación del volumen adicional necesario p
atender emergencias depende de las condiciones de la localidad y del c
terio mismo del diseñador. Si se ha de tener en cuenta este volurnen,
D e la relación anterior se deduce que la profundidad mínima de un tanque de almacenamiento es de 2 m.
Tabla 12.2 Suministro por gravedad o bombeo continuo de 24 horas
;Q m d
140 i
/,
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
Hora
/
Cdumna No. 1:
Cdumna No. 2:
Cdumna No. 3:
Cdumna No. 4:
Cdumna No. 5:
Cdumna No. 6:
Cdumna No. 7:
Cdumna No 8
Intervalos de tiempo.
Consumo horario.
I: columna No. 2 C u ~ integral
a
del consumo.
100%/24 = Suministro horario continuo.
I:columna No. 4. Curva integral del suministro.
Columna No. 4 - columna No. 2 Déficit horario. +: acumula, -: descarga.
I: columna No. 6. Déficit acumulado. Se observan los puntos de máximo
(8.00%) y máximo sobrante (15.00%)). El volumen del tanque es la suma de
dos va9ies anteriores (23 00%)
V, 1 - columna No 6 Vdumen horar~odel agua en el tanque Suponlend
vdumen igual a cero para el punto de máxtmo déftcit (hora 20-21), se oMien
volumen máxtmo en el pinto de máximo sobrante (hora 56)
- Curva
Consumo - -Curva Suministro
l
1
Figura 12.14 Cálculo qráfico del volumen del tanque elevado
/
22
24
ELEMENTOS
DE DISENOPAPA ACUEDUCTOS
Y ALCANTA
Tabla 12.3 Tanque elevado. Suministro por bombeo
A ora
C (O!)
X C(%)
S (.A)
S(%)
A (S-C)
XA (S-C)
V
Hora
i
-
1 C u r v a Consumo ---CurvaSuministro
Columna No. 1:
Cdumna No. 2:
Cdumna No. 3:
Cdumna No. 4:
Cdumna No. 5:
Cdumna No. 6:
Cdumna No. 7:
Cdumna No. 8:
-
lntervalos de tiempo.
Consumo horario.
S columna No. 2. Curva integral del consumo.
100%18 = Suministro horario por bombeo.
S columna No. 4. Curva integral del suministro.
Columna No. 4 - columna No. 2. Déficit horario. +: acumula, -: descarga.
S cdumna No. 6. Déficit acumulado. Se observan Icu puntos de máximo
(-16.50%) y máximo sobrante (13.00%) los cuales corresponden e
ejemplo al inicio y finalización de la segunda etapa de bombeo. El volum
tanque es la suma de las dos valoras anteriores (29.50%).
Vn-1 cdumna No. 6. Volumen horario del agua en el tanque. S
vdumen igual a cero para el punto de máximo déficit (hora: 20-21),
volumen máximo en el punto de máximo sobrante (hora: 5-6).
-
-.
tlgura 12.15 Calculo grafico del volumen del tanque de succion
Tabla 12.4 Tanque de succión. Suministro por gravedad
Volumen del tanque
A) Volumen por consumo doméstico (consumo dia
1. Tanque superficial:
% consumo medio diario
Volumen del tanque
2. Bombeo tanque elevado:
% consumo medio diario
Volumen tanque elevado
Bombeo tanque de succión:
% consumo medio diario
Volumen tanque succión
= 23.00%
= 1132.74 x 0.23 = 260.53 m3
= 29.50%
= 1132.74 x 0.295 = 334.16 m3
= 41,67%
= 1132.74 x 0.4167 = 471.98 m3
B) Volumen para incendios (2 hidrantes de 5 L/s c/u. durante 2 horas):
Volumen para incendios = 2 x 2 x 3600 x 0.005 = 72 m3
C) Volumen de emergencia (25% de los dos anteriores):
1. Tanque superficial:
V = 0.25 ( 260.53 + 72 ) = 83.13 m3
2. Tanque elevado:
V = 0.25 ( 334.16 + 72 ) = 101.5 m3
D) Volumen total del tanque:
1. Tanque superficial:
Volumen = 260.53 + 72 + 83.13 = 415.7 m 3
2. Tanque elevado:
Volumen = 334.16 + 72 + 101.5 = 507.7 m'
Tanque de succión:
Volumen = 471.98 m3
Predirnensionamiento del tanque superficial
Cdumna No. 1:
Cdumna No. 2:
Cdumna No. 3:
Cdumna No. 4:
Cdumna No. 5:
Cdumna No. 6:
Cdumna No. 7:
I ntervalos de tiern po.
Bombeo de 8 horas diarias.
I: columna No. 2. Curva integral del consumo.
100%/24 =Suministro horario continuo.
I: columna No. 4. Curva integral del suministro.
Columna No. 4 - columna No. 2. Déficit horario. +: acumula, -: descarga.
I: columna No. 6. Déficit acumulado. Se observan Im puntos de máxim
(16.67%) y máximo sobrante (25.00%). El volumen del tanque es la sum
dcs valores anteriores (41.67%).
V,.l
- columna No. 6. Volumen horario del agua en el tanque. S
vdumen igual a cero para d punto de máximo déficit (hora: 19-20),
Volumen del tanque = 4,157 x 1o2 rn3
D e acuerdo con la tabla 12.1, la constante de la capacidad de a
miento del tanque es:
k = 1.8
Para una sección cuadrada el lado igual a 11.42 m probablemente resulte
ser muy ancho, por lo que sería mejor diseñar dos tanques, habida cuenta
ELEMENTOS
DE DISENOPARA
de que además
miento
mejor tener dos para realizar las labores
y la sección ser
8.79 m x 8.79 m con un borde libre de 30
e le da el nombre de "red de distribución" al conjunto de tuberías
cuya función es la de suministrar el agua potable a los consumidores de la localidad.
La unión entre el tanque de almacenamiento y la red de distribución se
hace mediante una tubería denominada "línea matriz", la cual conduce el
agua al punto o a los puntos de entrada a la red de distribución. Su diseño
depende de las condiciones de operación de la red de distribución tales
como trazado, caudal y presiones de servicio.
La red de distribución está conformada por tuberías "principales" y de "relleno". La red de tuberías principales es la encargada de distribuir el agua en
las diferentes zonas de la población, mientras que las tuberías de relleno son
las encargadas de hacer las conexiones domiciliarias. El diseño o cálculo de la
red de distribución se hace sobre la red principal; el diámetro de la red de relleno se fija de acuerdo con las normas pertinentes (por lo general es de 3" y en
condiciones especiales puede bajarse a 2" con previa justificación).
Además de las tuberías existen otros accesorios tales como válvulas de
control o de incendios, válvulas de purga, hidrantes, cruces, codos, tes,
reducciones y tapones.
Los materiales más comunes de las tuberías y accesorios son asbesto-cemento o PVC (Unión 2).Los diámetros dependen de las casas fabricantes, por lo cual hay que consultar los catálogos respectivos.
El trazado de la red debe obedecer a la conformación física de la población y por tanto no existe una forma predefinida. Hidráulicamente, se
d) E n ma
Es la forma más usual
de trazado de redes de
distribución. Se confor
man varias cuadrículas o
mallas alrededor de la
red d e relleno. Una malla estará compuesta entonces por cuatro tramos
. . .
principales.
1
1
l
I
I
1
-
-
I 1
liad Princtpsl
Red ds Relleno
Desde el punto de vista del funcionamiento hidráulico, los primeros dos tipos
de redes (de mayor a menor diámetro y en árbol) se denominan redes abiertas,
las redes en mallas son redes cerradas y las redes en parrilla son redes mixtas.
13.3.1 Caudal de diseno
a) Consumo máximo horario más denlanda industrial.
b) Consumo máximo diario más demanda industrial, más demanda por
incendios.
Para ciudades grandes, se recomienda diseííar considerando el caudal correspondiente a las condiciones más críticas como sería la suma de los caudales
máximo horario, demanda industrial y demanda por incendios.
Como se vio anteriormente, el caudal máximo horario se obtiene de afectar el caudal máximo diario por un coeficiente. Este coeficiente depende
de varios factores, entre ellos el tamaño y las costumbres, por lo que su
elección debe hacerse con s u ~ n ocuidado. A continuación se dan algunos
factores que pueden ser utilizados como guías.
- Población menor de 5000 habitantes:
f = 1.80
- Población entre 5000 y 20000 habitantes:
f = 1.65
- Población mayor de 20000 habitantes:
f = 1.50
Otros estudios han revelado factores mayores, como por ejemplo los
realizados en poblaciones africanas en donde:
3mo se observó en el capítulo anterior, el caudal de incendio se obtien
Para poblaciones menores de 10000 habitantes, es innecesario y
económico tener en cuenta este aporte en el caudal de diseño.
Para poblaciones entre 10000 y 20000 habitantes, se requieren do
drantes de 5 L/s cada uno para atender un incendio.
Para poblaciones mayores a 20000 habitantes, es necesario el funci
miento de 4 hidrantes en zona industrial y 2 hidrantes en zona resid
cial, con un caudal de 5 L/s cada uno.
13.3.2 Presiones de servicio
En lo posible, se debe mantener una presión de servicio en la red en
kg/cm2 y 5 kglcm2 (10 a 50 metros de agua).
Es importante seleccionar la presión mínima teniendo en cuenta la a
de las edificaciones que serán servidas. Para ello se puede emplear la
mula empírica deducida por el ingeniero Bernardo Gómez:
La forma como se dispongan las válvulas dentro de la red no es estándar e
influye grandemente en el presupuesto de la obra, ya que se trata de un
gran número de válvulas de un tamaño relativamente grande. La norma
estadounidense indica que las válvulas se deben colocar de tal manera que
se aísle un máximo de 2 tramos mediante el cierre de 4 válvulas como máximo. Según esta norma, la disposición de las válvulas sería similar a la indicada en la figura 13.5.
La aplicación de esta norma lleva a condiciones económicas muy desfavorables y la hace impracticable en el medio rural. Se puede entonces
modificar el concepto de tal manera que se aísle un sector y se permita
el suministro al resto de la localidad. Las válvulas van colocadas generalmente en las intersecciones de la red principal como se muestra en la
figura 13.6.
Para redes pequeñas (de una malla), puede ser suficiente la colocación de
una válvula a la entrada a la red.
P=1.2(3N+6)
en donde:
P
N
= Presión mínima (metros)
= Número de pisos
Los valores obtenidos de la ecuación anterior se consignan en la tabla 1
Si existen edificaciones de mayor altura, éstas deberán disponer de
pos propios para elevar el agua con la presión adecuada.
Tabla 13.1
Presiones mínimas de acueducto relativas al número
de pisos de las edificaciones servidas
Número de pisos
Presión mínima (m)
1
11.0
2
15.0
3
18.0
4
22.0
5
25.0
13.3.3 Válvulas
Se deben colocar válvulas de cortina a lo largo de la red con el fin d
der aislar sectores en caso de rotura de las tuberías o de incendios
guir suministrando el agua al resto de la población.
w Válvula
d Principal
-
Figura 13.5 Disposición de válvulas al aislar tramos de la red.
Red de Relleno
REDDE DISTRIBUCI~N
24 1
Se debe procurar pasar la tubería del acueducto por encima de las tuberías del alcantarillado y a una distancia horizontal de 3 rnetros. EII
caso de no poder cumplirse lo anterior, se debe dar una protección adecuada a la tubería del acueducto como por ejemplo su recubrimiento con
concreto.
Método de cálculo
E n el caso de mallas cerradas, el equilibrio hidráulico de la red puede
hacerse por cualquier método que permita el cierre o diferencia de presiones entre la entrada y la salida menor de 1 metro. Los métodos tradicionales de cálculo son Hardy-Cross y longitudes equivalentes.
Desarrollo f u t u r o
El diseño de la red deberá tener en cuenta la demanda futura de acuerdo
con los sectores de desarrollo contemplados en la planeación de la localidad. D e no tenerse una planeación del crecimiento, se debe suponer que
éste será uniforme alrededor de la población.
w
Válvula
13.4 CALCULO
HIDRÁULICO DE LA REDEN MALLA
Figura 13.6 Disposición de válvulas aislando sectores de la red.
.
.
13.3.4 Otras especificacíonea
Velocidad de diseño
Por lo general se debe diseñar con velocidades que estén comprendi
entre 0.9 m/s y 1.5 m/s. En zonas rurales se es más flexible y se ~ u e d e
señar con velocidades entre 0.4 y 2.5 m/s.
Válvulas de purga
Al igual que en las conducciones, se deben instalar válvulas de purg
todos los sitios bajos de la red.
Localización de la tubería
La tubería deberá tenderse a un lado de la calzada; en el caso de vías
portantes, podría pensarse en colocarla a ambos lados de la calzada.
13.4.1 Método de Hardy-C~OSS
Este método de cálculo, llamado también método de relajamiento o de
pruebas y errores controlados, supone que se han seleccionado previamente los caudales iniciales y los diámetros en los diferentes tramos de la
red. Por medio de un proceso iterativo, se corrigen los caudales de tal
manera que el cierre de la malla (diferencia de presiones entre un ramal y
otro de la red cerrada) no exceda un valor límite, que según la norma
debe ser menor de 1 metro, y se obtiene para las condiciones anteriores la
presión en cada uno de los nudos de las mallas.
