Abastecimiento de agua potable

INGENIERIA HIDRAULICA

INFORMACION POBLACION CENSALN APELLIDOS Y NOMBRE 1940 1961 1972 1983 1993

1 BURGOS FLORES Nelson 3845 3361 5489 7630 92792 CARMONA MANTILLA Natividad 2950 5480 5249 7687 96513 CARRASCO JORDAN Jose 3104 5720 7624 7520 96784 CARUANAMBO RUDAS Paul 4420 6075 7860 9820 94675 CHUNQUE ALCANTARA Walter 3562 5487 7945 9863 129406 CHUQUILIN LOPEZ Julio 4080 3756 6792 7869 96377 HERNANDEZ REGALADO Jean 3595 5428 4857 7584 92488 QUISPE SANGAY Franklin 2800 3946 7854 7530 97649 ROMERO CUEVA Wilson 3756 5427 6789 8996 8670

10 TERAN GUEVARA Cesar 4262 6487 8545 10863 1315111 URTEAGA CACHAY Luis 4175 4008 6724 8124 997612 VASQUEZ PAREDES Luis 3600 5201 4820 6790 8900

CENSOS POBLACION

1940 40801961 37561972 67921983 78691993 96372007 13245

Diámetro de Tipo de Velocidad de Temperatura

Nº APELLIDOS Y NOMBRE la partícula (cm)floculadorfiltración ( cm/seg ) (°C)

1 BURGOS FLORES Nelson 0.0067 Horizontal 0.280 122 CARMONA MANTILLA Natividad 0.0200 Vertical 0.340 133 CARRASCO JORDAN Jose 0.0250 Vertical 0.350 144 CARUANAMBO RUDAS Paul 0.0089 Horizontal 0.520 155 CHUNQUE ALCANTARA Walter 0.0069 Vertical 0.290 166 CHUQUILIN LOPEZ Julio 0.0300 Vertical 0.360 177 HERNANDEZ REGALADO Jean 0.0080 Horizontal 0.320 188 QUISPE SANGAY Franklin 0.0072 Horizontal 0.300 199 ROMERO CUEVA Wilson 0.0350 Vertical 0.370 20

10 TERAN GUEVARA Cesar 0.0085 Vertical 0.330 2111 URTEAGA CACHAY Luis 0.0400 Vertical 0.380 2212 VASQUEZ PAREDES Luis 0.0090 Horizontal 0.110 23

Cajamarca, 15 Octubre 2012

TRATAMIENTO Y ABASTECIMIENTO DE AGUA

DATOS PARA CADA ALUMNO TE-1

DATOS PARA CADA ALUMNO TE-2

DATOS PARA ALMACENAMIENTOHORAS % DE CONSUMO

DE A BURGOS CARMONACARRASCO

0 1 0,610 0,500 0,400

1 2 0,250 0,500 0,300

2 3 0,390 0,500 0,300

3 4 0,470 0,500 0,450

4 5 0,750 0,850 0,670

5 6 0,600 3,500 2,500

6 7 4,000 5,000 5,100

7 8 8,600 8,200 8,150

8 9 6,500 7,600 6,680

9 10 4,900 5,200 5,950

10 11 7,600 6,800 6,850

11 12 6,500 6,000 6,000

12 13 4,950 5,200 6,900

13 14 5,950 4,800 5,850

14 15 6,450 5,800 5,850

15 16 7,650 5,400 5,500

16 17 6,500 5,300 5,400

17 18 5,800 5,400 5,450

18 19 6,500 6,200 6,100

19 20 4,100 5,100 4,650

20 21 3,400 4,000 3,450

21 22 3,900 4,000 3,800

22 23 2,500 2,100 2,150

23 24 1,130 1,550 1,550

TOTAL 100,000 100,000 100,000

INFORMACION POBLACION CENSAL2007134561295713521134791273113245130481286718624128431264813040

DATOS PARA ALMACENAMIENTO% DE CONSUMO

CARUANAMBOCHUNQUE CHUQUILINHERNANDEZ QUISPE ROMERO TERAN URTEAGA

0,540 0,480 0.585 0,520 0,440 0,440 0,560 0,600

0,400 0,450 0.480 0,420 0,420 0,360 0,410 0,470

0,380 0,360 0.450 0,420 0,420 0,380 0,440 0,460

0,870 0,560 0.450 0,400 0,420 0,380 0,420 0,450

0,800 0,640 0.660 0,680 0,700 0,720 0,740 0,620

2,800 2,000 2.900 2,700 1,400 1,500 2,100 2,300

5,200 4,300 4.400 4,500 5,000 4,700 4,800 4,900

8,200 8,250 8.300 8,350 8,400 8,450 8,500 8,550

6,700 6,800 6.900 7,000 7,100 7,200 7,300 7,400

4,860 5,850 5.745 4,750 5,100 5,720 5,300 5,400

6,700 6,750 6.800 6,850 6,900 6,950 7,000 7,100

6,050 7,100 6.130 6,200 6,200 6,300 6,330 6,400

6,700 5,350 5.500 6,860 6,500 5,250 5,300 5,350

4,900 4,950 5.000 5,050 5,100 5,150 5,200 5,250

5,900 5,950 6.000 6,050 6,100 6,150 6,200 6,250

5,600 5,700 5.800 5,900 6,000 6,100 6,200 6,300

5,500 5,600 5.700 5,800 5,900 6,000 6,100 6,200

5,500 5,550 5.600 5,650 5,700 5,750 5,800 5,000

6,150 6,260 6.250 6,300 6,350 6,400 6,450 5,500

4,200 5,250 5.300 4,350 4,400 4,450 4,000 4,550

4,000 4,550 3.600 3,650 3,700 3,750 3,800 3,850

3,850 3,900 3.950 4,000 4,050 4,100 3,150 3,200

3,200 2,250 2.300 2,350 2,400 2,450 2,500 2,550

1,000 1,150 1.200 1,250 1,300 1,350 1,400 1,350

100,000 100,000 100.000 100,000 100,000 100,000 100,00 100,000

% DE CONSUMOVASQUEZ

0,550

0,430

0,490

0,510

0,660

2,600

5,000

8,600

7,500

5,500

7,200

6,450

5,400

5,300

6,300

6,400

5,300

5,100

5,550

4,200

3,600

3,260

2,600

1,500

100,000

CALCULO DE CAUDALES DE DISEÑO

CALCULO DE LA TASA DE CRECIMIENTO

1.- Metodo Aritmetico

CENSOS POBLACION ka1940 40801961 3756 -15.43 211972 6792 276.00 111983 7869 97.91 111993 9637 176.80 102007 13245 257.71 14

136.79 Hab/año141.63 Hab/año210.13 Hab/año

2.- Metodo Geometrico

CENSOS POBLACION kg1940 40801961 3756 -0.0039 211972 6792 0.0539 111983 7869 0.0134 111993 9637 0.0203 102007 13245 0.0227 14


3.-Metodo de Interes Simple

CENSOS POBLACION r1940 40801961 3756 -0.0038 211972 6792 0.0735 111983 7869 0.0144 111993 9637 0.0225 102007 13245 0.0267 14


∆t

ka = Tasa de Crecimiento

kap

ka1 es negativoka1 es cero

ka1 no existe

∆t

kg = Tasa de Crecimientokgp

kg1 es negativokg1 es cero

kg1 no existe

∆t

r = Tasa de Crecimientokrp

kr1 es negativokr1 es cero

kr1 no existe

4.- Metodo de Interes Compuesto

CENSOS POBLACION r1940 40801961 3756 -0.0039 211972 6792 0.0553 111983 7869 0.0135 111993 9637 0.0205 102007 13245 0.0230 14


En la tabla Nº 1: Periodo de Diseño Según el Metodo Interes CompuestoPeriodo de Diseño = 15 años

CALCULO DE LA POBLACION FUTURA:

1.- Metodo Aritmetico 3.-Metodo de Interes SimplePOBLACION POBLACION

2007 13245 Hab. 2007 13245 Hab.2012 14296 Hab. 2012 15532 Hab.2027 17448 Hab. 2027 23577 Hab.

2.- Metodo Geometrico 4.- Metodo de Interes CompuestoPOBLACION

2007 13245 Hab. POBLACION2012 15223 Hab. 2007 13245 Hab.2027 23113 Hab. 2012 15231 Hab.

2027 23163 Hab.

15532 Hab.23577 Hab.

CALCULO DE DOTACIONESDotacion Domestica

PROMEDIO

Dia 1 (Lunes) 1463.5 17 86.0986.47 Lts/dia/habDia 2 (Miercoles) 1510.4 17 88.85

Dia 3 (Viernes) 1435.9 17 84.46Dia 4 (Sabado) 1640.3 17 96.49 96.49 Lts/dia/hab

Dia 5 (Domingo) 1607.9 17 94.58 94.58 Lts/dia/habPROMEDIO FINAL = 92.51 Lts/dia/hab

DOTACION DOMESTICA= 2181133.7 Lts/dia

∆t

r = Tasa de Crecimiento

krp

kr1 es negativokr1 es cero

kr1 no existe

De acuerdo con los datos encontramos anteriormente elegimos como Poblacion de Diseño, a la que ha sido encontrada por el Medoto de Interes Simple ya que esta el la mayor.