Si la red mostrada en la siguiente figura se encuentra en funcionamiento,
la pérdida de carga a través de los nudos 1, 2, 3, 4 y 5 será exactarilente
igual a la ~ é r d i d ade carga ocurrida entre los nudos 1, 6, 7, 8 y 5. Como
inicialmente no se conocen los caudales reales, al suponer unos iniciales
esta diferencia de ~resionesserá mayor que la aceptable y será necesario
ajustar la hipótesis inicial de caudales. Se observa también en la figura que
a las pérdidas de carga se les asigna un signo de acuerdo con una convención que ha de ser respetada a lo largo de todo el proceso iterativo.
en donde los siguientes términos son constantes:
por lo tanto la ecuación 13.3 queda así:
y la pérdida de carga total será:
H=kLQn
llamando r = kL y reemplazándolo en la ecuación 13.6 se tiene:
La ecuación 13.7 indica la pérdida de carga total en un tramo cualquiera
para unas condiciones dadas.
Adoptando la convención de que las pérdidas de carga en el sentido horario son positivas y las antihorario negativas (como se indica en la figura
13.7), se debe cumplir que:
Como la hipótesis inicial de distribución de caudales no es correcta, la
ecuación 13.8 no se cumplirá. Es decir:
y reemplazando la carga total en el tramo, H, expresada en la ecuación
13.7 se tiene:
Para que la condición de cierre se cumpla, habrá necesidad de correg
caudales, manteniendo constantes los términos D, L y C. Entonc
ecuación 13.10 aueda así:
cuyo desarrollo por el binomio de Newton es:
13.4.2 Método de longitudes equivalentes
Con este método se pretende calcular el caudal real y el diámetro de un sistema de tuberías, dada una distribución inicial de caudales y unas pérdidas
de carga fijas. La distribución inicial de caudales se realiza de manera análoga al método de Cross. Las pérdidas de carga en cada uno de los tramos se
establecen de manera gráfica como se indica en el siguiente ejemplo de diseño.
El principio del método es el de reemplazar la red de tuberías existente
por una red hidráulicamente más sencilla, en la cual se determine el caudal en cada tramo, para luego regresar a la red real y determinar los diámetros correspondientes.
Tomando solamente los dos primeros términos del desarrollo, ya qu
potencias mayores de la corrección del caudal (si éste es pequeño)
despreciables, se tiene:
(Q+AQ)"-Q~+YZQ"-~AQ
y reemplazando este término en la condición de cie
sado en la ecuación 13.11, se obtendrá la corrección del caudal:
ir r ( Q n + n Q"-IAQ)
ZrQ"+irrnQ"-'AQ
=O
=O
CrQ"+nAQCrQn-'=O
(a)
v des~eiandoel término de corrección del caudal:
(b)
Figura 13.8 (a) Tubería original. (b) Tubería equivalente.
L o mismo que el método de Cross, el método de longitudes equivalentes
está basado en la ecuación de Hazen-Williams:
Finalmente la corrección del caudal será:
Cuando la condición de cierre se cumpla (ecuación 13.8 ó 13.1 l), 1
lla estará equilibrada hidráulicamente y los caudales obtenidos se
los reales.
Posteriormente se deberán verificar las presiones en cada uno de los n
dos teniendo en cuenta la presión mínima de servicio adoptada para el
seño mediante la ecuación 13.6. Igualmente, debe verificarse que
velocidades en los tramos cumplan la norma adoptada.
Si se tiene un tramo con caudal, diámetro, pérdida de carga total y rugosidad
dados, se supone un tramo equivalente con el mismo caudal y pérdida de
longi
carga total pero con un diámetro conocido, rugosidad diferente y longit
rente (ver figura 33.8). Las condiciones de este tramo equivalente serán:
Se puede demostrar de manera similar a la del método de Cross, que la
corrección del caudal será:
He=H ; Qe=Q
(13.27)
La tubería equivalente se supone arbitrariamente de 8" con una 1
dad de 100. Reemplazando la ~ é r d i d ade carga total, H, de la eec
13.8 en la condición de cierre anterior, se
s tendrá:
~ X ~ O -- ~ 3 L~ Q1 0~ - ~~ ~L ~ Q ~ ~ ~
CI 85
8s D487
~ 4 8 7
(100)' g5 (0.203)4s7
1.83
D
(13.28)
4.87
(m)
L=L.(&)
cierre anterior,
equivalente se
Una vez lograda Ia condición de cierr
ior, la malla equivalente
encuentra en equilibrio y los caudales serán
los reales.
reales.
:rán los
Se procede entonces a calcular el diámetro correspondiente a cada tramo
de la malla, despejando éste de la condición de igualdad de pérdidas
~ é r d i d a stotales entre la malla real y la malla equivalente (ecuación 13.20):
El diámetro anterior no corresponde a un diámetro comercial. Para obtener el diámetro o una combinación de diámetros comerciales se utiliza la
siguiente expresión:
~ é r d i d ade car
y reemplazando este valor en la expresión de la pérdida
(ecuación 13.18), se tiene:
L, = Ft L I + F2 LZ
1 85
C'
L, =
D4%'
en donde el subíndice 1 hace referencia al diámetro comercial inrnediatamente inferior y el subíndice 2 al diámetro comercial inmediatamente superior. La longitud en el diámetro con~ercialinmediatamente inferior será:
72 x 103
72 xX HH
(13.23)
Le = Fl Lt + F2 (L-LI)
185
sumatoria
Nuevamente, la condición de cierre de la malla será la sumatori
pérdidas totales en la malla, es decir:
ZH=O
Tabla 13.2
Esta condición se obtiene al fijar los valores de H en cada nudo dde
cc
Ila real. Como H es función de Le, según la ecuación 13.22, la co
de cierre se transforma en:
EL,% O
Si no se cumple la condición anterior, es necesario hacer la correcci
corre1
1; c
caudales de manera iterativa. Difiriendo del método de Gross, la
expresión:
ción de cierre está dada por la expresión:
IZLeI
5
(13.29)
4 87
O.lZ/LCl
249
13.4.3 Distribución de caudales iniciales
Tubería
flexible
Re@
incor
13.4.4 Trazado de la red principal
El trazado de la red principal se debe hacer teniendo en cuenta una
distribución del agua con respecto al área que se está abasteciendo.
nos factores determinantes son:
- Centros de masas:
portuarias.
Deben ubicarse los puntos en dond
de concentrarse la demanda anterior.
en el trazado de la red.
empírico, se debe procurar que el área servida internamente por un
1la sea aproximadamente igual al área externa ~ o r r e s ~ o i l d i e n t e .
13.5 CONEXIONES
DOMICILIARIAS
La conexión domiciliaria se hace a partir de la red secundaria de
consiste en una serie de elementos que permiten derivar el agua
el domicilio hasta la caja en donde se encuentra el medidor. D e est
t o en adelante, todas las obras son propiedad del dueño del domicil
El sistema i ~ ~ d i c a deno la figura 13.9 comienza con un collar de inc
ración o galápago montado sobre la tubería de la red; a continuaci
encuentra el r e g k r o de incorporación necesario para hacer la insta1
en tuberías que se encuentran a presión, el cual debe ser insertado
tubería con herramienta especializada. La tubería de la conexión e
lo general de cobre o plástico (puede hacerse en hierro galvanizado
este material es poco flexible y menos duradero).
Figura 13.9 Conexiones domicíliarias.
Posteriormente se encuentra el registro de corte que se utiliza cuando
hay necesidad de suspender el servicio por falta de pago. A continuación
se encuentra el medidor de agua que puede ser de dos tipos:
a) Medidor volumétrico: más sensible y más costoso.
b) Medidor de velocidad: menos sensible y menos costoso.
El diámetro de la tubería utilizada para la conexión domiciliaria depende
de la presión de la red y del uso del agua dentro del domicilio. El diárnetro mínimo es de 'hl'y el máximo puede llegar hasta 2 '/2''.
13.6 EJEMPLO
DE DISENO
La red de distribución proyectada es la que se muestra en la figura 13.10.
Las condiciones de diseño son las siguientes:
Caudal de diseño
Para efectos del cálculo del caudal de diseño, se considera una demanda
industrial localizada y para efectos del ejemplo de cálculo, se tomará en
cuenta la necesidad del caudal de incendios con 2 hidrantes (caudal de 5
L/s cada uno) funcionando de manera continua durante un período de 2
La demanda doméstica se determina a partir del caudal máximo diario
de los ejemplos anteriores de 13 L/s y para una población de diseño de
6293 habitantes, se toma un factor de mayoración del caudal máximo
diario de 1.8.
Alternativa No. 2:
Caudal máximo horario = 23.4 L/s ( 13 L/s x 1.8 )
Caudal industrial
= 0.8 L/s
Total
= 24.2 L/s
Alternativa No. 3:
Caudal máximo horario
Caudal industrial
Caudal de incendio
Total
= 23.4 L/s
= 0.8 L/s
= 10.0 L/s ( 5 L/s x 2 hid.)
= 34.2 L/s
Tomando el caudal de diseño como el mayor caudal obtenido de las tres
alternativas anteriores, se tiene entonces que:
Presión de diseño
Para edificaciones de hasta 2 pisos, se toma de la tabla 13.1 una presión
mínima de servicio de 15 metros.
Diseño de la línea matriz
La línea matriz o tubería de conducción entre el tanque de almacenamiento y la red de distribución funciona a presión como se indica en la figura 13.1 1 y tiene las siguientes características:
I
Figura 13.11 Línea matriz.
RED DE DISTRIBUCI~N
Material de la tubería:
Asbesto-cemento
C = 140
Clase de la tubería: 20
Cota del nivel de agua en el tanque
Cota de terreno del nudo 1 de la red
Cota piezométrica a la entrada de la red
Longitud de la conducción
J=--
L -
62'70-57'55
200
Tramo
1-2
253
Longitud propia (m)
Longitud alimentada (m)
300.00
300.00
= 42.55 + 15.00 =
= 0.0258 m/m
=
0.146 m = 5
f
En este diseño se toma el diámetro comercial superior y se dete
posteriormente la cota piezométrica final a la entrada de la red,
cionalmente se desprecian las pérdidas menores por accesorios. S
(0.152 m) se tiene:
I
H = J x L = 0.0208 x 200 =4.16 m
Cota piezométrica en el nudo 1 = 62.70 - 4.16 = 58.54
= 58.54 - 42.55 = 15.99 m
Presión en el nudo 1
Distribución de caudales en la red
Debido a la falta de un estudio de planeación de la población, y
Caudal a repartir
Figura 13.12 Hipótesis de distribución de caudales.
Longitud total (m)
600.00
Caudal (m3/s)
3.78
Tabla 13.3
Cálculo de las mallas por e l método d e Hardy-Cross
d
.
.
-
--
-
~rar&o
1-2
1-3
3-2
Diámetro
(plg)
Q(m3Is)
J(m/m)
300.00
424.26
300.00
6
8
6
-0.0142
0.0200
-0.0077
0.0036
0.001 7
0.001 2
75.8676
35.4594
45.3235
156.6504
-0.0077
-0.0125
-0.0044
0.0069
0.0012
0.0028
0.0029
0.0069
45.3235
68.1384
200.0526
296.9239
610.4384
300.00
300.00
300.00
6
6
4
4
7
-0.35
-0.85
-0.87
2.06
0.01
.
S U M AAQ
= = 0.0000
&___O-
/
Resultados definitivos
Tramo
Lonaitud Diámetro
(plg)
(m)
1*-2
3 4
300.00
..3.0000
~Q(rnYs)
H1Q
/
-
/
Q(m31s)
J(m/m)
0.0001
0.0001
0.0000
-0.0141
0.0201
0.0078
0.0036
0.0017
0.0012
0,0000
0.0000
0,0000
0,0000
-0.0078
-0.0125
-0.0043
0.0069
0.0012
0.0028
0.0029
0.0069
Caudal
(m3is)
0.0141
._
4_
00069
Velocidad
(m{-%
Pérd. Carga, H
(m)
0.77
---
086--
1.O7
-.
7 07
-
~levaci6n-~iezom&rica
nudo final
nudo final
41.60
40 50
- -*cota e111- -=
-
Tercera iteraci6n
H(m)
WQ
-1.07
0.71
0.35
0.00
AQ = O.(XX)O
-.
6
-
Segunda iteración
~(m)
-1.O8
0.71
0.35
SUMA=
-0.01
AQ = -0.0000
-
3-2
2-5
5-4
.
a
Longitud
(m)
Presión
(m)
57.47
15.87
56475854
_E_
1
-0.35
-0.85
-0.87
2.07
0.00
A 0 = 0.0000
1
75.6356
35.5362
45.4992
76.5897
45.4992
68.0658
199.441 1
297.4945
319.9219
AQ(mJ/s)
1
/
0.0000
0.0000
0.0000
0.0000
0.0000
0.0000
0.0000
.
1
.
1
d
7
-
4
REDDE DISTRIBUCI~N
258'
Observaciones del diseño
- El sentido de flujo del agua supuesto inicialmente se conserva en el
sultado final.
Las velocidades cumplen la norma de velocidad máxima igual a 1.5
- Las presiones de servicio cumplen con la presión mínima del pr
(15 m).
- Aunque bajo las condiciones iniciales la condición de cierre lnen
un metro (en términos del desbalance de pérdidas de carga en la m
259
13.6.2 Calculo de las mallas por el método
de longitudes equivalentes
La distribución de caudales es la misma que la utilizada en la solución de
Cross. D e manera diferente de la del método anterior, en el cual los diámetros de las tuberías se seleccionan previamente, en el método de longitudes equivalentes se debe seleccionar previamente la distribución d e
presiones sobre las mallas.
Distribución de presiones
Trazando una diagonal entre los nudos extremos (1 y 4), se divide ésta en
10 partes iguales, por lo que se tiene:
Cota piezométrica en el nudo 1 = 58.54 (presión = 15.99 m)
Cota piezométrica en el nudo 4 = 56.51 (presión = 16.00 m)
Carga hidráulica disponible
= 58.54 - 56.51 = 2.03 m
Dividiendo en 10 partes, la caída en cada subdivisión será de aproximadamente 20 cm.
La cota ~iezométricapara cada uno de los nudos de las mallas se obtiene
interpolando las cotas piezométricas de la gráfica anterior. La carga hidráulica disponible en cada tramo se obtiene de la diferencia de las cotas
piezométricas en los nudos inicial y final.
A continuación se presenta el cálculo hidráulico de la red y sus resultados
definitivos.
Tabla 13.4
Cálculo de las mallas por el método d e longitudes equivalentes
Primera iteración
Le/Q
01.8~~103
Le
H
US
,3
Tramo
1-2
1-3
Condiciones iniciales de iteración
Le
72 H
(m)
0.91
1.32
O(US)
-65.73
94.95
/
-17.10
17.10
0.1910
O. 191O
0.71
51.13
5.87
0.0265
SUMA =
/
0.1 sumator~a1 Le 1 = 420.86
Tramo
1-2
1-3
3-2
H
(m)
72 H
0.91
1.32
0.41
-65.73
94.95
29.21
1932.04
-344.53
AQ = -0.28
O*.ssx10-3
-12.28
21.92
10.48
O. 1036
0.3023
0.0772
SUMA =
1
0.41
0.91
0.20
0.71
-29.21
-65.73
-14.61
51.13
-10.48
-13.34
-5.20
6.09
[
20.13
29.07
2.87
2.87
1
-14.23
19.97
0.1360
0.2544
0.1 sumatoria 1 Le 1 =
135.62
-0.28
-634.55
314.12
378.41
57.98
AQ = 0.31
O(US)
51.65
14.33
36.1 1
102.10
1
1 suma Le 1 = 57.98
-378.41
-544.85
-692.29
1810.20
194.66
AQ = 0.21
5.60
0.1 sumator~a1 Le 1 =
Segunda leración
Le
0.0772
0.1206
0.0211
0.0282
SUMA =
0.1 sumatoria 1 Le 1 = 342.58
328.88
674.80
344.53
O(us)
0.1 sumator~a1 Le 1 = 132.71
3-2
2-5
5-4
3-4
-334.14
497.1O
( suma Le 1 = 1256.98
0.1 sumatorla 1 Le 1 = 194.53
3-4
Q(L/S)
01.asxi0 3
36.1 1
40.84
133.19
297.48
507.62
1 s u m a L e l = 19466
0.31
0.31
0.10
-11.98
22.22
10.58
-0.10
0.21
0.21
0.21
-10.58
-13.13
-4.99
6.29
0.1 sumatoria 1 Le 1 =
1-2
1-3
3-2
2-5
5-4
Longitud
(m)
Caudal
(Us)
Le
(m)
3M).00
424.26
300.00
300.00
300.00
11.91
22.29
10.62
13.11
4.97
664.96
306.14
371.84
560.87
746.42
Dihmetro
(m)
(")
0.15
0.19
0.17
0.15
0.14
5.82
7.34
6.56
6.03
5.69
L1
(m)
4
6
6
6
4
0.54
46.63
127.00
241.41
6.52
vt
(m/s)
1.47
1.22
0.58
0.72
0.61
1.95
1.95
1 suma Le ] = 389.89
1
0.49
1
Tercera iteraci6n
Oi.asx1o.a
Le
Le/O
0.0989
0.3101
0.0786
134.29
0.0786
0.1172
0.0196
0.0300
-1
-664.96
306.14
371.84
13.02
0.07
55.52
13.78
35.15
104.44
AQ(US
1
0.07
0.07
O. 04
1 suma Le 1 = 13.02
-371.84
35.15
-560.87
42.71
-746.42
149.56
1701.43
270.39
22.31
497.81
AQ = 0.02
338.06
1 suma Le = 22.31
1
R e s u l t a d o s definitivos
Tramo
AQ
33.94
18.69
2111.92
377.22
515.50
572.74
AQ = 0.49
370.83
1 suma Le 1 = 515.50
A0
0.1 sumatoria 1 Le 1 =
1
O0242
-483.16
373.22
D2
(*)
Lz
(m)
6
8
8
8
6
299.46
377.64
173.00
58.59
293.48
0.65
0.69
0.33
0.40
0.27
-0.04
0.02
O. 02
O.02
ADOS
zonas de alta contaminación atmo
ca, pueden contener algunos metal
sados y otros elementos químicos.
267
4. Colector principal:
5. Emisario final:
'EMAS DE ALCANTAR~LLADOS
Los sistemas de alcantarillado se clasifican según el tipo de agua que
duzcan, así:
1. Alcantarillado sanitario:
2. Alcantarillado pluvial:
3. Alcantarillado combinado:
Es el sistema de recolección dis
para llevar exclusivamente aguas
duales domésticas e industriales.
Es el sistema de evacuación de la
rrentía superficial producida por la 11
Es un alcantarillado que conduc
táneamente las aguas residuales
ticas e industriales) y las aguas lluvi
El tipo de alcantarillado que se ha de usar depende de las característi
tamaño, topografía y condiciones económicas del proyecto. Por ejemp
algunas localidades pequeñas, con determinadas condiciones topográfi
podría pensar en un sistema de alcantarillado sanitario inicial, dejan
aguas lluvias correr por las calzadas de las calles. La anterior condició
mite aplazar la construcción del sistema de alcantarillado pluvial hasta
problema de las aguas lluvias sea de alguna consideración.
El unir las aguas residuales con las aguas lluvias, es decir un alcarlt
combinado, es una solución económica inicial desde el punto de vi
la recolección, pero no lo será tanto cuando se piense en la solución
de saneamiento que incluye la planta de tratamiento de aguas i;esidua
que este caudal combinado es muy variable en cantidad y calidad, 1
genera perjuicios en los procesos de tratamiento. Se debe procura
tonces, hasta donde sea posible, una solución separada al problema
coilducción de aguas residuales y aguas lluvias.
6. Interceptor:
Capta el caudal de dos o más colectores
secundarios.
Conduce rodo el caudal de aguas residuales o ttuvias a su punto de entrega,
que puede ser una planta de tratamiento
o un vertimiento a un cuerpo de agua
como un río, lago o el mar.
Es un colector colocado paralelamente a
un río o canal.
14.1.2 Disposición de la red del alcantarillado
N o existe una regla general para la disposición de la red del alcantarillado, ya que esta se debe ajustar a las condiciones físicas de cada población.
A continuación se presentan algunos esquemas que pueden ser utilizados
como guías.
1. Sistema perpendicular sin interceptor
El sistema perpendicular sin interceptor es un sistema adecuado para
u n alcantarillado pluvial, ya que sus aguas pueden ser vertidas a una
corriente superficial en cercanías de Ia población sin que haya riesgos
para la salud humana ni deterioro de la calidad del cuerpo receptor.
14.1.1 Clasificación de las tuberías
1. Laterales o iniciales:
2. Secundarias:
3. Colector secundario:
Reciben únicamente los desagües p r
nientes de los domicilios.
Reciben el caudal de dos o más tube
iniciales.
Recibe el desagüe de dos o más tub
secundarias.
Figura 14.1 Esquema de un alcantarillado perpendicular sin interceptor.
5. Sistema en bayoneta
El sistema de alcantarillado en bayoneta es apropiado para alcanta
sanitarios en donde existan terrenos muy planos y velocidades m
de dirección mediante curvas de gran radio, aprovechando la deflexión
máxima permitida entre la campana y el espigo de las tuberías.
Los pozos de inspección son estructuras cilíndricas cuya unión a la superficie se hace en forma tronco-cónica. El diámetro del cilindro es generalmente de 1.20 m y en la superficie tiene una tapa de diámetro igual a 0.60 m.
Adicionalmente en la base del cilindro se localiza fa cañuela, la cual es la
encargada de hacer la transición entre un colector y otro. La tapa tiene
como fin permitir la realización de las labores de limpieza y mantenimiento general de las tuberías, asi como proveer al sistema de una adecuada ventilación, para lo cual tiene varios orificios (ver figura 14.7).
El cilindro y la reducción tronco-chica son construidos en mampostería
o con elementos de concreto, prefabricados o construidos en el sitio. La
cañuela es construida en concreto de 3000 psi.
En el inicio de un colector lateral o inicial se debe colocar un pozo llamad o pozo inicial.
La distancia máxima entre pozos de inspección es de 120 m, con el fin de
facilitar las labores de limpieza y la adecuada ventilación. En el caso de
que el cambio de dirección se realice con las mismas tuberías, se debe colocar un pozo en la curva si el radio de ésta es menor de 40 m, y dos pozos si el radio de la curva es mayor de 40 m.
Como se observa en las figuras 14.6 y 14.7, el diámetro del pozo puede
ser ampliado según la tabla 14.1:
Figura 14.5 Sistema en bayoneta.
TROS ELEMENTOS
DEL ALCANTARILLADO
La red del alcantarillado, además de los colectores o tuberías, está cons
por otras estructuras hidráulicas diseñadas para permitir el correcto fun
miento del sistema. Entre otras, se ~ u e d e nmencionar las siguientes:
Tubería principal
salida
,
,%
'-*;g&m
,
........
a
1. Pozos de inspección
2. Cámaras de caída
3. Aliviaderos frontales o laterales
4. Sifones invertidos
5. Sumideros y rejillas
6. Conexiones domiciliarias
14.2.1 Cambios de dirección en colectores
Los cambios de dirección se realizan generalmente mediante la estm
llamada "pozo de inspección". Sinembargo, es posible realizar un carn
l
i
Figura 14.6 Planta del pozo de ,nspección sin cambio de dirección para dirímetros de salicfa menores de 36"
Tabla 14.1 Diámetro del pozo según el diámetro de la tubería de salida
Diámetro del colector de salida
8"- 24"
Diámetro del pozo
1.20 m.
En las figuras siguientes se muestran los pozos de inspección utilizados para
los cambios de dirección siempre y cuando el diámetro de salida sea inferior
de 36". Cuando se tenga un diámetro mayor, se debe eniplear otro tipo de
pozos y se recomienda consultar las especificaciones pertinentes.
m\Tuberia
principal
de entrada
Figura 14.8 Planta del pozo de inspección con cambio de d~recciónpara diámetros de salida
menores de 36".
ADOS
275
14.2.2 Caída o cambio de pendiente
Siempre que exista un cambio de pendiente del terreno, debe proyectarse una estructura denominada "cámara de caída" cuya forma se ilustra
en las figuras 14.10 y 14.1 1. El requerimiento mínimo para el empleo de
la cámara d e caída es que exista una diferencia mayor de 0.75 m entre las
cotas de batea de las tuberías concurrentes y la de salida (norma de la
EAAB; otras normas indican 1.00 m de diferencia).
Tubería de
A
l
Figura 14.10 Planta de la cámara de caída.
La cámara de caída consiste en una tubería colocada antes de la llegada al
cilindro, cuyo diámetro se especifica en la tabla 14.2. Las deiiiás partes
constitutivas del pozo son las ya indicadas en la sección anterior.
Si el cambio de pendiente es demasiado fuerte e impide así que los colectores puedan proyectarse paralelamente al terreno, se deben colocar una
o varias estructuras de caída en serie. Con lo anterior se logra cumplir los
requerimientos de pendiente máxima (según la velocidad máxima) y profundidades mínimas a la clave del colector.
Debe aclararse que debido al aumento de la pendiente es posible que l-iidráulicamente se pueda reducir el diámetro del colector, lo cual en la
práctica no se hace; se debe entonces dejar el misnlo diámetro aunque resulte sobredimensionado.
Tabla 14.2 Diámetro de la cámara de caída en función
del diámetro de la tubería de entrada
Diámetro del colector de salida
Diámetro de la cañuela
14" - 18"
12
20" - 36"
16"
> 36"
Accesorio especial
Existen otras formas de cámaras de caída, que pueden ser utilizadas segú
la magnitud del caudal. Éstas se ilustran en las figuras 14.12, 14.13 y 14.14
14.3.3 Profundidad mínima a la clave de los colectores
Tabla 14.3 Coeficiente de rugosidad de Manning para diferentes materiales de las tuberías
Material de la tubería
La red de colectores debe estar diseñada de tal manera que las
n
Cloruro de polivinilo
ser de 1.0 m con respecto a la rasante de la calzada. Sinembargo,
adoptar 0.80 m para los colectores iniciales s
mas rurales es
y cuando el tráfico sea liviano.
14.3.4 Cálculo hidráulico de los colectores
Los colectores de cualquier tipo de alcantarillado se diseñan para
a flujo libre por gravedad. Sólo en algunos puntos específicos tal
los sifones invertidos, se permite el flujo a presión. Sinembargo,
ble el diseño de alcantarillados pequeños que trabajen a presi
otras condiciones de diseño, con un pretratamiento de las aguas
les que han de ser venidas al sistema de alcantarillado.
Tradicionalmente se diseña bajo condiciones de flujo uniforme, t
como base de cálculo la ecuación de Manning.
Concreto reforzado prefabricado
Gres o concreto simple
V=-=
0 2 1 3 S112
0.399 -
que en términos del caudal es:
en donde:
V
Q
= Velocidad media en la sección (m/s).
= Caudal de aguas (m3/s).
R
n
= Radio hidráulico (m).