Pactual(2012) =Pdiseño(2027) = Pf =

GASTO MEDIDO (Lts)

Nº DE HABITANTES

DOTACION (Lts/Hab)

Dotacion de Otros Usos

UNIDADES UNIDADES DOTACION TOTAL UNIDADES

Jardin (x2)1500 1500 personas 50 Lts/dia por persona 75000 Lts/dia

4780.4 3800 m2

Escuela (x2)1500 1500 personas 50 Lts/dia por persona 75000 Lts/dia

4780.4 3800 m2

Colegio (x2)1500 1500 personas 50 Lts/dia por persona 75000 Lts/dia

5007.8 4000 m2

Universidad1500 1500 personas 50 Lts/dia por persona 75000 Lts/dia

7396.4 6000 m2 Cine 200 200 asientos 3 Lts/dia por asiento 600 Lts/dia

Gimnasio 4200 3000 m2 30 Lts/dia por m2 90000 Lts/diaDiscoteca 4200 3000 m2 30 Lts/dia por m2 90000 Lts/dia

Restaurants 1800 1400 m2 40 Lts/dia por m2 56000 Lts/diaHotel 50 50 dormitorios 500 Lts/dia por dormitorio 25000 Lts/dia

Centro Comercial 1800 1500 m2 6 Lts/dia por m2 9000 Lts/diaOficinas 1800 1500 m2 6 Lts/dia por m2 9000 Lts/dia

Estacionamiento 960 960 m2 2 Lts/dia por m2 1920 Lts/dia

500 500 espectador 1 Lts/dia por espectador 500 Lts/dia

Hospital60 60 camas 600 Lts/dia por cama. 36000 Lts/dia

3252 2200 m2 Cementerio 4210.6 3300 m2 4 Lts/dia por m2 13200 Lts/diaComisaria 5000 4000 m2 6 Lts/dia por m2 24000 Lts/dia

Municipalidad 3600 3000 m2 6 Lts/dia por m2 18000 Lts/diaMercado 6763 5000 m2 15 Lts/dia por m2 75000 Lts/diaIglesia 5 5 personas 90 Lts/dia por persona 450 Lts/dia

Estadio8000 8000 espectador 1 Lts/dia por espectador 8000 Lts/dia

3594.3 3594.3 m2 Grifo 3 3 surtidor 300 Lts/dia por surtidor. 900 Lts/dia

28423.6 28423.6 m2 2 Lts/dia por m2 56847.2 Lts/dia

DOTACION TOTAL = 814417.2 Lts/dia

CALCULO DE LA DOTACION PERCAPITA

DOTACION PERCAPITA

Q1 = 2181133.7 Lts/dia 72.81 %Q2 = 814417.2 Lts/dia 27.19 %

QT = Qm= 2995550.9 Lts/dia

Dp.c. = 127.06 Lts/dia

CANTIDAD TOTAL

CANTIDAD UTIL

DOTACION UNITARIA

Plataformas Deportivas (x2)

Areas Verdes (parques y otros)

NOTA: En el area total, ademas de los parques, se esta considerando otras areas verdes que se encuentran como por ejemplo en: el jardin, en la escuela, en el colegio, en la universidad, en la municipalidad, en la comisaria, y en otros establecimientos.

Q1 = Caudal que se consume en el uso domesticoQ2 = Caudal que se consume en el otros usos

CALCULO DE LA DENSIDAD POBLACIONALDensidad Actual

Donde: Da = Densidad Actual Pa = Poblacion Actual Aa = Area Actual

Pa = 15532 hab.Aa = 30 haDa = 517.7 hab./ha (Multifamiliar, según el R.N.E.)

CALCULO DEL AREA DE EXPANSION URBANA

Donde:

Pf = Poblacion Futura Pa = Poblacion Actual Df = Densidad Futura

Pf = 23577 hab.Pa = 15532 hab.Df = 517.7

15.5 Ha

10 Ha

Entonces la Densidad Futura sera:

Donde:10 Ha

Pf = Poblacion Futura = 23577 hab. Pa = Poblacion Actual = 15532 hab. Df = Densidad Futura

Df = 804.49 hab./Ha

VARIACIONES DE CONSUMO

1.31.8 (Pob. > 10000 hab.)2.5 (Pob. < 10000 hab.)

AE.U. = Area de Expansion Urbana

hab./Ha (Consideramos que Df = Da)AE.U. =

Asumimos: (Puede ser cualquiera que sea mayor que 8 Ha)AE.U. =

AE.U.= Area de Expansion Urbana =

K1=K2=

CALCULO DEL CAUDAL DE DISEÑO

Caudal Medio

Donde: Qmedio = Caudal medio Pdiseño = Poblacion de Diseño Dp.c. = Dotacion Percapita

23577 Hab.127.06 Lts/dia

2995550.86 Lts/dia/Hab.34.67 Lts/seg

Caudal Maximo Diario

Donde:

Qmedio = 34.67 Lts/seg1.3

Qmax d = 45.07 Lts/seg

Caudal Maximo Horario

Qmax h =

Como la Densidad Poblacional es Multifamiliar, entonces:

Donde:

Qmedio = 34.67 Lts/seg1.8

Qmax h = 62.41 Lts/seg

K3= K2 (Densidad poblacional multifamiliar)K1 * K2 (Densidad poblacional unifamiliar)

Pdiseño = Dp.c. =

Qmedio =Qmedio =

Qmax d =Caudal maximo diario Qmedio = Caudal medio K1 = Coeficiente de variacion

K1 =

K2 =

Qmax h =Caudal maximo horario Qmedio = Caudal medio K2 = Coeficiente de variacion

K2 = Para PD > 10000

DISEÑO DE CAPTACIONES

Qmax d = 45.07 Lts/seg

para cubrir la demanda de agua requerida (Qmax d), y tambien se realizara el diseño de un manantial lateral y un manantial de fondo solamente; pero tenemos que tener en cuenta que en la realidad se tiene que realizar el diseño de cada manantial de forma diferente.

Caudales de diseño:Manantial Lateral: Qmax ≤ 1 lts/seg Manantial de Fondo: Qmax ≤ 5 lts/seg

Asumimos el caudal de diseño de cada uno de los manatiales:Manantial Lateral: Q = 0.73 Lts/seg

Manantial de Fondo: Q = 3.85 Lts/seg

Consideramos el Caudal maximo de aforo como el 10% mas.Manantial Lateral: Qmax aforo = 0.803 Lts/seg

Manantial de Fondo: Qmaxaforo= 4.235 Lts/seg

Calculo de manatiales necerarios para satisfacer la demanda (Qmax d):

Manantial Q (lts/seg) Número Qtotal (lts/seg)Lateral 0.73 9 6.57De Fondo 3.85 10 38.5

Total : 19 45.07

I .- CAPTACION DE MANANTIAL LATERAL

1.1. Caudal de Diseño:Q = 0.73 Lts/seg

1.2. Diseño del Material Filtrante:Teniendo en cuenta la condicion de BERTRAM:

Donde:

Suponemos que los datos encontrados en el analisis granulométrico son:

0.002 mm

0.350 mm

Nota: En esta ocasión vamos a asumir que existe suficiente cantidad de manantiales laterales y de fondo como

Nota: para el diseño se considera el 90% del caudal maximo aforado.

d15Filtro = Diametro de la abertura del tamiz que pasa el 15%

d85Filtro = Diametro de la abertura del tamiz que pasa el 15%

d15 =

d85 =

�_(15 ) _(85 ) �� /� �� <4 ó _(15 ) _(15 ) � �� /� �� >5

Cálculo de los diámetros de los estratos del filtro:

Filtro I:

1.225 mmPor lo tanto se utilizara material de Filtro I, arena gruesa de (1-2 mm)

Filtro II:

7.35 mmPor lo tanto se utilizara material de Filtro II,grava media de (5-30 mm)

Filtro III:

44.1 mmPor lo tanto se utilizara material de Filtro III,grava gruesa de (30-70 mm)

Según la Ley de Darcy las características del filtro de agua a través de filtros formados por materiales granulares tenemos:

Q = K*A*IDonde:

Q : Caudal de afloramiento del manantialK : Coeficiente de permeabilidad (m/seg)A : Área de la sección transeversal del filtroI : Gradiente hidráulico

h1 y h2 : Pérdidas de energía sufrida por el flujo en el desplazamiento LL : Longitud total del filtro

1.3. Coeficiente de Permeabilidad (K) para cada estrato Asumimos los valores de K para cada estrato:

0.5 cm/seg10 cm/seg

100 cm/seg

Por razones prácticas de construcción consideremos los siguientes espesores para cada estrato:

d15Filtro I = d85 Suelo * 3.5

d15Filtro I =

d15Filtro II = d15Filtro I * 6

d15Filtro II =

d15Filtro III = d15Filtro II * 6

d15Filtro III =

Arena Gruesa: K1 =Grava Media: K2 =

Grava Gruesa: K3 =

0.30 m0.30 m0.40 m

La Lonitud Total del Estrato es:

L = 1.00 m

Asi mismo consideramos el gradiente hidraulico igual a la pendiente del terreno, sabiendo que es igual a:

i % = 15%

Como la direccion del flujo es perpendicular a los estratos, utilizamos la siguiente fórmula y hallamos: Permeabilidad Promedio Total:

seg/cm

Donde:Kv : Permeabilidad total y perpendicular al estrato.K c : Permeabilidad de cada estrato.b c : Ancho de cada estrato.L : Longitud total de los estratos.