S
= Pendiente de la línea de energía (m/m).
a) Con acabado especial de la superficie*
0.015
b) Sin acabado especial de la superficie
0.01 7
Conductos construidos en mampostería de ladrillo
0.016
Canales de concreto o revestidos en concreto simple o reforzado:
a) Con acabado especial de la superficie*
0.01 5
b) Sin acabado especial de la superficie
0.017
Canaletas o cunetas revestidas en concreto simple o ladrillo
0.017
Canales excavados en tierra
0.035
Canales excavados en tierra recubiertos con vegetación
0.027-0.050
Canales excavados en roca
0.035-0.060
Acabado tipo F4 de la norma C 22 "Estructuras de Concreto", de las normas de la Empresa de
Acueductoc y Alcantar~lladasde Bogotá
Se debe observar que el diseño de la red de colectores será diferente
para flujo subcrítico o para flujo supercrítico. D e todas maneras el flujo deberá ser estable y para ello el Número de Froude debe estar en el
rango:
el Número de Froude se calcula mediante la siguiente expresión:
NF=-
v
w
= Coeficiente de rugosidad de Manning
(ver tabla 14.3).
0.014
Conductos en concreto simple o reforzado fundidos in situ, de sección
circular, rectangular o en herradura:
*
~ 2 "~ $ 1 2
0.009
Asbesto-cemento
en donde:
H
(14.3)
= Profundidad hidráulica = área de flujo dividida
por el ancho de la superficie libre
(ver tabla 14.4).
Las condiciones reales de funcionamiento (velocidad y profundidad de la
lámina de agua) se determinan a partir de las relaciones hidráulicas obtenidas de gráficas o de la tabla
ADOS
283
14.3.5 Unión de los colectores
C o m o se indicó anteriormente, la unión de los colectores se hace niediante un pozo. Para realizar el empate de los colectores en el p o z o
existen varios criterios, a saber: 1 ) empate por la cota clave (cota superior de la tuberia); 2) empate por la cota de batea (cota inferior de la
tuberia); 3) empate por el 80% de los diámetros, y 4) empate por la línea d e energía.
D e los métodos anteriores, los más utilizados son el empate por cota clave (el más simple desde el punto de vista del cálculo), y el enipate por línea de energía. De estos dos, el más acertado desde el punto de vista
hidráulico es el empate por la línea de energía, aunque la escogencia del
método que se utilizará depende de la norma exigida para el proyecto.
Adicionalmente, el método de empate depende del régimen de flujo, pues es
diferente la metodología para el empate por línea de energía en régimen subcritico o supercrítico.
14.3.5.1 Empate por cota clave
Este tipo de empate es empleado para empatar colectores cuyo diámetro sea inferior a 36 pulgadas y cuyo régimen de flujo sea subcrítico.
Consiste en igualar las cotas claves de las tuberías de entrada y de salida; entonces la caída en el pozo es la diferencia de los diámetros de los
colectores.
de entrada
Figura 14.17 Empate de los colectores por cota clave.
Tubería
de salida
Para tener en cuenta la pérdida de energía producida en el pozo debi
cambio de sección, se puede dejar una caída en la clave, AH,, según el
metro del colector de salida, así:
D2 < 24":
1
AH,=z(D2-Di)
24" < Dz< 36":
3
AHc=?(Dz-Dr)
'
14.3.5.2 Empate por la línea de energía para flujo subcrítico
D~I
Tubería principal
de entrada
'TUbería
de
salida
,
1
Figura 14.18 Empate de los colectores por la línea de energía.
donde:
A$
en donde:
+AHc
=A
H,
AH, = Pérdida de energía por el cambio de dirección
AH, = Pérdida de energía por la transición
Pérdida de energía por cambio de dirección
= 0.2 para un aumento de la velocidad
= 0.1 para una disminución de la velocidad
Si el término AH, resulta negativo (K = 0.1), no se debe tener en cuenta
para el cálculo del término AHp. Tenerlo en cuenta equivaldría a elevar la
cota de batea del colector saliente, lo cual no se debe hacer bajo ninguna
circunstancia.
Tabla 14.5 Pérdida de energía por cambio de dirección. Para ángulos de deflexión de $0"
Régimen
rJD,
Subcrítico:
> 3.0
0.05
V12/2g
1.5 - 3.0
0.20
V12/2g
1 . 0 - 1.5
0.40
V,2/2g
6.0 - 8.0
0.40
V12/2g
8.0 - 10.0
0.20
V72/2g
> 10.0
0.05
V,2/2g
Supercrítico:
energía.
K
K
AHC
Pérdida de energía por la transición
Las pérdidas en una transición obedecen al aumento o a la disminu
de la velocidad debidos a un cambio de diámetro.
14.3.5.3 Empate por la línea de energía para flujo supercrítico
C o n flujo supercrítico, en general, se establece la sección de control a la
entrada de la tubería saliente, es decir que la capacidad de transporte de la
tubería es mayor que la capacidad de entrada a ésta.
en donde:
H, = Energía específica para las condiciones d e flujo
crítico.
-72
He
= Incremento de altura debido a las pérdidas. Su valor
se obtiene de la ecuación empírica siguieilte:
K
= Coeficiente que depende de la relación del diámetro
del pozo con el diámetro de la tubería saliente.
Se indica en la tabla 14.6.
El término de energía en condiciones de flujo crítico puede determinarse a,
partir de la siguieilte ecuación, conocida tatnbiéii coino el factor de sección:
en i)
D,,,
Q = A ~ =fi
- (8 - Sen B)l.5
0.5
\/g
32
Tabla 14.6 Coeficiente
K
Entrada sumergida
La entrada a la tubería d e salida es suinergida si:
es decir:
1
La caída en el pozo se determina a partir de:
en donde los términos han sido definidos anteriormente. Para efectos
cálculo, puede utilizarse la gráfica indicada en la figura 14.20.
Figura 14.20 Determinación de Hw.Debe afectarse por el coeficiente de la tabla 14.6.
omo se indicó en el capítulo anterior, el alcantarillado sanitario se
diseña para evacuar las aguas residuales de una población.
15.1 CAUDAL
DE DISEÑO
El caudal de aguas residuales de una población está compuesto por los siguientes aportes:
- Aguas residuales domésticas.
- Aguas residuales industriales, comerciales e institucionales.
- ~ g u a de
s infiltración.
- Conexiones erradas.
15.1.1 Caudal de aguas residuales domésticas
El punto de partida para la cuantificación de este aporte es el caudal medio diario, el cual se define como la contribución durante un período de
24 horas, obtenida como el promedio durante un año. Cuando no se dispone de datos de aportes de aguas residuales, lo cual es usual en la mayoría de los casos, se debe cuantificar este aporte con base en el consumo de
agua potable obtenido del diseño del acueducto. El resultado final es un
caudal en L/Ha.s para la población en general o para cada zona del estudio de planeación de la población.
El aporte medio diario para cada una de las zonas se expresa como:
CRxCxDxA
=
en donde:
Q
86400
= Caudal de aguas residu
CR = Coeficiente de retorno
C = Consumo de agua pot
S
D
A
= Densidad cfe
oblación de la zona, H a b I H a
= Área de drenaje de la zona, H a
La determinación de lac.á@ias da d s e h j e debe hacerse d e acuerdo con el
plano topográfico dela población y el trazado de la red d e colectores. El
diagonales
área de -dr~$jél2&G2rrtka$a& eole~r~4rskbk~e~&t~a~~ndb~las
o bisectrices soby)as,manz--- r i\
"1 ,
iP
15.1,l.I Coeficiente de retorno
Este coeficiente tiene en cuenta el hecho d e que no toda el a,cTuaconsu
da dentro del domicilio es devuelta al alcantarillado, p o r razón de s
múltiples usos como riego, lavado de pisos, cocina y otros. Se puede es
blecer, entonces, que sólo un porcentaje del total d e agua consumida
devuelta al alcantarillado. Este porcentaje es el llamado "coeficiente
retorno", el que estadísticamente fluctúa entre 65% y 85% (para la ci
dad d e Bogotá se adopta un valor de 85%).
2
<
15.1.2 Caudal índustrial
d
*)J
*o--*
2-
S
:
>iS<j
- JL*$t%L
<#:J
<:
*,r!c*a
J L -2*-*q7
Este%porre &i-d@asJ r3si&klesf~Bábe-.sér'l%I&do
@$&'cada caso en part i c d a r + y a q u e %ar-?a)dea h e r d o don elJti@& d t A a ñ i 3 ' d e la industria.
Para pequeñas industrias puede tomarse u n aporte m&; d e 1.5 L/s.IIa.
15.1,1.2Consumo de agua potable
El consumo d e agua potable p o r habitante fue determinado en el capítul
4 de este libro. C o m o otro parimcrro adicional de comparación, se tran
cribe a continuación la norma de la Empresa de Acueductos y Alca
llados de Bogotá:
15.1.4 Caudal institucional
Tabla 15.1
Consumo d e agua potable para la c ~ u d a dd e Bogotá
---Estrato socioeconómico
Bajo
Medio
Alto
Consumo (Lihab.d)
190
15.1.1.3 Densidad de población
La densidad d e población se define corno el número de personas que ha
bitan en una extensión de una hectárea. U n estudio de densidad d e p o b
ción debe reflejar su distribución de manera zonificada, la densid
actrial y la máxima densidad esperada, valor este último con el cual se
debe hacer la deter~njnacióndel caudal.
y según el tamaño de
La detl'sl'dad varia 'scgGrí ef e~tfato"sóeioe~onómico
la población. Para p o b l a c i ~ n e spequeñas, la densidad puede fluctuar entre
aciones rnayores o ciudades, la
ato y los usos d e la zona (resiegar a valóces del orden de 400
-
-
P.
e*
C o m o m e3ccasc~:delapwwilndus~ria1,-el aporte institucional varía d e
acuerdo cpn el r i ~ oy el tamaño de la institución, p o r lo q u e debe considwarse r;;adp caso 5 n particular. S i n ~ m b m g opara
,
instituciones pequeñas
I n c d i ~ a k e n ~ z o nr ae si d , e . i a i + ~ &
t e.m m- + e ua aporte medio diario
de 0.8 L / i . ~ a .
15.1.5 Caudal medio diario de aguas resfdugles
El aporte medio diario al alcantarillado sanitario resulta d e sumar los
n ind@st~iales,domerefd$s- r in;titucionales a
aportes d o m é ~ t i c o s " ~ t olos
1 caudaI ¿íe diseño de la red de colectores debe &orfqsponder al caudal
máximo horario. Este caudal se determina a paftir difactbres d e mayoración de1 caudal medio diario obtenido anteriormente, los cuales se seleccionan d e acuerdo con las caracterísrTc7;s p~ogiaddeI"a$*b%ación.
Para poblaciones pequeñas pueden e m p l e a r ~ elos factores d e Rabbit o de
Warmon. E n la5 ecuactonec 15.2 y 15l.3 se planrea el'caudaf k5xini0 horario en función d e Ea pobladión expresada en milesde habí~antes.
*
Babbit: Para poblaciones menores de 1000 habitantes.
I
I
Caudales Extremos (LJs)
Harmon: Para poblaciones mayores de 1000 habitantes.
gistros de caudales pic
Para ciudades grandes en donde
caudal de diseño corresponde al caudal máximo horario del día má
obtenido de gáficos similares al indicado en la figura 15.1 para la cz
J.. l2 - - - A L
Ut- UVgVLd.
15.1.7 Caudal de infiltración
Este aporte adicional se estima con base en las características de per
bilidad del suelo en el que se ha de construir el alcantarillado san
Este aporte puede expresarse por metro de tubería o por su equiv
en hectáreas de área drenada. A continuación se presentan algunos v
res de infiltración.
1
Condiciones
10
1o0
1,000
Caudal Medio (Us)
Tabla 15.2
Aporte de infiltración por longitud de tubería
Figura 15.1 Caudal de dlseño para la ciudad de Bogotá
Infiltración (Us.Km)
Alta
Medía
Baja
Tuberías ex~stentes
40
3.0
2.0
Tuberías nuevas con unión de:
- Cemento
- Caucho
30
20
1 .O
Además de cumplir las normas generales expuestas en el capítulo anterior
para alcantarillados
15.1.8 Caudal de conexiones erradas
Este aoorte oroviene ~rinci~almente
de las conexiones aue eauivocada
te se hacen de las aguas lluGas domiciliarias y de conexiones ciandestinas
El criterio de la Emoresa de Acueducto v Alcantarillado de Bogotá
"
de estimar este valor en un 20% del caudal máximo horario. Otro crite
puede ser el de adoptar un caudal entre 1 y 3 L/s.Ha.
Velocidad mínima: Los alcantarillados sanitarios que transportan aguas
residuales domésticas deben tener una velocidad mínima de 0.6 mls a
tubo lleno. Cuando las aguas residuales sean típicamente industriales, se
debe aumentar la velocidad 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 veiocidad máxima no debe sobrepasar el límite de 5.0 m/s, para evitar la abrasión de la tubería.
Tubería de gres= 5.0 m/s
Tubería de concreto= 4.0 m/s
15.1.9 Caudal de diseño
Corresponde a la suma de caudal máximo horario (aporte domistico,
dustrial, comercial e institucional), caudal de infiltración y caudal de
nexiones erraaas.
1
i
.ADO
- SANITARIO
-
i
299
-
1
1
V e h i d a d mínima (mis)
.
*
225 - 350
O 75
%
1 05
-
1
15;2.2 Djárnetrb Gjnirno
1
1
L'c-
r
<
i2iX
El &;metro míni&o9ars la red de colectores debe ser de 8 pulgadas (
centímetros), El diámetro, mínimo para las conexiones domiciliarias es
6 pulgadas (15 centímetros), aunque éste puede ser reducido a 4" en cas
en que la conexióp dgr~kiliariase realice con tubería PVC.