1 / Kv = 0.634 seg / cmKv = 1.577 cm / segKv = 0.0158 m / seg

Asumimos los siguientes elementos del filtro:

Profundidad del Filtro: 0.75 m

2.30Arena Gruesa

0.301.85

Grava Media0.30

1.40Grava Gruesa

0.400.80

0.5 cm/seg10 cm/seg

100 cm/seg

1.4. Chequeo de cada estrato:

b1 = b2 =b3 =

L = b1 + b2 + b3

Arena Gruesa: K1 =Grava Media: K2 =

Grava Gruesa: K3 =

Para observar si se presenta el fenomno de Tubificación del material filtrante, es decir: i > 30%

Estrato I - Arena Gruesa: Hallamos una sección promedio

c

c

v K

b

L

1

K

1

2.30 1.85 0.75 1.5562

Según la Ley de Darcy, tenemos:

Donde:

0.005 m/seg

0.000803 I = 0.103197 No hay Tubificación

1.85 1.40 0.75 1.2192


Donde:

0.1 m/seg


1.40 0.80 0.75 0.8252


Donde:

1 m/seg


1.5. Chequeo para toda la Estratificación:Hallamos una sección promedio:

2.30 0.80 0.75 1.1632


A 1 = m2

K1 =

Qaforo = m3/seg< 0.3

Estrato II - Grava Media: Hallamos una sección promedio

A 2 = m2

K2 =


Estrato III - Grava Gruesa: Hallamos una sección promedio

A 3 = m2

K3 =


A 3 = m2

++

x+

++

x+

++

x+

++

x+

IAKQ

IAKQ

IAKQ

Donde:

0.0158 m/seg


1.6. Cálculo del caudal capaz de atravesar por la estratificación:

0.0158 m/seg

A = 1.163 I = 15%

0.00275039

2.75 Lts/seg

Entonces, los espesores de los estratos del filtro son suficientes para filtrar el caudal máximo aforado:

Qmax aforo = 0.803 Lts/seg < 2.75 Lts/seg

1.7. Cálculo de la carga sobre el orificio de ingreso:Es recomendable que:

≤ 40 cm

Pero:

Kv =


Kv =

m2

Qf = m3/segQf =

Qf =

H = h1 + h

f

IAKQ

IAKQ vf

2g49.1

2

1

Vh

Donde:H = Carga sobre el orificio

Carga para producir la velocidad de pasaje

Pèrdida de carga disponibleV = Velocidad de pasaje en los orificios , se recomienda (0.50 - 0.60) m/seg .

como máximo.g = gravedad (9.81 m/seg2)

Asumimos : V = 0.55 m/seg

0.023 m

Se recomienda que:

30% del espesor del filtro (L)

0.30 m

Entonces: H = 0.323 m < 0.4 m

1.8. Cálculo del área y número de orificios:Para el càlculo usaremos la fòrmula de orificios para paredes delgadas:

Qmax aforado = Cd *A*VDonde:

Qmax aforado = Caudal máximo aforadoCd = Coeficiente de Descarga (entre 0.6 - 0.82)V = Velocidad de Pasaje (entre 0.50 - 0.60 m/seg)A = Area de orificio (m²)

Qmax aforado = 0.000803Cd = 0.65 AsumidoV = 0.55 Asumido

A = 0.002246

Considerando orificios de diámetro de 1'', es decir, diámetro menor al diámetro del material del Filtro III.

4.41 cm 2.54 cm

Luego:

Area de un orificio:

a = 0.000507

1.9. Cálculo del número de orificios:Se recomienda usar diametros menores o iguales a 2", si se obtuvieran diamtroa mayores sera necesario aumentar el numero de orificios:

h1 =

hf =

h1 =

hf =

hf =

m3/seg

m2

d15Filtro III = > 1 pulg =

m2

2g49.1

2

1

Vh

2

4 menora

a

A n

Donde:n = número de orificiosA = área del orificioa = área calculada de un orificio

n = 4.43n = 5

1.10. Cálculo del Volumen Almacenado (Va)

Donde:

Q = Caudal del manantial lateral ( m3 /seg)

3 min (asumido)180 seg

Q = 0.00073

Va = 0.1314Va = 131.4 Lts

Ahora asumimos las siguientes medidas para la caja de captacion:

H = 0.40 ma = 0.60 mb = 0.80 m

Hallamos el volumen total:

Vt = H*b*a

Vt = 0.192

Como: Vt > Va

0.192 > 0.131

1.11. Cálculo del diámetro de salida de la tubería de conducción a la camara de reunión (D):Lo trataremos como orificio y será calculado con la siguiente formula:

Donde: Q = Caudal del manantial lateral ( m3 /seg) Cd = Coeficiente de Descarga (entre 0.6 - 0.82)

g = gravedad = 9.8 H = Carga sobre la tuberia

Pero:

orificios de Φ 1''

Va = Volumen almacenado (m3)

Tr = Tiempo de Retención (3 - 5 min)

Tr =Tr =

m3/seg

m3

m3

m3

Acnd =Área del conducto ( m2 )

m/seg2

ra T x Q V

2gH x A x C Q cndd

ba

Va H

H = 0.27 m

Q = 0.00073Cd = 0.65 Asumido

0.000485

D = 0.02484 mD = 0.97794 pulg

Redondeando D = 1 pulg 1.12. Cálculo de la tubería de desagüe o limpieza:

Esta tubería debe evacuar un caudal igual al máximo aforado del manantial; más el volumen almacenado en la cámara húmeda en un tiempo determinado.

Donde:

Va = t = tiempo de salida ( seg )

Va = 0.1314t = 120 seg (asumido)

Qaforado = 0.00073

Qs = 0.001825

Para calcular el diámetro de la tubería de desagüe lo analizaremos como orificio de pared gruesa(boquilla) donde el caudal viene expresado por:

Donde:C : Coeficiente de gasto

g : gravedad 9.81H : Carga sobre la tubería

C = 0.82H = 0.27

Entonces : A = 0.00096

D = 0.0350 mD = 1.4'' = 1 1/2"

m3/seg

Acnd = m2

Qs

= Caudal de salida ( m3/seg )

Volumen almacenado ( m3 )

Qaforado

= Caudal aforado ( m3/seg )

m3

m3/seg

m3/seg

m/seg2

m2

ba

Va H

cnd2

cnd

A4D D

4A

aforadoa

s Q t

V Q

2ghA x x C QS

A4

D D4

A 2

1.13. Diseño de la tubería de Rebose:

0.000803

0.000730

0.000073

Nota: Esta tubería además de servir de rebose, también cumple cierta función ante posibles obstrucciones o cierre de válvulas, además se comporta como un vertedero de sección circular y pared ancha que debe evacuar el total captado:

0.803 L/seg

Asumimos:V = 2.00 m/seg

Usando la ecuación de compatibilidad.

D = 0.0226 mD = 0.89''D = 1''

II.- CAPTACION DE MANANTIAL DE FONDO

Algunos de los datos que se dan a continuacion son asumidos, ya que estos deben ser tomados en campo:

Caudal de diseño : Qd = 0.00385

Caudal màximo aforado : Qmax aforado= 0.00424Presiòn de salida de agua : Psal = 0.35 m.c.a. (Asumido)

DISEÑO DE LA CAJA DE CAPTACIÒNEstará formada por dos cámaras, una húmeda o colectora y la cámara seca o de válvulas. Las que se encuentran separadas por un pequeño muro de 0.15 cm de espesor.Toda la estructura será de concreto simple, excepto la zona del techo que será de concreto armado previsto de un buzón de 0.60 x 0.60 m para efectos de inspección.

2.1. Diseño de Càmara HùmedaEstà conformada de 2 cámaras con la finalidad de obtener una mejor calidad de agua, la primeracamara estará ubicada justo en el lugar donde emerge el flujo y la segunda es la almacenadora de agua para conducirla directamente a la cámara o planta de tratamiento a travès de la tuberìa deconducción.Para ambas cámaras se considera el mismo volumen de almacenamiento, mas no las mismas dimensiones.

Caudal a evacuar (QE):

Q aforado

= m3/segQ

= m3/seg

QE = m3/seg

Q aforado

=

m3/seg

m3/seg

Q - Q Q AforadoE

2D4

VA V Q

VQ

D4

Entre las dos cámaras existe un muro de 0.10m en el que se ubicará el vertedero rectangular.

A. Càlculo del Volumen Almacenado

Donde :

Tiempo de retención (seg)Considerando:

3.00 minutos 180.00 seg

0.693

Para garantizar la continuidad de emergencia del flujo, debe cumplirse que:

Donde:: Altura del nivel del agua almacenada

hp(H2O)E : Altura de presión de salida del aguahp(H2O)E = 0.35 m.c.a. (asumido)

B. Dimensiones de la Primera Cámara:Para garantizar la continuidad del flujo debe cumplirse que la altura del nivel del agua almacenada debe ser menor que la altura de presión de salida del agua (0.35 mca). Por lo que las dimensiones de la caja de captación, serán:

h1 = 0.30 m (Volumen de agua almacenada)a = 1.50 mb = 1.60 m

Condiciòn:Presión agua que emerge > Presión del agua almacenada

0.35 > 0.3

Presión agua que emerge = 0.35 mca. = 350

Presión del agua almacenada = Peso del agua almacenadaÁrea de agua almacenada

Peso del agua almacenada = δagua * VAPeso del agua almacenada = 693.00 Kg

Área del agua almacenada = a x b = 2.40

Luego:

Presión del agua almacenada = 288.75 < 350 Si Cumple

Entonces las dimensiones finales de la Caja de Captación, considerando un borde libre para efectos de ventilacion y construcción, seran:

VA : Volumen almacenado (m3)

Qd : Caudal de diseño ( m3 /seg)

T r :

T r =

VA = m3

h1(H2O)A

Kg/m2

m2

Kg/m2 Kg/m2

EA ohpoh hh )()(1 22

retda TQV

Borde libre = 0.50 mLuego:

H = 0.80 ma = 1.50 mb = 1.60 m

C. Dimensiones de la Segunda Cámara:

Como: 0.693 (Volumen almacenado)

Asumimos las siguientes condiciones:

h1 = 0.50 m (Altura del volumen de agua almacenada)a = 1.00 mb = 1.40 m

Para efectos de ventilación y construcción damos una altura adicional:

h2 = 0.05 m (Altura desde la parte superior del nivel del agua almacenada al tirante sobre la cresta)

h3 = 0.50 m (Para efectos de ventilaciòn y construcción)

Entonces las dimensiones finales serán:H = 1.05 ma = 1.00 mb = 1.40 m

2.2. Diseño de Càmara Seca Asumimos las siguientes dimensiones:

h = 0.50 ma = 0.30 mb = 0.50 m

DISEÑO DE LA TUBERIA DE CONDUCCIÓN;

Se lo trabajarà como orificio y se calculará con la siguiente expresión:

Donde:

Caudal de diseño :

Coeficiente de Descarga ( 0.60 - 0.82)

g = gravedad

H = Carga sobre la tubería

0.00385

0.75 Asumido

g = 9.81

VA = m3

Qd

=

Cd =

A cnd

= Área del conducto ( m2 )

Qd

= m3/segC

d =

m/seg2

2gH x A x C Q cnddd

H = 0.40 m

0.001832

D = 0.0483 mD = 1.90 ''D = 2"

DISEÑO DE LA TUBERIA DE LIMPIEZA:

Esta tubería debe evacuar un caudal igual al máximo aforado del manantial más el volumenaforado en la segunda cámara húmeda en un tiempo determinado, entonces:

Va t

Donde :

Va :t : tiempo de salida ( seg )

Va = 0.693t = 2 mint = 120 seg

Qmax af = 0.00424

Qs = 0.01

Para el calculo de la tuberia de desague lo realizamos como orificio de pared gruesa (boquilla)

Donde:

Caudal de evacuación


g = gravedad


0.01

0.82 Asumido

g = 9.81H = 0.50 m

A = 0.0039

Entonces:D = 0.0704 mD = 2.77 ''D = 3"

A cnd

= m2

Q s = + Q

aforo

Q s : Caudal de salida ( m3/seg )

Volumen almacenado ( m3 )

Q af : Caudal aforado ( m3/seg )

m3

m3/seg

m3/seg

Qs

=

Cd =

A cnd


Qd

= m3/segC

d =

m/seg2

m2

2gH x A x C Q cndds

DISEÑO DE LA TUBERIA DE REBOSEEl caudal a evacuar es :

0.00424

0.00385

0.00039

sirve de ayuda ante posibles obstrucciones o cierre de valvulas.

Teniendo en cuenta la ecuacion de continuidad tenemos:

Q = V x A =

4Entonces:

0.00424V = 2 m/seg (Asumido)

D = 0.051924 mD = 2.0 pulg

III.- DISEÑO DE LA CAMARA DE REUNIÓN:Esta estructura sirve para reunir el agua captada de los manantiales laterales y de fondo

CAUDAL DE DISEÑO (Qmax d)Manantial Q (lts/seg) Número Qtotal (lts/seg)Lateral 0.73 9 6.57De Fondo 3.85 10 38.5

Total : 19 45.07

45.07 lts/seg

0.04507

CALCULO DEL VOLUMEN DE ALMACEAMIENTO

Donde:

Tr = Tiempo de retención (seg)

Asumimos:Tr = 3 minTr = 180 seg

Qe = Caudal a evacuarQaforado = Caudal aforadoQd = Caudal de diseño

Qaforado = m3/seg

Qd = m3/seg

Qe = m3/seg

Nota : esta tuberia se comporta como un vertedero de seccion circular y pared ancha, y tambien

V x л D 2

Qaforado = m3/seg (El caudal a evacuar es el total captado)

Qmax d =

Qmax d = m3/seg

Va = Volumen de almacenamiento (m3)

Qmax d =Caudal máximo diario ( m3 /seg)

d Aforadoe Q - Q Q

rdmáx a T x Q V

Va = 8.11

Asumimos las siguientes medidas para el almacemaniento:

H = 2.00 m

a = 2.00 m V = 8b = 2.00 m

Considerando el Borde Libre para efectos de ventilacion y construccion, tenemos:B.L. = 0.50 m

H = 2.50 m

a = 2.00 m Vt = 10 m3 > Va = 8.11b = 2.00 m

CALCULO DEL DIAMETRO DE SALIDA DE LA TUBERIA DE CONDUCCION

Será tratada como orificio y se calculará con:

Donde:Q max d =Caudal máximo diario :Cd = Coeficiente de Descarga ( 0.60 - 0.82)

g = gravedadH = Carga sobre la tubería

0.04507Cd = 0.75 Asumido

g = 9.81H = 1.90 m

0.009842

Luego :D = 0.1119 mD = 4.4 ''

D = 6 '' (Diàmetro comercial)

Debido a que estamos utilizando un diametro comercial mayor, tenemos que realizar la verificación de la velocidad.

m3

m3

Acond = Área del conducto ( m2 )

Qmax d = m3/seg

m/seg2

Acond = m2

�= ^2/4 � �

� =�∗� → V = → = �/� �)/(П )(�∗� ∗�^�

2gH x A x C Q cndddmáx

V = 2.47 m/segEntonces:

0.60 ≤ 2.47 ≤ 3.00 m/seg Si Cumple

DISEÑO DE LA TUBERIA DE LIMPIEZA:

Esta tubería debe evacuar un caudal igual al máximo aforado del manantial más el volumen aforadoaforado en la segunda cámara húmeda en un tiempo determinado, entonces:

Va x 1.5

t

Donde :

t = tiempo de salida ( seg )

Va = 8.113t = 3 mint = 180 seg

Qs = 0.07

Para el calculo de la tuberia de desague lo realizamos como orificio de pared gruesa (boquilla)

Donde:

Caudal de evacuación


g = gravedad


0.07

0.82 Asumido

g = 9.81H = 2.00 m

A = 0.0132

Entonces:D = 0.1295 mD = 5.10 ''D = 6" (Diámetro comercial)

sobresaliendo 50 cm y en cuyo extremo se colocara un sombrero de ventilacion.

Q s =

Qs = Caudal de salida ( m3/seg )

Va = Volumen almacenado ( m3 )

m3

m3/seg

Qs

=

Cd =

A cnd


Qd

= m3/segC

d =

m/seg2

m2

NOTA: En las tuberias de ventilacion tanto de la captacion de manantial lateral, manatial de fondo y en la cámara de reunion; se hara uso de tuberias de PVC de 2" de diámetro,

� =�∗� → V = → = �/� �)/(П )(�∗� ∗�^�

2gH x A x C Q cndds

para cubrir la demanda de agua requerida (Qmax d), y tambien se realizara el diseño de un manantial lateral y un manantial de fondo solamente; pero tenemos que tener en cuenta que en la realidad se tiene que

: En esta ocasión vamos a asumir que existe suficiente cantidad de manantiales laterales y de fondo como

Por lo tanto se utilizara material de Filtro III,grava gruesa de (30-70 mm)

Pérdidas de energía sufrida por el flujo en el desplazamiento L

Por razones prácticas de construcción consideremos los siguientes espesores para cada estrato:

Asi mismo consideramos el gradiente hidraulico igual a la pendiente del terreno, sabiendo que

Como la direccion del flujo es perpendicular a los estratos, utilizamos la siguiente fórmula y hallamos:

Para observar si se presenta el fenomno de Tubificación del material filtrante, es decir: i > 30%

Velocidad de pasaje en los orificios , se recomienda (0.50 - 0.60) m/seg .