-
- -
15.2.3 Marnetro de diseño
Bajo la hipótesis de flujo uniforme, para la selección del diámetro
.+acpstumbra utihjzg la ecuación de Manning vista en el capítulo anteri
borde libre que permita la adecuada ventilación
Se debe asegur$;bri;n
-1
la tubería, pax m z ó n d e la alta peligrosidad de los gases que en ella
forman.
El diámetro se selecciona tomando como máximo la relación entre cau
de diseño y caudal a tiibo lleno (Q/Q,) dada en la tabla 15.4.
Lb""
d
--
Tabla 15.4
ción de QIQ, máxima para la selección del diámetro
(coeficiente de utilización)
Diámetro de la tubería
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:
h-di;
ctos del ejemplo de diseño del alcantarillado sanitario, se ha t o
mo base el sector superior (triangular) del ejemplo presentado e
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
lectores, se seleccionan los colectores iniciales y se numeran los pozos
niendo en cuenta la topografía del terreno. El procedin~ientoanterior s
ilustra en la figura 15.2.
"
i
i
Población de diseño
Área total de la población
Consumo de agua potable
Caudal promedio diario
:
:
:
:
6593 habitantes
13.5 hectáreas
215 L/hab.d
16.4 L/s
/
'
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.
A continuación sigue el cálculo hidráulico de la red de colectores con los
siguientes parámetros de diseño:
- Las normas que se deben
las indicadas en este capítulo y
en el caoítulo
14.
I
- El empate de los colectores en los pozos se realiza considerando la
cota clave, ya que se presumen diámetros menores de 36 pulgadas y
velocidades bajas.
- La profundidad mínima en los colectores iniciales es de 0.80 m y de
1.O0 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 continuación se hace una descripción, columna por columna, del cuadro de cálculo indicado en la tabla 15.5.
Columna 1: Numeración 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 nomenclatura de
la población (Cra. 2 entre calles 2 y 3).
Columna 2: Área parcial (hectáreas).
Corresponde 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:
ALCANTARILLADO
SANITARIO
As-9 = Apnrg.,
303
+ A7-8 + A5-8
As-?= 0.25 + 0.917 + 2.0 = 3.167 Ha
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
población sea la misma. En este ejemplo se supone q
toda el área tiene la misma densidad de población.
Columna 15: Diámetro comercial utilizado en pulgadas.
Se utiliza la columna 14 como guía para la selección del
diámetro, teniendo en cuenta la relación máxima de
QIQIImáxima 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 17: Caudal a tubo lleno en LIS.
Columna 6: Longitud de cada colector en metros.
Columna 7: Longitud acumulada de infiltración en metros.
Columna 8: Coeficiente de infiltración según la tabla 15.2.
Columna 9: Caudal de infiltración en LIS.
Columna 7 x Columna 8 /loOO. Se debe acumular el ca
da1 de infiltración. Por ejemplo, para el colector 3-5
tiene:
Qi3-5= Q83-5
+
Qil-3
Columna 18: Velocidad a tubo lleno en mls.
+ Qi2-3
Qz3-5= 100 x 0.6 + 141.7 x 0.6 + 100 x 0.6 = 0.205 L/s
Columna 10: Caudal de conexiones erradas en LIS.
Las conexiones erradas se suponen como un 20% d
caudal máximo horario.
0.2 x Columna 5.
Columna 11: Caudal de diseño del alcantarillado sanitario en LIS.
Columna 5 + Columna 9 + Columna 10
Columna 12: Pendiente del colector.
El valor anotado en esta columna se calcula inicialmen
te con 1.0 u 0.8 m de profundidad a la clave. Este valo
puede ser alterado posteriormente de acuerdo con la
condiciones hidráulicas obtenidas para el colector: rela
ción de caudales (Q/Qii) 5 coeficiente de utilización
Vii z 0.6 mls.
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 1Columna 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.
ALCANTARILLADO
SANITARIO
305
ELEMENTOS
DE DI
304
Columna 24: Lámina de agua en metros.
.,
Columna 72 x Columna 17
t
Columna 25: Energía específica en metros.
Columna 23 + Columna 24
Columna 26: Profundidad hidráulica en metros.
Obtenida de la tabla 14.4 a ~ a r t i de
r la relación Q/Q,.
gx[16]
Columna 27: Número de Froude.
22
F=.
Cota clave en 8 = 40.38 - h(0.51-0.41) = 40.33
Cota clave en 9 = 40.33 - 0.0010 x 100 = 40.23
Columna 31: Cota clave en el pozo final.
Se calcula a partir de la cota inicial menos la caída por
la end diente del colector en la longitud del mismo. El
cálculo ya ha sido ilustrado en los ejemplos anteriores
de cálculo para la columna 30.
Columna 32: Cota de batea en el pozo inicial.
Corresponde a la cota clave menos el diámetro.
Columna 30 - Columna 16
-\i&
Columna 33: Cota de batea en el pozo final.
Columna 3 1 - Columna 16
Columna 28: Cota de rasante en el pozo inicial.
Obtenida del plano topográfico.
Columna 29: Cota de rasante en el pozo final.
Obtenida del
Colector 8-9: D = 20" (0.51 m)
Al empatar de los dos colectores anteriores con el colector
8-9, se tiene:
lan no topográfico.
Columna 30: Cota clave en el pozo inicial.
Para los colectores iniciales se toma 0.80 m de ~ r o f u n d i dad 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:
Columna 34: Cata de energía en el pozo inicial.
Corresponde a la cota de batea más la energía específica
del colector.
Columna 32 + Columna 27
Columna 35: Cota de energía en el pozo final.
Columna 33 + Columna 27
.
Columna 36: Profundidad a la clave en el pozo inicial.
Corresponde a la ~rofundidaddel colector medida desde
la rasante hasta la clave del colector.
Columna 28 - Columna 30
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 = 41.20
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 - '/2(0.20-0.20) = 41.20
Cota clave en 4 = 41.20 - 0.0045 x 100 = 40.75
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 colecto-
Ejemplo de empate de los colectores 5-8, 7-8 y 8-9:
res 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.
Colector 5-8: D = 16" (0.41 m)
Cota clave en 8 = 40.38
Colector 7-8: D = 16" (0.41 m)
Cota clave en 8 = 40.38
ALCANTARILLADOSANITARIO
Figura l!5.4 Diseño final del alcantarillado sanitario. Planta.
307
Figura 15.5 Diseño final del alcantarilladosanitario. Perfiles.
16.1 C)ESCRIPCI~N
DEL SISTEMA
o n ~ ose 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. Ini.,
cial~nenteel agua es captada a través de los sumideros en las calles y las
conexiones domiciliarias, y llevada a una red de tuberías que van ainpliando 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 EVALUACI~N
DEL CAUDAL
DE DISEÑO
En general, puede ser empleado cualquier modelo de lluvia-escorrentía.
Para superficies menores de 1300 H a se recomienda utilizar el Método
Racional, dada su simplicidad. Sinembargo, para áreas mayores de 1300
H a se debería utilizar un modelo más apropiado a las características de la
cuenca, por ejemplo el método del hidrograma unitario, el método del
Soil Conservarion Service u otro método similar.
16.2.1 El Método racional
E s t e 4 m ~ d e j establece
o
que el caudal superficial producido por una preci.
>,- Te$:
* "
""
' " 2"
-"
">=*".""""e.
"""a
-
-
"*
-"
-m-
en donde:
Tabla 16.2
Frecuencia de diseño según el área drenada
Q . = Caudal superficial (L/s)
C
1
A
= Coeficiente de escorrentía (adimensional)
= Intensidad promedio de la lluvia (L/s.Ha)
= Area de drenaje (Ha)
Área drenada (Ha)
Menor de 3 Ha
Entre 3 y 10 Ha
Mayor de 10 Ha
16.2.1.1 Área de drenaje (A)
Para determinar el área de drenaje dentro de la ciudad, se procede de
nera similar a como se determinaron las áreas para el diseño del alca
llado sanitario, es decir, trazando diagonales o bisectrices po
manzanas y planimetrando las respectivas áreas aferentes a cada cole
En los casos en que alrededor de la población exista una cuenca
aporte un gran volumen de agua, se deberán
canales intercep
. . diseñar
.
con el fin de evitar que los colectores iniciales resulten excesiva
grandes.
Frecuencia ianosl
3
5
1O
Curva de Duraci6n-Intensidad-Frecuencia
Zona 2,Bogotá
Intensidad (L/s.Ha)
16.2.1.2 lntensidad de la lluvia (1)
Este valor es obtenido a través de un estudio hidrológico de la zon
cual se obtienen las curvas de intensidad, duración y frecuencia.
Es importante recordar que, de acuerdo con estas curvas, la intensid
inversamente proporcional a la duración y directamente proporcion
frecuencia de la lluvia. Para poder, entonces, obtener un valor de int
dad de la lluvia en la aplicación del método racional, es'necesario d
la frecuencia de la lluvia y su duración. En la figura 16.1 se indica
curvas de duración-intensidad-frecuencia para la ciudad de Bogotá.
Frecuencia de la lluvia
Tiempo (minutos)
En general, las frecuencia utilizadas varían entre 3 años, como mí
hasta valores del orden de 100 años. La escogencia de un valor depen
de varios criterios tales como la importancia relativa de la zona y el
que se está drenando. De esta manera, se indican algunos valores
pueden ser utilizados como guías para esta determinación en los tramo
tuberías del alcantarillado:
Tabla 16.1
Frecuencia de diseño en función del tipo de zona
Descripciónde 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-Frecuenciapara 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:
- Canales que drenen áreas mayores a 1000
Sección revestida en concreto:
Capacidad total:
Borde libre:
10 años
25 años
50 años
100 años
- Canales interceptores de aguas lluvias:
L,os canales interceptores mencionados anteriormente (se
16.2.1.l), cuyo desbordamiento ponga en peligro vidas hum
deben diseñarse para un período de retorno de 100 años.
Duración de la lluvia
Se puede demostrar que el caudal producido será máximo si la
de la lluvia es igual al tiempo de concentración del área drenada.
PO de concentración es el tiempo que tarda el agua en llegar desde
to más alejado de la cuenca hasta el colector o, en otros términ
tiempo requerido desde el comienzo de la lluvia para que toda el á
contribuyendo al colector en cuestión.
El tiempo de concentración puede ser dividido en dos: S) tiempo
centración inicial y 2) tiempo de recorrido en el colector. El tie
concentración inicial es considerado como aquel de recorrido en
ña, terreno plano, cunetas, zanjas y depresiones.
Este tiempo depende de las características de la superficie tales
pendiente y tipo de superficie, y oscila entre 10 y 20 minutos. El ti
de recorrido en el colector dependerá de la velocidad y longitud d
hidrograma mostrado en la figura 16.2.
Al caer una lluvia de duración igual a 10 minut
bre la isocrona de 10 minutos estará siendo
de finalizar el evento. El hidrograma produc
16.3.
Finalmente, al caer una lluvia de S5 minutos (igual al tiempo de conc
tración de la cuenca), al final del evento toda el área de la cuenca es
contribuyendo al caudal en el colector y se registrará el hidrograma
ximo indicado en la figura 16.4.
Si sobre la misma área ocurre una lluvia de mayor duración, por eje
de 20 minutos, no se incrementará el caudal pico del hidrograma
sino que se aumenta el volumen de agua producido (área bajo la cu
hidrograma).
5
10
15
20
25
30
T (mínutos)
/
Figura 16.2 Área de drenaje e h~drogramapara una lluv~ade 5 minutos de duración
l5
/
Caudal
1
1
5
10
15
20
25
30
T (minutos)
Figura 16.3 Área de drenaje e hidrograma producido por una liuv~acon 10 minutos de duraaón
Si a continuación del colector AB indicado ea 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 coIector AB sería de 15
minutos, mientras que la duración de diseño para el colector BC sería de
17 minutos.
E n la tabla 16.3 se dan algunas guías para la selección del coeficiente d e
escorrentía según las normas para alcantarillados d e la EAAB.
Tabla 16.3
Coeficientes de escorrentía típicos
Tipo de superficie
Coeficiente
- 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
- Areas residenciales con predominio de zonas verdes y
cementerios tipo jardines
- Laderas desprovistas de vegetación
Laderas protegidas con vegetación
-
Figura 16.6 Estimación del tiempo de concentración inicial.
Normalmente las manzanas o los sectc es n o están constituidos p o r un
valor único del coeficiente de escorrentía y p o r 10 tanto es necesario hacer u n promedio ponderado teniendo en cuenta el porcentaje de área cubierto p o r cada tipo de superficie que se esté drenando.
16.2.1.3 Coeficiente de escorrentía (C)
El coeficiente d e escorrentía tiene u n significado similar al del coefici
d e retorno en el cálculo del alcantarillado sanitario. N o toda el agua
via precipitada llega al sistema del alcantarillado; parte se pierde p o r f
tores tales como evaporación, intercepción vegetal, detención superfi
en cunetas, zanjas o depresiones, y p o r infiltración. D e todos los fact
anteriores, el d e mayor importancia es el d e infiltración, el cual es fun
d e la impermeabilidad del terreno y es p o r esto que en algunos casos S
llama coeficiente d e impermeabilidad.
La determinación absoluta d e este coeficiente es m u y difícil ya que e
ten hechos que pueden hacer que su valor varíe con el tiempo. P o r u
parte, las pérdidas p o r infiltración disminuyen con la duración d e la I
via debido a la saturación paulatina d e la superficie del suelo y, p o r
parte, la infiltración puede ser modificada d e manera importante p o
intervención del hombre en el desarrollo d e la ciudad, p o r acciones t
como la tala de árboles y la construcción d e nuevos sectores residencia
y comerciales.