Para calcular el diámetro de la tubería de desagüe lo analizaremos como orificio de pared gruesa

obstrucciones o cierre de válvulas, además se comporta como un vertedero de sección circular

Algunos de los datos que se dan a continuacion son asumidos, ya que estos deben ser tomados en campo:

Estará formada por dos cámaras, una húmeda o colectora y la cámara seca o de válvulas. Las

Està conformada de 2 cámaras con la finalidad de obtener una mejor calidad de agua, la primeracamara estará ubicada justo en el lugar donde emerge el flujo y la segunda es la almacenadora de agua para conducirla directamente a la cámara o planta de tratamiento a travès de la tuberìa de

Para ambas cámaras se considera el mismo volumen de almacenamiento, mas no las mismas

Para garantizar la continuidad del flujo debe cumplirse que la altura del nivel del agua almacenada debe ser menor que la altura de presión de salida del agua (0.35 mca). Por lo que las dimensiones

: esta tuberia se comporta como un vertedero de seccion circular y pared ancha, y tambien

m3

Esta tubería debe evacuar un caudal igual al máximo aforado del manantial más el volumen aforado

; se hara uso de tuberias de PVC de 2" de diámetro,

PRETRATAMIENTO

Datos de diseño:

Caudal Máximo diario : 0.04507Tamaño partícula : ø = 0.0300 cmViscosidad Cinemática : 0.01087 cm²/seg Temperatura del agua : T = 17 °CDensidad Relativa : s = 2.65 Arena Gruesa

Gravedad : g = 981.00

de un río, para hacer posible el diseño de las estructura necesarias en elPretratamiento.

Como: ø = 0.0300 ≤ 0.1 cm De acuerdo a lo anterior podemos ver que se trata de Arena Gruesa

1. DISEÑO DEL DESARENADOR:1.1 Cálculo de la velocidad de Sedimentación (Vs):

para hallar la Velocidad de Sedimentacion.

;

Luego:Vs = 4.11 cm/seg

11.336 < 2000 (Flujo en Transición)Coeficiente de Arrastre: Cd = 2.12

Va =

Recomendacion:

21.60 cm/seg (Arena Gruesa)

Luego:Va = 27.81 cm/seg

13.91 cm/seg < 21.60 cm/seg OK

1.3 Sección Transversal de la Unidad (At) :

Qmáx d

= m3/seg

υ =

m/seg2

Nota: En este trabajo vamos a considerar el diseño como si la captación fuese

0.01 <

por lo tanto se encuentra en Regimen de Transicion (1 < Re < 2000); entonces la estructuta que se diseña es un Desarenador.

Debido a que se trata de Arena Gruesa, vamos a utilizar la Formula de Allen,

1 < Re =

1.2 Velocidad Horizontal (VH) a partir de la Velocidad de arrastre (Va)

125((S -1) d )1/2

VH

≤

VH

=

� =0.50 __� ∗��

Re

24CddVSRe

31*])1[(*22.0 3

2

dgsVS

Ht V

Q A

At = 0.324

1.4 Profundidad (H) y el ancho (B) de la zona de sedimentación : Como:

Hacemos: B = 2H

m2

�=�_�/�

H = At/2H

At/2

0.162

Luego:H = 0.40 mB = 0.80 m

1.5 Cálculo del área superficial (As):

Donde:As = L x BAt = H x B

Entonces:

As = 1.10

1.6 Longitud de la Zona de Sedimentación : L = As / B

L = 1.37 m

Luego la longitud final será:Lf = 1.25 x L

Lf = 1.70 m

Luego las dimensiones finales de la Zona de Sedimentación serán:

H2 =

H2 = m2

m2

+x+

� _�/�_� =�_�/�_� → ∗�_�=�_� �_�/�_�

Se recomienda:Largo: Lf = 1.70 m 5 < Lf/H < 20

Ancho: B = 0.80 m Lf/H = 4.3 No cumpleProfundidad: H = 0.40 m 2.5 < Lf/B< 10

L/B = 2.13 No cumple

Para cumplir las recomendaciones tenemos que aumentar Lf:Se recomienda:

Largo: Lf = 3.20 m 5 < Lf/H < 20Ancho: B = 0.80 m Lf/H = 8.0 Ok

Profundidad: H = 0.40 m 2.5 < Lf/B< 10L/B = 4.00 Ok

Además debemos verificar con los valores mínimos recomendables, los cuales son: H = 30.00 cm B = 60.00 cm L ≤ 30.00 m

1.7 Dimensiones del canal de entrada.

Asumiendo : V = 1.00 m/seg Haciendo : b = 2h

0.04507

A = 0.045A = b . h

A = h = 0.15 mb ≈ 0.30 m

1.8 Diseño de Transición para la Entrada:

B = 0.80 mb = 0.30 m

0.30 0.80

θ = 12.5 º

Reemplazando valores:

1.10 m

1.9 Carga de agua sobre el vertedero de salida

0.098 m

1.9 Velocidad de paso por el vertedero de salida

Donde:m = 1.8 - 2.0

Qmax d = m3/seg

m2

2 h2

LT1

LT1

=

H2 =

Tg

bBLT

21

V

Q A

3/2

2 B 1.84

Q H

21

21 Hmv

Asumimos m = 2

v = 0.63 m/s < 1.0 m/segOK

1.10 Longitud total de la unidad (LT) sin incluir muros

LT =LT = 4.50 m

1.11 Zona de lodos:

Volumen de sólidos:

Donde:

Caudal máximo diario 0.0451Ts = Tiempo semanal para limpiar la estruc. 7.0 díasC = Caudal de sólidos (estudio) 0.014 Kg / m² (asumido)

δs = Peso específico de la arena limosa 2650

Vs = 0.1440

Para una limpieza mensual tenemos que el volumen de sólidos es:

Vs = 4 x 0.144 = 0.576

Vs =Despejando H':

H' = 0.40 m

Altura total del desarenador: (HT)

H + H'

0.80 m

23%

12.5%

1.12 Compuerta de limpia:Caudal máximo de salida, se calculará como un orificio. ; Cd = 0.6

a = 0.1

b = 0.2 Qs = 0.475 m³/seg

1.13 Cálculo del canal de limpia con máxima eficiencia hidráulica:b = 2y

Donde:

A = 2y * y =P = 2y + 2y = 4y

R = = y/2

Remplazando en mannig:

LT1

+ Lf +0.20

Qmax d

= m3/seg

Kg / m3

m3 a la semana

m3

Lf x B x H'

HTotal

=

HTotal

=

Cálculo de S1

S1 = ( H - h ) / LT1

S1 =

Cálculo de S2

S2 = H' / Lf

S2 =

2y2

(2y2 / 4y)

s

CTsQVs d

max

21

)2( TOTALS gHbaCdQ

n

SRAQ

21

32

Para:S = 0.002n = 0.016 (canales revestidos con C°, mediamente buenas)Q = 0.475 m³ /seg

Remplazando datos tenemos:

y = 0.50 m b = 1.00 m

Cálculo de la velocidad: V = Q / A

V = 0.95 m /seg

n

SRAQ

21

32

diseño de la planta de tratamiento

para hacer posible el diseño de las estructura necesarias en el tratamiento.

Para realizar el tratamiento de agua potable es necerario hacer un tratamiento fisico quimico, siendo necesario seguir los procedimientos correspondientes: Floculacion, Decantación, Filtracion y Desinfección.

I.- FLOCULACIÓN:

I.1. DISEÑO DEL CANAL PARSHALLSe considera como unidad de Mezcla Rapida.

→ Ancho del canal de entrada (D) Asumimos:

D = 0.40 m

→ Ancho de la garganta (W)

0.133 < W < 0.200 Asumimos:

W = 0.15 m = 5.90 ''W = 6 ''

Nota: En este trabajo vamos a considerar el diseño como si la captación fuese de un río,

DP

PLANTA

M B F G

E

N

hf

xha

superficie de agua

PERFIL

0 1

W2/3AA

H C

Secciónconvergente

Garganta Seccióndivergente

DWD2

1

3

1

→ Dimensiones estándar del aforador Parshall:

W 6" 9" 1'A 62.07 87.95 137.16B 60.96 86.36 134.3C 39.37 36.1 60.98D 39.69 57.47 84.46E 60.96 78.2 91.44F 30.48 30.48 60.96G 60.96 45.72 91.44H 30.49 30.48 38.1N 11.43 11.43 22.86P 90.17 107.95 149.23R 40.64 40.64 50

Para W = 6 '' tenemos:

W = 15.00 D = 39.70 H = 30.50A = 62.10 E = 61.00 N = 11.40B = 61.00 F = 30.50 P = 90.20C = 39.40 G = 61.00 R = 40.60

→ Cálculo del Resalto Hidráulico como unidad de mezcla:

* Características del canal:

a) Capacidad : Q = 0.0451

b) Geometría : hallamos las dimensiones "ho"

ho =

WK n

Pulg m3 0.075 3.704 0.6466 0.150 1.842 0.6369 0.229 1.486 0.63312 0.305 1.276 0.65724 0.610 0.795 0.645

Luego para : W = 6 '' tomamos : K = 1.842 0.636

ho = 0.257 m

CARACTERISTICAS HIDRAULICAS

a) Condiciones hidráulicas antes del resalto

Tirante de agua (Y1) en la garganta del canal (Sección 1)

m3 / seg

K x Qn

cm+cm+cm+cm+

cm+cm+cm+cm+

cm+cm+cm+cm+

n =

x

El gasto a circular en el canal es el caudal máximo diarioQ = 0.04507 m3/s

La pendiente se determina del gráfico y corresponde a la siguiente expresión:

S = 0.37 m/m

El coeficiente de rugosidad depende del revestimiento del canal

n = 0.014 Revestimiento de C°

Luego, el tirante normal se halla por la ecuación de Manning:

Donde:

A1 = 0.15 m

Reemplazando valores:

0.03 0.0150.04 0.0230.05 0.032

0.04507 0.068 metros

Velocidad en la sección ( 1 ):

Q = 0.04507

0.0102 4.42 m/seg

Comprobación del tipo de resalto ( con el Nº Froude)

5.42

Por lo tanto es un "salto estable" por estar dentro del rango de 4,5 a 9,0

b) Condiciones hidráulicas despues del resalto

0.49 m

Y1 (m) Q (m3/seg)

Interpolando para hallar "h1"

Q max d

= h1 =

m3/seg

A1 = W x h

1 = m2 V

1 =

Fr =

○ Altura después del resalto (h2) :

→ h2 =

○ Velocidad en la sección (2) :

ℎ_2=−ℎ_1/2+√((2〖〖∗�〗 _1〗^2∗ℎ_1) +/� 〖ℎ _1〗^2/4)

F

NS

n

SARQ

21

32

11 WYA

11 A

QV

hVg

Fr1

1

*

0.195

0.23 m/seg

L = 2.52 m

→ 0.56 m

1 seg

Donde:

Potencia disponible por unidad de volumen

μ = 9.0720E-05 Kg - seg /m² ( agua a ° C )

W = Peso específico del agua = 1000

G = 1000 0.569.0720E-05 1.08

G = 2384.34 → OK

Por lo tanto las dimensiones de la Canaleta Parshall están bien planteadas, ya que cumplen con todas las condiciones.

AFORADOR PARSHALL:

En el paso se colocará verticalmente una regleta centimetrada, de donde se obtendrá "ho", para luego de la tabla 2 para w = 6"

Entonces confeccionamos la tabla Nº 1

A2 = D x h

2 = m2

V2 =

○ Extensión del resalto "L" : L = 6 x (h2 -h

1)

○ Pérdidas de carga en el resalto "hp" :

hp =

→ Condiciones de mezcla:

○ Tiempo de Mezcla "TM" :

TM

= ≤ 1 seg

→ Gradiente de Velocidad (G):

Kg/m3

seg -1 > 1000seg -1

ho = 1.842 x Q0.636 Q = (ho/1.842)1/0.636

ℎ =_� 〖 (ℎ_2−ℎ_1)〗^3/(4∗ℎ_1∗ℎ_2 )

� = /_� 2�( _1 _2))(� +�

x+

1/2

+

2

2A

QV

T

hWPG p

.

.

:.

T

hW p

CARGA (cm) Q (L/s) CARGA (cm) Q (L/s)1 0.30 31 60.705 0.80 32 63.80

10 1.50 33 67.0015 19.40 34 70.2020 30.50 35 73.5022 35.40 36 76.8024 40.60 37 80.2026 46.00 38 83.6028 51.70 39 87.1030 57.60 40 90.60

ii. DOSIFICADOR

A) Empleando una dosificación máxima de 75 p.p.m. La cantidad máxima de Kg de sulfato de aluminio en 24 horas es:

C=

C= 45.07194582 x 75 x 8640010^6

C ###

B) Con la cantidad diaria máxima ha aplicar, se hace la solución, empleando una solución concentrada al 10% la cantidad de litros de solución diarios será.

q = 292.070.10

q ### Lit de solución / 24 horas

C) El equipo dosificador, será de orificio fijo, con flotador, deberá tener una capacidad de:

q = 2920.66208924

q ### Lit / hora

D) Por lo tanto, el tanque de solución deberá tener una capacidad mínima de 1000 Lit, para dosificar durante 8 horas; esto quiere decir que se tendrá que preparar solución de sulfato de aluminio 3 veces diarias.

Entrada

válvula de flotador Tanque 1 solución Regla graduada

tuvo de 1/2 PVC

TABLA Nº 1: Regla para aforos en el Canal Parshall

Qmax d x Dosificación/10^6

Kg de Al2(SO

4)

3/24 horas

orificio dosificador válvula de

desagüe interconexión manguera flexible

desagüe dosis

Tanque 2

iii. DISEÑO DEL FLOCULADOR

Vertical.

Datos para el diseño del Floculador VerticalCaudal MáximoDiario: Qmax d = 0.04507 m3/sTemperatura del agua: T = 17.00 °CViscosidad dinámica del agua: μ = 1.102E-04 Kg.s/m2

Velocidad del agua en el floculador (V) Se consideran velocidades comprendidas entre 0.10 y 0.6 m/s, sin embargo no es bueno tomar los límites ya que velocidades menores a 0.10 m/s podrían causar sedimentación de los flocs y velocidades mayores a 0.6 m/s podrían romper los flocs. Hay que indicar que la velocidad se incrementa en los cambios de dirección, por tanto se recomienda por seguridad usar valores de: 0.10 < V ≤ 0.20 m/s

Asumimos: V = 0.15 m/s

Es el tiempo necesario para que se puedan formar los flocs: 15 ≤ t ≤ 30 min. Asumimos:

t = 20.00 min.

→ Longitud total del canal (l)V = velocidad del agua en el floculador, en m/st = tiempo de retensión, en segundos

l = 180.00 m

→ Área hidráulica del canal (A)Q = caudal, en m3/sV = velocidad del agua en el floculador, en m/s

Según el dato otorgado por el docente, el diseño que se hara es de un Floculador

→ Tiempo de Reteción (t):

d

h

d

a

PERFIL

Vtl

V

QA

A = 0.30 m2

→ Ancho de canal (a)

Se diseñará una sección cuadrada

a = 0.55 mEsto indica que la separación entre tabiques es de 0.55 m

Asumiendo h = 3a h = 1.65 m

Usamos tabiques planos de asbesto-cemento con las siguientes dimensiones:

→ Número de canales (N)

N = 110.00 canales

Según el número de canales, elegiremos:

# de canales en una dirección (n): 12.00 canales# de canales en la otra dirección (m): 9.00 canales

e1 = espesor de muro e1 = 0.05 me2 = espesor del tabique e2 = 0.01 mL = longitud del tanqueA = ancho del tanque

e2

h

a

n canales

m canalese1

e2

L

A

PLANTA

V

QA

Aa

h

lN

→ Longitud del tanque (L)

L = 6.71 m

→ Ancho del tanque (A)

A = 5.35 m

→ Espaciamiento entre el borde inferior del tabique y el fondo (d)Este espaciamiento es también igual al borde superior del tabique y la superficie libre del aguaSe recomienda tomar :

d = 0.83 m

→ Velocidad en los cambios de dirección (V2)

0.10 m/s

→ Pérdida de carga por fricción (h1)Se calcula con la ecuación de Manning:

Donde:n = coeficiente de rugosidad del revestimiento del canalV = Velocidad en el floculador, m/sl = longitud total del canal, mR = radio hidráulico del canal, m

n = 0.01 Asbesto-cementoR = 0.14 m

0.01 m

→ Pérdida de carga por cambio de dirección (h2)

0.18 m

→ Pérdida de carga total (hf)

V2 =

h1 =

h2 =

)1(2 neanL

)1(1 meamA

ad 5.1

34

2

1

)(

R

lnVh

da

QV 2

g

VNNVh

2

)1( 22

2

2

21 hhh f

hf = 0.19 m

→ Potencia disipada en el floculador (P) Donde:

γ = peso específico del agua, en kg/m3hf = pérdida de carga, en m.t = tiempo de retensión, en segundos

γ = 1000.00 kg/m3P = 0.16 kg/m2.s

→ Gradiente de velocidad (G)

Según la AWWA, G en floculadores verticaels varía entre 5 y 100 s-1

30 y 60 s-1

μ: viscosidad dinámica del agua, en Kg.s/m2

G = 37.83

→ Número de CampSegún AWWA, G x t varía de 30000 a 150000

G x t = 45397.82 (Si Cumple)

→ Pendiente del fondo del tanque en dirección paralela al flujo (S)Para hallar la pendiente, hallamos el desnivel que existe entre los niveles de agua para el primer tramo

0.02 m

La pendiente, de cada tramo está dada por la siguiente expresión:

S = 0.0031 m/m » 0.0031

Con esta pendiente se controla la profundidad de cada tramo respecto a la superficie del terreno.