Además d e cumplir los requerimientos dados en el capítulo 14, se deben
cumplir las siguientes iiornias particulares de los alcantarillados d e aguas
lluvias.
16.3.1 Velocidad
Velocidad mínima: La velocidad mínima requerida en los alcantarillados
pluviales depende de la norma exigida para el proyecto. L.a Empresa de
Acueductos y Alcantarillados de Bogotá especifica 1.0 m/s como velocidad mínima admisible. Otras normas (INSFOPAL o INAS) recomiendan valores menores, del orden d e 0.8 a 0.9 m/s.
Velocidad máxima: Para aguas con cantidades no significativas de sedimentos suspendidos, la velocidad máxima es función del material d e la
tubería como se indica en la tabla 16.4.
ALCANTARILLADO
PLUVIAL
321
m
.
42.55,.
Tabla 16.4
Velocidad máxima para tuberías de alcantarillados, mis
,-
4
1
Material de la tubería
coloidales
Ladrillo común
Ladrillo vitrificado y gres
.......
........
-
-
.
1
Concreto reforzado mayor de
280 kg/cm2y curado al vapor
Cloruro de polivinilo
16.3.2 Diámetro mínimo
El diámetro mínimo de la sección de alcantarillas pluviales es de 10
gadas (0.25 m).
16.3.3 Borde libre en los colectores
A diferencia del alcantarillado sanitario, en el cual hay que tener en c
ta el coeficiente de utilización, el colector debe estar en capacidad de
cuar u n 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 Emp
de Acueductos y Alcantarillados de Bogotá.
16.4 EJEMPLO
DE DISENO
DEL ALCANTARILLADO
PLUVIAL
El ejemplo desarrollado a continuación corresponde a la misma p o
ción utilizada en el ejemplo de diseño del alcantarillado sanitario (sec
15.3). Se han cambiado las cotas de terreno de los pozos 10 y E de ma
que se ilustre el cálculo en flujo supercrítico.
........
.....
...................
100 m
Y-*
Figura 16.7 Ejemplo de diseño del alcantarillado de aguas lluvias.
Para este sector se asumen los siguientes datos:
1. 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 9-10, las
cuales tienen un coeficiente igual a 0.6.
3. Para determinar la frecuencia de diseño se emplea el criterio de la
EAAB.
4. Para la determinación del tiempo inicial de concentración se adopta el
criterio de la Empresa de Acueductos y Alcantarillados de Bogotá, con
las siguientes condiciones:
Recorrido superficial en montaña:
Longitud = 120 m
Pendiente = 10%
Recorrido superficial sobre prado corriente:
Longitud = 40 in
Pendiente = 1%
Recorrido en cunetas:
Longitud = 50 m
Pendiente = 2%
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
de obtener un coeficiente de escorrentía compuesto como
sigue:
Colectores aguas arriba:
5-8:A = 2.000 Ha; C = 0.45
7-8:A = 0.917 Ha; C = 0.491
Colector 8-9:
C=
Columna 4:
Coluinna 5:
Columna 6:
Columna 7:
Columna 8:
Columna 9:
2.0 x 0.45 + 0.917 x 0.191
= 0.463
2.917
Incremento de área: corres
I área &rente del colector.
Coeficiente de escorrentía del área aferente al colector.
Sumatoria de A x C = [2] x [3] + [4] x [5]
Área total = [2] + [4]
Coeficiente de escorrentía compuesto = [6Yf7]
Tiempo de concentración total: en los colecto
corresponde al tiempo de concentración inicial.
más colectores corresponde al mayor valor de 1
de concentración de los colectores aguas
arrib
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 mo
10% y L = 120 m
Recorrido en prados: i = 1% y L = 40 m
V , = 0.08 mls TCPIcTdO
=
40
0.08 x 60
= 5.55 min
ELEMENTOS
Recorrido en cuneta: i = 2% y L = 50 m
V,=0.85m/s Tc,,
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:
0.85 x 60
Tiempo de concentración inicial:
Tco= 7.14 + 8.55 + 0.98 = 16.67 rnin
Tiempo de concentración total para el colector 2-4:
T, = 16.67 + 2.60 = 19.27 rnin
Tiempo de concentración total para el colector 3-5:
Corresponde éste al mayor valor entre los tiempos de
centración de los colectores 1-3 y 2-3.
T, 1-3
=
16.67 + 3.85 = 20.52 rnin
T, 2-3
=
16.67 + 2.54 = 19.21 rnin
T, 3-5
= 20.52
rnin
Columna 10: Incremento del tiempo de concentración: es e1 tiemp
tarda el agua en recorrer el colector correspondient
= [13] t [24]
Columna 11: Intensidad de diseño: Corresponde al valor de intensid
L/s.Ha, obtenido de la gráfica Intensidad-Duración
cuencia de la figura 16.1.
Como se indicó anteriormente, la duración de la lluvi
produce el caudal máximo es igual al tiempo de conce
ción de la cuenca (columna 9).
Por otra parte, la frecuencia de diseño se toma par
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 = [SI x [ l i l x ~ 7 1
Columna 13: Longitud del colector.
\\
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 fa columna 31 a la 3.1. 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 n o
existe un cambio de dirección, con respecto a la tubería saliente, no se tiene en cuenta este término. I-lc = 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:
Si la velocidad disminuye:
.. ' \
Columna 34: Pérdidas totales en régimen subcrítico: 1321 + [33]
Los cálculos indicados de la columna 35 a 38 son utilizad
dicado en la tabla 14.6.
Columna 36: Relación de tipo d e entrada:
0.319 x-
Q
B2.5
Columna 37: El término Hw/D encontrado a partir d e la columna ante
rior multiplicado por K. Por ejemplo para el empate c o n e
colector 10-E, se tiene:
H w I D = 0.63 (de la figura 14.20)
K = 1.3 (de la tabla 14.6)
K H w / D = 0.82
Columna 42: Cota d e clave en el pozo final: igual a la cota d e 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 d e batea en e1 pozo inicial: cota d e 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: [4t] - [IS]
Columna 44: C o t a de batea en el p o z o final: igual a la cota d e batea inicial
menos la caída en el tramo debida a la pendiente del colector: [43] - 1141 x 1131
Columna 45: Cota de energía en el pozo inicial: este valor corresponde a
la cota d e energía en el pozo final del colector principal entrante rnenos las pérdidas d e energía en el pozo: [46] - [%]
Para los colectores iniciales se toma el valor d e la cota d e batea mas la energía específica: [43] + [29]
Columna 46: C o t a de energía en el pozo final: igual a la cota d e energía en
el p o z o inicial menos la caída en el tramo debida a la pendiente del colector: [45] - 1141 x 1131
A continuación se presenta u n ejemplo de cálculo con todas las iteraciones necesarias para la realización del empate p o r la Iínea d e energía de los
colectores en el p o z o N o . 3.
Colector 1-3
Clave
rrespondiente a la obtención d e las cotas. Se comienza p o r
evaluar las cotas de energía según el empate p o r línea d e
energía y de allí se determinan las demás cotas del colector.
Columna 39: Cota d e rasante en el pozo inicial.
Columna 40: Cota de rasante en el pozo final.
Columna 41: Cota d e 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.
41.75
41.10
Tiempo d e concentración = 16.67 minutos
Intensidad para frecuencia de 3 años = 199.4 L/s.Ha
Caudal = 15 L/s
Diámetro comercial = 10" = 0.25 m
Velocidad real = 0.60 mís
Colector 1-3
1I
Punto
/1
Rasante
Clave
1
/
1
Cotas en
I
4255
41 25
cotas e n 3 1
1
4210
41 07
i
Tiempo de concentración = 16.67 minutos
Intensidad para frecuencia de 3 años = 199.4 L/s.Ha
Caudal = 15 L/s
Colector 2-3
Diámetro comercial = 10" = 0.25 m
Velocidad real = 0.61 m/s
/
Punto
/
Cotas en 1
1
Cotasen 3
1
41.50
41.64
1
4096
l
Batea
Energía
1
Para el empate d e los colectores en el pozo N o . 3, se define el 2-3 como el
colector principal entrante, ya que su diámetro y caudal son mayores que
los del colector 1-3.
Colector 3-5
Rasante
Clave
1
42.10
43.10
1
41.74
40.74
Tiempo de concentración = 20.52 minutos
Intensidad para frecuencia de 3 años = 181 .O L/s.Ha
Caudal = 81.5 LIS
1
!
La cota de energía a la salida del pozo No. 3 es entonces:
Energía
El diseño anterior, aunque está bien desde el punto de vista del ernpate
por la línea de energía en el pozo N o . 3, puede ser modificado para tener
en cuenta la cota de llegada al pozo No. 8, el cual, por pertenecer a la línea principal, es el que regula la cota de entrada de sus afluentes. Nótese
que la cota de energía del colector 7-8 (ya calculada previamente) es de
40.16, lo cual da la idea de que puede profundizarse el colector 3-5 cuya
cota de energía actualmente es de 40.59 en el pozo N o . 5. Adicionalmente
hay que realizar el diseño del colector 4-5 y hacer el ernpate en el pozo
No. 5 para tener la cota de energía definitiva por el ramal 1-3-5-8
C o m o se indica en el diseño final, la pendiente definitiva del colector 3-5
se aumentó a 0.42%, con lo cual se logran dos objetivos: 1) las cotas de
energía a la entrada del pozo No. 5 son aproximadamente iguales (40.54
en 3-5 y 40.53 en 4-5) y 2) se profundiza el ramal para tratar de llegar a la
cota de energía del colector 7-8 de 40.16 en el pozo N o . 8.
Figura 16.10 Diseño final del alcantarillado pluvial. Perfiles.
16.5 SUMIDEROS
DE AGUAS
LLUVIAS
..---
Los sumideros son las estructuras encargadas de recoger la escorrentía d
las calles. Se ubican a lado y lado de la calle y en la esquina aguas abajo d
cada manzana.
La entrada a la red del alcantarillado debe hacerse en los pozos de inspe
ción. Cada sumidero estará conectado directamente o a través de otro s
midero con el pozo respectivo por medio de una tubería cuyo diámet
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
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 utiliz
exclusivamente para alcantarillados combinados y tiene como finali
evitar la salida de gases al ambiente, que pueden producir malos olore
problemas sanitarios por la proliferación de mosquitos.
El sumidero sin sello hidráulico, indicado en la figura 16.12, es usa
para los sistemas de aguas lluvias en donde no existen problemas de ga
debido a la naturaleza del agua transportada.
El sumidero con desarenador es utilizado cuando se espera que exi
arrastre de arenas y10 gravas debido a la falta de pavimentación o a z
aledañas sin recubrimiento vegetal. Por otra parte, si la velocidad a
lleno en la tubería de conexión al pozo es menor de 1 rnls, se debe co
car también el desarenador.
El desarenador puede ser colocado en un sumidero corriente de c
mostrado en la figura 16.12, o puede cubrir el ancho total de la calza
como se indica en la figura 16.13.
Los sumideros con desarenador o con sello hidráulico requieren un ma
tenimiento intensivo con el fin de evitar la descomposición del mater
dentro de la caja, problema que es aun más crítico en clima caliente.
'mantenimiento consiste en una limpieza periódica y la adición de ac
quemado.
Figura 16.11 Sumidero con reja horizontal y vertical para alcantarillado combinado. Todas las
medidas están en metros.
Figura 16.12 Sumidero sin sello hidráulico y con desarenador para alcantarillado de aguas Iluvias. Todas las medidas están en metros.
Los canales son utilizados en combinación con las tuberías para la evacuación del agua lluvia. Su sección pue@ser rectangular o trapecial y
pueden ser abiertos o cerrados.
U n 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 10 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 diseña 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.
Borde Libre:
Canal abierto = 1.O m mín.
Canal cubierto= 0.5 m mín.
(il
Nivel del agua para
la sección compuesta
Revest~mrento
en grama
Revest~rn~ento
en concreto
t
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
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 (figura 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.
La sección trapecial de mayor eficiencia es medio hexágono regular
ra I A I h íh\\. la cual. debido a la fuerte inclinación de sus taludes, n o p
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)).
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.
16.6.2.1Análisis dimensional
Figura 16.16 Secciones hidráulicas más eficientes.
Para la sección hidráulica más eficiente y utilizando los elementos del ca
nal definidos en la figura 16.15, se tiene:
La ecuación utilizada en este diseño parte de las relaciones adimensionales en la ecuación de Manning, indicadas a continuación:
Dimensionalmente A5'3/P2'3 =
es decir que está en razón directa de
la potencia de 8/3 de una de las dimensiones lineales del canal.
Se puede entonces escribir la ecuación 16.10 como:
en donde:
b
A
P
= Ancho inferior del canal
= Área de la sección del canal
= Perímetro mojado
Haciendo algunas transformaciones matemáticas, se llega a las siguiente
expresiones en función del área y la pendiente del talud:
La ecuación 16.11 está en función de la dimensión D (altura de la Iám
E n función del ancho inferior, b, se tiene:
b 813 S 112
Q=K' x
n
en donde:
K'
= X8J3xK
La relación D l b puede encontrarse a partir de tablas similares a las
contradas en el Manual de Hidráulica de Horance Williams King, en f
ción de la pendiente del talud (1:m) y del factor de gasto (K o
Al igual que en la red de tuberías, se debe verificar el número de Froude
para determinar el tipo de flujo, recordando que la profundidad hidráulica en canales trapeciales es el área dividida por el ancho superior del canal. De manera similar, en la red de tuberías de los alcantarillados el
número de Froude debe ser mayor de 1.1 para régimen supercrítico y
111enor de 0.9 para régimen subcrítico.
en donde:
H
= Profundidad hidráulica = A
B
16.6.2.2 Velocidades máximas y mínimas
La velocidad mínima en los canales de aguas lluvias es de 1.0 m/s. La velocidad máxima se selecciona de acuerdo con el material en suspensión
transportado, según la tabla 16.4.
f 6.6.2.3 Pendiente de los taludes
A ~ 2 ' 3- Q
S112
A=(b+mD)D
R=
La pendiente del talud apropiada depende del tipo de suelo. Según Ven
Te C h o w se tiene:
Tabla 16.6
Pendiente del talud. (Vertical: Horizontal)
(b+mD)D
b+2~-
A R2l3=
[(b+ m D ) DI'')
( b + 2 D 4TGF)2'3
Para efectos de determinar el coeficiente de rugosidad de Manning en
sección compuesta concreto-grama, se puede usar la siguiente expresi
en función del perimetro mojado en concreto (PR) y del perimetro moj
d o en grama (PR):
Material
1: m
Roca
Arcilla con revestimiento en concreto
Tlerra con revestim~entoen piedra
Arcilla firme
Arena suelta
Limo arenoso o arcilla porosa
Casi vertical
1Y0.5 - 1:1
1:l
1 :1.5
1:2
1 :3
16.6.2.4 Curvatura
El radio de curvatura mínimo recomendado en función del caudal es el
siguiente:
Tabla 16.7
Radio de curvatura mínimo
en donde:
P,
P,
n,
n,
=2xdx\ll+m'
=P+2xBerna
= 0.035
= 0.014 a 0.017 (según tabla 14.3)
Q (m3/s)
R mín. (m)
20
15
10
5
1
< 0.5
100
80
60
20
10
5
La transición indicada en la figura 16.17 es una estructura utilizada para
hacer un cambio de seccicin que puede deberse a un cambio de pendiente
o a una adición de caudal.
El ángiilo máximo de la rransici6ii es de 12S0, con lo cual se puede definir la longitud de la transición, L, dados B1 y B2 así:
- 31
2L
3 2
tan (1 2.5") = -
l
l
Figura 16.17 Esquema de la translcrón
y despejando la longitud de la transición de la ecuación 16.21, se tiene:
L. = 2.255
x
(B2- 3 ) )
(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:
siendo:
K
= 0.2 para un aumento de la velocidad
K
= 0.1 para una disminución de la velocidad
Adoptando un ancho inferior del canal b = 3.0 m, se tiene:
de la tabla del Manual de Hidráulica de King, para K'=0.343 y m=1.5, se
tiene:
A = 213 Ha
c = 0.356
Tc= 35.8 min.
Los parámetros físicos del canal son:
A
= (b+
m D)D
= (3.0
+ 1.5 x
~=h+2~-=3.0+2x
1.13) x 1.13 = 5.29 m2
1 . 1 3 x m = 7 . 0 7 m
Figura 16.18 Ejemplo de diseño de un canal de aguas lluvias. Planta
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 : 1%
Coeficiente de rugosidad del concreto = 0.017
Coeficiente de rugosidad de la grama = 0.035
Sección entre K0+000 a K0+390
Área de drenaje = 213 H a
Impermeabilidad ponderada = 0.356
Tiempo de concentración a la primera entrada = 35.80 min
y las condiciones hidráulicas son:
Por lo tanto el régimen de flujo es subcrítico.
Sección completa para una frecuencia de 25 años:
Intensidad de la lliivia para 25 años = 198.4 L/s.Ha
Sección revestida en concreto para una frecuencia de 10 años:
Intensidad para 10 años = 172.4 L/s.Ha
El diseño de la sección se puede hacer por tanteos, verificando que la capacidad del canal no sea inferior a 15.04 m3/s.
El caudal anterior resulta adecuado para las condiciones d e diseño actuales. La sección definitiva válida entre el KO+000 y el K0+390 se indica en
la figura 16.19.
La altura total del canal, incluido u n metro d e borde libre, es:
Curvatura:
A
=R
(y)
tan - = 100 x tan -
= 36.4
m
Pérdidas en la curva:
El factor de corrección de K, para un ángulo d e deflexión d e 20" es d e
0.43 y p o r lo tanto la pérdida de energía es:
La caída en la curva es:
La pendiente del fondo del canal en la curva es:
Sección del K0+390 en adelante
y las condiciones hidráulicas son:
Área de drenaje = 213 + 173 = 386 H a
Impermeabilidad ponderada
. =
. 0.356
Tiempo de concentración de la segunda entrada = 35.80 min
T i e m ~ ode concentración del área drenada amas arriba por el can
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 L/s.Ha
Intensidad de la lluvia para 25 años = 193.4 L/s.Ha
- .
0 . 3 5 6 ~ 1 6 7 . 4 ~ 3 8 6_
_ _ -3 ,
Adoptando un ancho inferior del canal b = 3.8 m, 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:
de la tabla del Manual de Hidráulica de King, para K'=0.321 y m=1.5, s
tiene:
A,= A , + [(B + 2 ) + m d ] d = 8.27 + [(8.00 + 2 ) + 1.5 x 0.51 x 0.5 = 13.65 riz 2
El caudal anterior resulta menor que el caudal que debe transportar el
na1 (26.58 m3/s), por lo que se debe aumentar la-elevación de la sección
grama. Adoptando d = 0.65 m, se tiene:
A co~triniiaciónse indican las cotas de fondo, cresta y energía del canal,
hechos los eiiipares correspondieiitcs por la línea de energía.
7
I
KO + 160 (iniciación de la curva):
El caudal anterior resulta adecuado para las condiciones de diseño act
les. La sección definitiva válida del K0+390 en adelante se indica en la
gura 16.20.
KO + 163.91 (finalización de la curva):
La altura total del canal, incluido un metro de borde libre, es:
Transición
B1 = 6.38 m
B2 = 8.00 m
VI = 2.47 m/s
V2 = 2.78 m/s
KO + 390 (entrada a la transición):
Angulo de la transición = 12.5"
B2
- Bi
2 tan (12.5')
8.00-6.38
2 x tan (12.5')
,r
v las ~ é r d i d a de
s enereía ~ o cambio
r
de velocidad son:
Cota,,,
= 99.53+ 2.68 =
102.20
(2.471~
Cota,,,., grd = 99.53 + 1.13 + ---- - 100.97
2g
1
Figura 16.21 Perfil del canal
Abscisa
n sifón invertido es una estructura utilizada para pasar por debajo
de obstáculos que se pueden presentar en una conduccióii, tales
como canales, vías subterráneas, depresiones topográficas y otros.
omo se indicó anteriormente, el sifón es una de las pocas estructuras en
un alcantarillado en donde la conducción es a presión.
Figura 17.1 Apl~cacióndel sifón invertido.
Debido a los riesgos de obstrucción del sifón, es necesario colocar cán~aras 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.
P o r razón d e las variaciones d e caudal, en el colector d e entrada, es con
veniente colocar más d e una tubería (usualmente 3), d e manera q u e s
puedan cumplir en todo rnomento las limitaciones d e velocidad. Si
lizan 3 tuberías, éstas deben estar en capacidad d e transportar los
les máxirnos, medios y mínimos, respectivamente.
C o n el fin d e que el sifón funcione adecuadamente, es necesario que 1
tubería d e salida del sifón esté ubicada a una cota más baja que la d e la t u
bería d e entrada, con una caída p o r lo menos igual a las pérdidas d e ene
gía p o r fricción y accesorios a través del sifón.
Las figuras 17.2, 17.3 y 17.4, del ejemplo que a continuación se des
ilustran los principales elementos constitutivos del sifón.
La tubería d e llegada tendrá las siguientes condiciones d e lámina y energía según los diferentes caudales:
Caudal máximo:
Qmáxinio
Q-1.00
Qu -
= 5.84 m3/s
* -=
V11
1.041
*
V=1.68m/s
Condiciones de diseño
-
Longitud del sifón = 70.0 m
-
Tubería de entrada:
Caudal medio:
Diámetro
= 2.15 m
= 0.1%
Pendiente
Cota d e fondo (batea) a la entrada = 100.00
-
Tubería de salida:
Diámetro
Pendiente
-
= 2.15 nl
= 0.1%
Caudal mínimo:
Qniedio
Qniíiiiliio
3
V = 1.14
= Capacidad máxima del colector
= 2.5 m3/s
= 1.6 m3/s
v2= 0.86 + 0.07 = 0.93 m
E =d +-
- Tubería en concreto reforzado con n = 0.013
-
= 1.60 m3/s
v = 0.706
Qfi = 0.27 * Vil
Caudal de disefio:
Qniáximo
Qiiiíniriio
2g
Utilizar 3 tuberías para cada uno d e los caudales.
Pérdidas d e energía
Condiciones d e e n t r a d a
Para D = 2.15 m y S = 0.1%, utilizando la ecuación de Manning se
nen las siguientes condiciones máximas:
Los diámetros d e las tuberías serán calculados teniendo en cuenta las pérdidas d e energía p o r fricción (hf) y pérdidas menores (hm):
B) Se presenta el caudal medio = 2.5 m3/s:
Pérdidas menores:
ltem
K
Entrada
O 50
Salida
1 O0
Codos (2)
O 40
H, =
1 90 V212g
Q3=0
C ) Se presenta el caudal máximo = 5.84 m 3/S:
Pérdidas por fricción:
Q 1 = 1.60 m3/s
D e la ecuación de Manning se tiene:
42 = 0.90 m3/s
- QTnedro = 5.84 - 2.5 = 3.34 m3/s
4 3 = Q>nantno
~ á l c u l ode los diámetros de las tuberías
Para el cálculo de los diámetros se debe tener en cuenta que las pérdidas
d e energía p o r cualquiera d e las 3 tuberías sean aproximadamente iguales.
Adicionalmente se adopta una velocidad d e 1.2 m/s para todas las tuberías.
Pérdidas totales:
Tubería N o . 1 (Q,,,;,,,,):
Distribución de caudales
menor o igual al caudal medio y mayor que el caudal mínimo, la difer
cia entre éste y el caudal mínimo pasará p o r una tubería lateral, separ
dose el caudal p o r medio d e un vertedero lateral. C u a n d o se presente
caudal menor o igual al caudal máximo y mayor que el caudal medio
diferencia d e éste con respecto a w a l medio pasará p o r la tercera t u
ria, separándose el caudal por medio d e otro vertedero lateral. La eval
ción de estos caudales es como sigue:
A) Se presenta el caudal mínimo = 1.60 ml/s:
Q , = Q>nin,tn»
Qz=Qs=O
=
1.60 m3/s
\
Tubería N o . 2 (Qmcd,"):
'
J
SIFÓN INVERTIDO
V=
x4
x x (1
=
363
El vertedero trabajará ahogado con una sumergencia del 70%; por lo tant o la carga al otro lado del vertedero será:
l.i5m/s
ff'= 0.7 H = 0.7 x 0.25 = 0.17 m
Usando la ecuación dei vertedero rectangular en descarga libre:
Tubería No. 3 ( Q,,,,
Q = 1.83 L f l
):
= 1.83 x (0.25)' x
L = 0.228 x L
Para cualquier vertedero con descarga sumergida el caudal real se obtiene
a partir de la relación:
- sn)o 385
Q7e.i
-=
Q
D, = 1.80 m
en donde:
3'34
= 1.31 m/s
v=
x x (1.8)~
S
n
= relación de sumergencia
= exponente del vertedero = 1.5
Entonces:
0.228 x L
L
=
=1
-(
0.228 x 0.712
O )
= 5.54
O 385
= 0.712
m
-
energía la cota de batea de la tubería de salida es:
Vertedero No. 2 (Q,,,
,,, ,):
Cota batea a la salida = 100.00 - 0.23 = 99.77
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 (Qniedio):
Cota cresta vertedero =
Para caudales mínimos sólo funciona la tubería central diseñada para
caudal de 1.60 m3/s (caudal mínimo). El vertedero No. 1 funcionar
partir de caudales mayores del caudal mínimo y por 10 tanto la cresta
este vertedero estará a la misma cota que la lámina de agua para estas co
d'iciones:
'
La carga de diseño sobre la cresta del vertedero es:
Cota cresta vertedero =
100 + d,,,,
=
H = d ,,,,
100 + d,,,dl, = 100.00 + 1.11 = 101.11
-d,,,~10=1.97-1.11 = 0 . 8 6 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 =0.7H=0.7~0.86=0.60m
La carga de diseño sobre la cresta del vertedero es:
Usando la ecuación del vertedero rectangular en descarga libre:
H=d,,,dl, - d ,,,,,,,,= 1.11 - 0 . 8 6 = 0 . 2 5 m
Q=1.83Lf15=1.83x(0.86)L5xL=1.449~L
Figura 17.4 Corte transversal de la cámara de entrada al sifón invertido.
ARTURO, Lauro. Diseño bástco de acueductos y alcantarillados. 2 ed. Bog
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AZEVEDO NETTO, J.M. y ACOSTA ALVAREZ, Guillermo. Manual
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DA COSTA, José A. y FALCON MORENO, Eduardo. Manual
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DELGADO FERNANDEZ, Miguel. Obras hidráulicas, maqttinar
1974.
EMPRESA DE ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS
Normas de diseño, construcción y materiales de alcanta
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ETERNIT. Tubos a presión. Catálogo. s.1. : s.n. 19--?