Iv. DISEÑO DEL DECANTADOR

Datos considerados para el diseño de Sedimentadores de alta velocidad:

○ Caudal de Diseño : 0.04507 m3/seg○ Espaciamiento entre placas : e = 0.05 m○ Longitud de placas: Lp = 0.60 m

s-1 (Si Cumple)

∆ =

Qmax d =

t

hP fo

P

G

m

h f

LS

○ Longitud relativa: Se halla mediante la siguiente expresión

Lr = 12.00

0.14 cm/s○ Carga superficial: q = 120.00 m3/m2/día○ Ángulo de inclinación de placas: θ = 60.00 grados○ Constante crítica del sedimentador: Sc = 1.00 Condición laminar de placas○ Temperatura del agua: T = 17.00 ˚C○ Viscosidad cinemática: 0.0109 cm2/s

Zona de entrada Zona de salida

Zona de lodos

→ Zona de sedimentación:Consideraciones de operación:

○ Profundidad: h = 3.50 m○ Ancho del tanque: a = a m○ Largo del tanque: L = 4a m○ Área sup. Del tanque: A = 4a2 m2

→ Velocidad promedio del flujo a través del sedimentador

Vo = 0.95 cm/s

→ Número de Reynolds

Re = 438.65 (Re < 500)El sedimentador trabaja con alta velocidad, porque existe flujo laminar en las celdas

→ Comprobamos la velocidad de asentamiento

○ Velocidad de asentamiento: Vas =

υ =

e

LL pr

c

ro S

LsenqV

864

)cos(

eVo *

Re

Vas = 0.14 cm/seg

→ Tiempo de retensión de la partículaLp = Longitud de Placas

≈

T = 62.92 seg T = 1.05 min

→ Calculo del Area de Sedimentos:

A = 4.73 m2

Es recomendable, para un mejor funcionamiento de la planta proveer de un área adicionalcuyo porcentaje esta en función de la carga superficialEn este caso para q = 120 m3/m2/día el incremento será del 100%

Área total = 9.45 m2

→ Dimensiones de cada unidad:

a = 1.09 ma = 1.10 m

L = 4a L = 4.40 m

→ Número de Placas

N = 84.00

→ Zona de Entrada Estará compuesto por un tabique difusor con las siguientes características:

Profundidad (h) = 3.50 mAncho (a) = 1.10 m

Caudal (Qmax d) = 0.04507

Entonces : 1.1 3.50

3.85 m

m3/seg

h f =

h f =

x

cos

*

r

ocas Lsen

VSV

o

p

V

LT

oV

QA

4

Aa

e

LN

20.0

Entonces hallamos :

h 3.85 0.96 m4 4

h 3.85 0.77 m5 5

h 3.85 0.64 m6 6

encima del fondo. Por lo tanto :

0.77 0.96

Asumimos: 0.80 m

0.64 0.77

Asumimos : 0.70 m

Separación vertical = 20.00 cm Separación horizontal = 15.00 cm

0.70

3.85 2.35 Bafle de Madera

0.803.85

0.40

→ Cálculo del área de cada orificio:Asumimos el diámetro de cada orificio.

φ = 5 cm φ = 2 ''

0.00203

→ Cálculo del número total de orificios:

Si no hay remoción mecánica de lodos, los orificios más bajos deberán estar a h/4 o h/5 por

Orificios más bajos (h1) ≤ h

1 ≤

h1 =

Los orificios más altos deberán estar entre h/5 o h/6 de la superficie del agua. Por lo tanto: Orificios más altos (h

5)

≤ h5 ≤

h5 =

ao = m2

= =

= =

= =

� _0 _0 =� /� �_0 _0 =�/�

4

D² a 0

Vo = (0.10 - 0.15 m/s)Asumimos:

Vo = 0.125 m/sEntonces:

0.36 m²

n = 178 orificios

→ Cálculo de la cortina de orificios:

Donde: B = AnchoD = Diámetro de cada orificio

Pero:B = 1.10 mD = 2.00 pulg

10 orificios horizontales

n = Donde:

orficios verticalesn = numero total de orificios

18 orificios verticales

H = 1.52 m

→ Zona de salida: Está compuesta por un vertedor de pared delgada, un canal de salida y un deflector deviento

Vertedor de salida:

Q =ho = 0.07915 m

Diseño del canal de salida: Se diseñará para máxima eficiencia hidraúlica y teniendo en cuenta las siguientes consideraciones:

B=2hV ≤ 0.20 m/s

Asumimos:V = 0.20 m/s

Q = V x A BA = B x h h

El valor de V0 debe estar entre los siguientes valores:

Ao =

nH = orificios horizontales

nH =

nH * n

v

nv =

nv =

H = 3D+nv x 1.5D

1.84 B h03/2

�= +1.6� 5�_� �

A = 2h²Entonces

h = 0.34 m h ≈ 0.35 mB = 0.67 m B ≈ 0.70 m

→ Zona de lodos:

3.505.30

0.701.10

1.10 1.10 2.20

4.40

→ Volumen de lodos:

[(2.20 x 1.10)/2 + 2.20 x 0.70 + (0.70 x 2.20)/2]x 1.1

3.87 m³

→ Volumen total a evacuar:Vt = 3.872 + 3.5x(4.4 + 1.10+0.20+1.10)x 1.1Vt = 30.05 m³

→ Válvula de limpieza del decantador:

Tiempo de vaciado : T = 1.5 horas = 5400 segH = 1.10 + 0.44 + 3.5H = 4.82 m

VL =

VL =

2V

Q h

dmax T

desc Q T

V Q

0.051 m³/s

Consideramos:Cd = 0.6

A = 0.009 m²D = 0.11 mD = 10.51 cmD = 4.14 "D = 6 " (Diámetro Comercial)

v. DISEÑO DEL FILTRO

De acuerdo con los datos ortorgados por el docente, la velocidad de filtracion es:V = 0.36 cm/seg

Como la velocidad de filtración es : > 0.1cm/seg

descendente.

Datos para el diseño:

Q = 0.04507

Q = 3894.22

→ Carga por metro cuadrado:

q = 3.6 L/sq = 3.6 x 24 x3600/1000q = 311.04 m³/m²/día

→ Carga superficial:q = 311.04 m³/m²/día

→ Área superficial:A = Q / qA = 12.52 m²

Se considera 2 unidades como minimo.Número de filtros : 3

Área de cada filtro = 4.17 m²Dimensiones de cada filtro

Ancho = 1.50 m (Asumido)

Qdesc

=

Entonces optamos por el diseño de un Filtro Rápido con lecho mixto (arena y antracita), de flujo

m3/seg

m3/día

2ghA x x Cd Qdes c

Largo = 2.80 m

→ Características de los materiales del lecho filtrante:

ArenaCoefic. de uniformidad: Cu = 1.6 (1,5 - 1,7)Díametro efectivo: E = 0.5 mm (0,4 - 0,7)Peso especifico: S = 2.65Profundidad: P = 20 cm (15 - 30)

AntracitaCoefic. de uniformidad: Cu = 1.12Díametro efectivo: E = 1 mmPeso especifico: S = 1.60Profundidad: P = 50 cm (45 - 60)

GravaProfundidad: P = 40 cm (30 - 45)Peso especifico: S = 2.6

→ Cálculo de h:h = Q x t /At = 120 seg

h = 1.30 m

→ Expansión del lecho filtrante:Arena = 0.30 (28% - 40%)

Antracita = 0.30 (30%)

Altura de expansión total:he = 21.0 cm

Altura de agua por carga en el filtro:Hcf = (0.15 + 0.10 + 0.4 + 0.5 + 20) + 1.3 + 0.21

Hcf = 2.90 m

→ Dimensionamiento del cisterna:El volumen de la cisterna es:

Vc = Q * tAsumimos:

t= 4 minVc = 10.8 m3 ANTRACITA = 50 cm

Vc = A x H ARENA = 20 cmA = B x LL = 1.2 B GRAVA = 40 cm

Vc = 1.20 B² x H

Entonces:

m

B = 2.00 mH = 2.30 mL = 2.40 m

→ Lavado del filtro: Se hára por reflujo, mediante bombeo de agua, por lo que se calculará la potencia de dicha bomba:

H + hf

hf = 10% HEntonces:

3.19 m

Tiempo de retrolavadot = 8 min

Q = 0.0225 m³/s

Eficiencia de la bomba: (0.5 - 0.75) Asumimos:

n = 0.65

Reemplazando, encontramos la potencia de la bombaP = 1.47 HP

Entonces elegimos una bomba comercial:P = 1.50 HP

v. DESINFECCION

Último proceso realizado en una Planta de Tratamiento, este procedimiento asegura la calidad microbiológica del agua . Para la desinfección usaremos el "Cloro"

Dosis: Para la dosis , se considerara como valor permisible 0,80 ppm como valor apto para el consumo humano, ademas de que el agua esta relativamente limpia despues de los procesos de coagulacion, floculacion, filtracion. Con estas consideraciones, se usara la siguiente dosificacion:

0.80 ppm = 0.80 mg/Lt

C=

C = 45.07 x 0.80 x 86400 x 1.0E-06

C = 3.12 Kg/día

C = 3.12 x 2.2 lb/dia

C = 6.85 lb/día

Cantidad mínima de Cloro para asegurar la cantidad necesaria de Cloro Residual en la parte más alejada de la ciudad.

Ht =

Ht =

Dosis :

Qmax d

x Dosificación/10^6

n 75

H x Q x P t

t

V Q c

diseño de la linea de conducción

1. Consideraciones de diseño:

Caudal Máximo Diario: 0.13 L/s

Material de la Tubería: PVC Clase 5 C = 140

Presión en la Tubería: 100 m.c.a.

Presión Máxima: 100 m.c.a.

Presión Mínima: 1.0 m.c.a.