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les para la construcczón de sistemas de acueducto
INSFOPAL, 1975.
KING, Horance Williani. Handbook of 17ydrault
1954.
Tabla 1.1
Tabla 1.2
Enfermedades hídricas.
Tipos de captación y conducción en sistemas
principales
cas.
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
industriales y con~erciales.
Consumo total en función de la temper
desarrollo socioeconómico.
Comparación de factores de mayoració
realizados en Colombia y en Africa.
5. FUENTES DE ABASTECIMIENTO
Tabla 5.1
Tabla 5.2
Tabla 5.3
Caudales mínimos y máximos según
del medidor Parshall.
Coeficientes de la ecuación de calibra
Factor rnul tiplicador para
medidores mayores de 1
S
6. OBRAS DE CAPTACION
Tabla 6.1
Porcentaje de interferencia de la producción de los
pozos.
12. TANQUE REGULADOR
Tabla 12.1
1
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 tuberia recta).
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
13. RED DE DISTRlBUCl
Tabla 13.1
Tabla 13.2
Tabla 13.3
Tabla 13.4
Tabla 14.1
Tabla 14.2
Tabla 9.2
Tabla 9.3
Clasificación del material en suspensión s
tamaño.
Viscosidad cinemática del agua.
Número de Hazen (VsíVo).
Tabla 14.3
Tabla 14.4
Tabla 14.5
Tabla 10.1
Tabla 10.2
Tabla 10.3
Tabla 10.4
Tabla 10.5
Tabla 10.6
Tabla 10.7
Diánietro de la válvula
Clases de tubería de as
Relación diámetro-espesor (RDE) para tuberías
en PVC (PAVCO Unión 2).
.
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.
Tabla 14.6
Tabla 15.1
Tabla 15.2
Tabla 15.3
Tabla 15.4
Tabla 15.5
Tabla
Tabla
Tabla
Tabla
10.8
10.9
10.10
10.11
Coeficiente de fricción, tg (Pmax.
Coeficiente experimental, C.
Relación de módulos de elasticidad del agua
y material de la tubería.
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.
14. ALCANTARILLADOS
9. DESARENADOR
Tabla 9.1
Constante de la capacidad del tanque
d e almacenamiento.
Suministro por gravedad o bombeo continuo
de 24 horas.
Tanque elevado. Suministro por bombeo.
Tanque de succión. Suministro por gravedad.
Diámetro del pozo según el diámetro de la tubería
de salida.
Diámetros de la cámara de caída en función
del diámetro de la tuberia de entrada.
Coeficiente de rugosidad d e 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.
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/Qo máxima para la selección
del diánietro (coeficiente de utilización).
Red del alcantarillado sanitario. Empate
de los colectores por cota clave. Flujo subcrítico.
16. ALCANTARILLADO PLUVIAL
Tabla 16.1
Tabla 16.2
Frecuencia de diseño en función del ti
Frecuencia de diseño según el área drenada.
ELEMENTOS
DE
Tabla 16.3
Tabla 16.4
Tabla 16.5
Tabla
Tabla
Tabla
Tabla
16.6
16.7
16.8
16.9
DISENOPARA ACUEDUCTOS
Y ALCA
Coeficientes de escorrentía típicos.
Velocidad máxima para tuberías de
alcantarillados, &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 d e curvatura mínimo.
Pérdidas de energía por cambio de dirección.
Corrección de la pérdida de energía por can~biode
dirección para ángulos de deflexión diferentes de 90".
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.
3. POBLACIÓN DE DISENO
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
y corte.
Reducción del caudal para nledidores
Tipos de vertederos según su forma.
Contracción lateral en vertederos.
ta
61
63
64
65
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) Corrcntómetro 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 quínlicos 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.
6. OBRAS DE CAPTACIÓN
Figura 6.1
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 niuro transversal.
Bocatoma lateral con bombeo, en planta y corte.
Bocatoma lateral por gravedad, en planta y corte.
Torre de captación.
Captación por sifonaniicnto.
Toma de fondo en ríos o lagos.
Estación de boinbeo flotante.
Estación de bombeo deslizante.
Bocatoma de fondo. Planta
Bocatonla de fondo. Cortc longitudinal
Bocatoma de fondo. Corte transversal
Captación a travts de la rejilla al canal de aducción.
Rejilla de captación.
Perfil del canal de aducción.
Cortes transversales en el canal de aducción.
Cortc de la cámara de recolección.
Vertedero de excesos en la cámara de recolección
cabezal de descarga.
Resultados del diseño. Planta.
Resultados del diseño. Cortc 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.
Figura 6.27
Figura 6.28
Figura 6.29
Pozo excavado con camisa en concreto.
Pozo hincado,
Pozos perforados. (a) Bombeo desde la superficie.
(b) Bomba sumergible.
109
110
11 1
7. BOMBAS Y ESTACIONES DE BOMBEO
Figura 7.1
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
Bombas de desplazai?iiento positivo. (a) Bomba de
pistón. (b) Bomba de diafragma.
Ariete hidráulico.
Ejemplo de aplicación del ariete hidráulico.
Elementos constitutivos de una bomba centrífuga.
Elctnentos 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 discño de la estación de bombeo.
Curva característica de la bomba y curvas de operación
del sistema.
8. CONDUCCIONES
Figura 8.1
Figura 8.2
Figura 8.3
Conductos prefabricados.
Conductos cerrados construidos en
Conducción bocatoma-desarenador. Corte
142
143
147
9. DESARENADOR
Figura 9.1
Figura 9.2
Figura 9.3
Figura 9.4
Figura 9.5
Planta del desarenador.
Trayectorias de partículas en el sedimentad
Ejemplo de diseño. Planta.
Ejemplo de diseño. Cortc longitudinal A-A.
Ejemplo de diseño. Corte transversal B-B.
-
iO. CONDUCCI~N:DESARENADOR TANQUE
Figura
Figura
Figura
Figura
Figura
Figura
Figura
Figura
Figura
10.1
10.2
10.3
10.4
10.5
10.6
10.7
10.8
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 1
Presiones de trabajo excesivas.
Cámara de quiebre de presión,
155
157
166
167
ELEMENTOS
DE DISENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARII
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 1020
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. (c) Corrosión.
Perdida 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.
11. CLORACI~N
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.
12. TANQUE REGULADOR
Figura 12.1
Figura 12.2
Figura 12.3
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 con~pensación
superficial.
Accesorios del tanque regulador superficial de
compartimiento simple.
Tanque regulador superficial. Detalle de accesorios de
salida.
Accesorios del tanque regulador superficial de
compartimiento doble.
Tanque elevado con una sola tubería para alimentaciói-i
y suministro.
JRAS
Figura 12.8
Figura 12.9
Figura 12.10
Figura 12.1 1
Figura 12.12
Figura 12.13
Figura 12.14
Figura 12.15
Tanque elevado con tuberías d e aliment
sunlinistro independientes.
Curva de distribución horaria del consumo
población.
Curva integral de1 consumo de la población.
Curva integral del tanque regulador con sunlinistro
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.
13. RED DE DISTRIBUCIÓN
Figura 13.1
Figura 13.2
Figura 13.3
Figura 13.4
Figura 13.9
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
Red de mayor a menor diámetro.
Red en árbol.
Red en parrilla.
Red en mallas.
Disposición de vál
Disposición de válvulas aislando sectores de 1
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 e1 método de Cross.
Distribución de presiones sobre las mallas.
Red definitiva
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 canibio 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".
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 14.17
Figura 14.18
Figura 14.19
Figura 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. Canibio 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.
Enlpate de los colectores por cota clave.
Empate de los colectores por la línea de energía.
Enlpate con flujo supercrítico.
Deterniinación de Hw.Debe afectarse por el
coeficiente de la tabla 14.6.
15. ALCANTARILLADO SANITARIO
Figura 15.1
Figura 15.2
Figura 15.3
Figura 15.4
Figura 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.
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.
Area de drenaje e hidrograma para una lluvia de 5
minutos de duración.
Area de drenaje e hidrograma producido por una lluvia
con 10 minutos de duración.
Area de drenaje e hidrograma para una lluvia de 15
minutos de duración.
Area de drenaje idfntica para dos colectores en
serie.
Estimación del tiempo de concentración inicial.
Ejemplo de diseño del alcantarillado de aguas
lluvias.
Coeficientes de escorrentía y áreas de drenaje de los
colectores.
Diseño final del alcantarillado pluvial. Planta.
Diseño final del alcantarillado pluvial. Perfiles.
Figura 16.11
Figura 16.12
Figura 16.13
Figura 16.14
Figura 16.15
Figura 16.16
Figura 16.17
Figura 16.18
Figura 16.19
Figura 16.20
Figura 16.21
Sumidero con reja horizontal y ve
alcantarillado combinado.
Sumidero sin sello hidráulico y con
alcantarillado de aguas lluvias.
Sumidero con desarenador a lo ancho d
Reja horizontal para suniidero.
Canal de aguas lluvias. Sección de diseño p
drenaje menores de 1000 Ha.
Secciones hidráulicas más eficientes.
Esquenia de la transición.
Ejemplo de diseño de un canal de aguas lluvias
Planta.
Sección definitiva entre K0+000 y KOt390.
Sección definitiva del K0+390 en adelante.
.
Perfil del canal.
17. SIFÓN INVERTIDO
Figura 17.1
Figura 17.2
Figura 17.3
Figura 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.
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
ciasificación 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 total 129, 132
Altura estática 128,131, 133,134, 135
de impulsión 128
de succión 128, 134
total 128, 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 8
81
ELEMENTOS
DE DISENOPARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
384
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
C
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 recolección 84,87,91,94,96,
148,168
Cambio de dirección 197,284
Canales 22, 60,67, 141,28 1, 3 11,3 13,
314, 337,339,341,357,
abiertos 141,337
de aducción 84, 85, 87,92,95
de aguas lluvias 31 1,313,337, 341
Canales de aguas lluvias 3 11,313,
337,341
frecuencia de diseño 337
pendiente del talud 323
radio de curvatura 341
sección hidráulica del canal 67,337
transiciones 343
Carga hidráulica superficial 156,
158,162
Caseta de cloración 195,196,204
Caudal
máximo diario 53,54, 56,75, 84,
91, 124, 141,211,219,224,237,
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
Cíoración 21,22,195,204
Cloro 21,203,207
gaseoso 205,206
sólido o líquido 205
Coeficiente
de escorrentía 31 1,318,319,321,
323
de retorno 293,294,300,318
de rugosidad de Manning 144,
280,281,301,317,340
Cólera 2 1
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
Darcy 101,128
Densidad de población 294,299,302
Desarenador
almacenamiento de lodos 154. 156.
cámara de aquietamiento 148, 154,
164,168
carga hidráulica superficial 156,
158,162
entrada 154
pantalla de entrada 163
pantalla de salida 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
Diámetro 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 67,100,18 1
Empate por cota clave 283,304
Empate por la línea de energía
entrada no sumergida 286
de bombeo'80
Exfiltracinn 143
$72
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 infiltración 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 Williams 178
Hepatitis infecciosa 20
Hidrantes 222,231,235,238,249
Hipoclorador 206
Hipoclorito
de calcio 205
de sodio 205
-
386
ELEMENTOS
DE D~SENO
PARA ACUEDUCTOS
Y ALCANTARILLADOS
Incendio 21 1,222,223,231,235,237,
238,249,250
Incrustación 178
Infiltración 23,26,293,296, 302,
3 18
Interceptor 267,269
Línea matriz 22,181,235,251
Lluvia
duración 31 4,3 16,325
frecuencia 31 2
intensidad 3 12,345,348
Longitudes equivalentes 132, 137,
241,245,247,258,261
M
Manantial 23,24
Man,iing 144,146,280,281,298,301,
302,317,339,340,358,360
Máquinas hidráulicas 115
Método Racional 31 1,312
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
Organismos patogenos 22,203,265
Ozono 203
P
Parálisis infantil 21
Parasitismo intestinal 20
Parshall60,62,205
Pérdida de carga 132,180,182,241,
243,245,246
localizada 18 I
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 lineal 37,39
crecimiento logarítmico 37,40
de diseño 29,45,53,91,249,299
métodos estadísticos 41
proyección 38,41,42,65,91
Poliomielitis 2 1
Pozo de inspección 270,273
Pozo húmedo 124
período de retención hidráulico
125
Pozos
barrenados o taladrados 108
evaluación 100
excavados 1O8
exploración 99
explotación 105
hincados 108
perforación hidráulica rotatoria
111
perforación por percusión 111
perforación por percusión
y rotación 111
perforados IIO,lI í
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
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
principal 235,239,248,254
trazado de la red 235,248,295,
298,299
Relaciones hidráulicas 147,281,282
Roca 185,281,341
Salmonella Paratyphi-A 20
.
34 8
de recorrido en el colector 31
inicial 314,317, 31 8, 323
Tipos de conducción
a superficie libre 141, 172
forzada 28,141,171,180
por sifonamien to 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
,
Sección hidráulica del canal 67,337
Shigella 20
Sifón invertido 357,364,365
Stokes 156,158
Sumideros 270,3 11,334,336
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 21 3
de compensación 2 13
Válvula
de ángulo 182
de compuerta 182,197
de control 176,235
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) 3 19
máxima (alcantarillado sanitario)
297
mínima (alcantarillado pluvial) 3 19
mínima (alcantarillado sanitario)
2 96
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
lateral 362
rectangular 64, 65
triangular 65, 66
Vibrio Comrna 21
Vida útil 33
Virus 213,21
Zanjas 25,26, 186, 188, 189,314,3 17,
318