Velocidad Mínima: 0.6 m/s

Velocidad Máxima: 5.0 m/s

Longitud de Tuberia: 2426.27 m

2. Cálculo del diámetro máximo y mínimo:Qdiseño= Qmáxd

Qdiseño= 0.13 L/s

Dmáx = 0.01661 m

Dmáx = 0.65 "

Dmín = 0.00575 m

Dmín = 0.23 "

Diámetros comerciales disponibles: 6", 8",10",12''

3. Cálculo de las velocidades y gradiente de velocidad: Ecuaciones empleadas:

DiámetroSf (%)

Pulg. metros trabaja son los diámetros6 0.1524 0.01 0.0000 0.00% comerciales.8 0.2032 0.00 0.0000 0.00%

10 0.254 0.00 0.0000 0.00%

12 0.3048 0.00 0.0000 0.00%

2000

2000

- Veremos si la tubería es larga o corta, analizando con el Dmáx

L / D = 146079.08 Tubería Larga

Velocidad m/s

Gradiente Hidráulico (m/m)

Nota: Los diámetros con los que se

L / D ≥ TUBERIA LARGA: Se obvia las pérdidas de carga locales y se toma en cuenta solamente las pérdidas de carga por fricción.

L / D <TUBERIA CORTA: Hay que calcular todas las pérdidas de carga ( locales y por fricción)

Para Dmáx

minmax

4

V

QD

maxmin

4

V

QD

2D

4Q

A

Q V

4.87 1.85

1.85

f D x C

Q x 10.7 S

A . Diseño del Primer Sistema de Bombeo

Caudal por bombeo (Qb)

Nota : el bombeo se realizara durante 24 horas continuas,

Para: Nº HB = 24 horas de bombeo al día

0.13 L/s

0.00013 m³/s

- Cota de cárcamo inferior de bombeo = 123.39

- Cota de cárcamo superior de bombeo = 137.20

Dif. De cotas = 13.810 m

Long. Tub. de imp. = 36.64 m

1. Diámetro de la tubería de impulsión:

Como el bombeo es de 24 horas, utilizamos la fórmula de Brease

K = (0.9 - 1.4)

K= 1.1

λ= 1

0.01254193

0.49 ''

2.00 ''

- Luego calculamos los diámetros mínimo y máximo

0.0091 m

0.36 ''

0.60 m/s

2.00 m/s

0.01661 m

0.65 ''

- Chequeo de la velocidad:

4. Conducción por Bombeo:

- Debido a la topografía del terreno, se hace necesario hacer uso de bombas para conducir el agua. Este bombeo se realizará las 24 horas, para lo cual se utilizarán 2 bombas, cada una de las cuales trabajará 12 horas continuas.

por lo tanto, Qm se lo multiplica por K1:

QB =

QB =

DI=

DI=

DI=

Dmín

=

Dmín

=

Vmín

=

Vmáx

=

Dmáx

=

Dmáx

=

� ^(1⁄2)=�∗�

HB Nº

24 Q Q mB

21

41

I K D BQ

24

ºHBN

maxmin

4

V

QD

minmax

4

V

QD

Vi = Q / A

Vi = 0.06 m/s (OK)

2. Diámetro de la tubería de succión:

Tomaremos un diámetro mayor a la tubería de impulsión

Ds = 10.00 ''

Cálculo de la velocidad de succión:

Vs = 0.00 m/s <0.9 m/s (OK)

3. Sumergencia Minima:

1° h' = 0.13 m

0.20 m

Escogemos el mayor:h' = 0.20 m

2° h= 0.74 m

h= 0.20 m

h= 0.74 m Sumergencia Minima

3° bl= 0.20 m Asumimos el Borde libre

4. Cálculo del volumen del cárcamo inferior de la bomba:

Tr = 3.00 min

0.02 m³

4.1 Dimensionamiento:

h'mín

=

Vcár

=

ℎ≥2.5 +0.10∗��

a

h

0.5.Dsh'

20.02g

Vsh

2

TretQV BOMBEOCÁRCAMO

HaVcárcamo 2

'hhH

H

carcamo Va

H = 0.94 m

a = 0.16 m

a = 0.15 m

5. Chequeo del fenómeno de cavitación:

1.00

1.50hs= 1.50 (De acuerdo a la topografia)

0.74 m

Presión Atmosférica

P2= Presión de vapor de agua

0

hs

Luego:

5.1. Cálculo de las pérdidas de carga en la succión:

Pérdida por fricción Donde:

Longitud de succión.

3.24 m

0.00013

C : 140.00

Ø de la tubería de succión.

Por lo tanto: 10.0 ''

Ls=

Hs=

P1=

Z1=

Z2=

- Para que no se produzca cavitación el NPSH disponible debe ser mayor que el NPSH requerido dado por el fabricante.

LS :

LS :

QB:

DS:

DS:

P atm

B2

1

212

222

1

211 PcZ

2g

V

γ

PZ

2g

V

γ

P

21

2satm

disp Pchs2g

V

γ

PvPNPSH

4.87S

1.85

1.85BS

D C

Q L10.7hf

0.0000 m

Pérdidas locales Donde: K: Coeficiente.

Accesorio Cant.

Entrada 1

Codo de 90º 1

1

1

Válvula de pie 1

0.000 m

g:

Pérdida total en la tubería de succión:

Pcsucc. = 0.0000 m + 0.0000

Pcsucc. = 0.0000 m

5.2. Cálculo de NPSH disponible

Donde:

Patm: 7.28 m.c.a

Pv : P. de Vapor a 20ºC.

Pv : 0.24 m.c.a

g : 9.81

0.00 m/seg

: ɣ 1.00

hs : 1.00 m

0.0000 m

6.04

4.00 (Dado por el fabricante)

>

6.04 > 4.00 … OK

hf =

Canastilla de Bronce

Reductor Excentrico

hL =

VS:

VS:

VS

:

PCSucción

:

NPSHD

=

NPSHR

=

Donde:

NPSHD

NPSHR

2g

VsKih

2

L

succión

2satm

disp Pchs2g

V

γ

PvPNPSH

6. Altura total de bombeo

Cálculo de pérdidas de carga en la tubería de impulsión

· PÉRDIDAS POR FRICCIÓN (hf) Donde:

Longitud de impulsión

36.64 m

0.00013 m³/sC : 140.00

Ø de la tubería de impulsión.

hf = 0.01 m 2.0 '' = 0.0508 m

Altura de Impulsión.

· PÉRDIDAS LOCALES (hl) 12.81 m

Si:

L/D ≥ 2000 (Tubería Larga)

L/D < 2000 (Tubería Corta)

L/D = 721.3 (Tubería Corta)

Como la tuberia es corta, entonces calculamos la perdidas locales:

Accesorio Numero Coeficiente KiValvula compuerta : 1 0.15 0.15

Valvula check: 1 2 2

Salida: 1 1 1

Codos 45= 4 0.3 1.2

Codos 90= 2 0.4 0.8

Union Universal 1 0.7 0.7

Tee 3" 1 0.4 0.4

Ampliacion excentrica 1 0.42 0.42

ΣK = 6.67

hl = 0.001398553

· PÉRDIDA DE CARGA TOTAL

LI :

Li :

QB:

DI:

DI:

HI:

HI:

4.87I

1.85

1.85BI

D C

Q L10.7hf

hf + hl

0.01 m

· ALTURA DE LA BOMBA

HB= H succión + H impulsiòn + Pc. Succión + Pc impulsión + Pres. Llegada

HB= 1.00 m 12.81 m 0.00 m 0.01 m 2.50 m

HB= 16.31685

7. Potencia de la Bomba

1000

16.32 m

0.000130

n.bomba = 0.7

n.motor = 0.7

n = 0.49

P = 1000 16.32 m 0.000130

75 0.49

P= 0.06 HP

8. Golpe de ariete para la tubería de Impulsión

· CÁLCULO DE LA CELERIDAD "a" PARA TUBERÍAS DE PVC

Donde:

E = 25000 (PVC)

K =

K = 40

2 '' = 0.0508 m

e = 4.90 mm (PVC)

a = 460.10 m/s

· CÁLCULO DEL TIEMPO

Donde:

K = 2 (L<500m)

Longitud de impulsión.

36.64 m

0.06 m/seg

T= 1.04 seg g = 9.8 m/seg²

Hm = H IMPULSIÓN + PC IMPULSIÓN

Hm = 12.82 m

PC Impulsión

=

PC Impulsión

=

Donde:

=ɣ

HB =

QB =

106/E

DI =

LI =

Li =

VI =

75n

Q x H x Pot BB

x xx

e

DK48.3

9900a

Hm g

V LK 1T

· LONGITUD CRÍTICA

Donde:

a = 233 m/seg

T = 1.23 seg

Lc = 238.65 m

- Comparando con la longitud total de impulsión

Lc > Li

238.65 m > 36.6 m … Conducción Corta

ALLIEVE

… (Fórmula de ALLIEVI)

S/P= 3.01 m

· PRESIÓN MÁXIMA Y MÍNIMA DEL GOLPE DE ARIETE

Pmáx = Carga estática + S/P

Pmáx = 12.81 m 3.01 m Tubería

Pmáx = 15.82 m Clase 5

Pmín = Carga estática - S/P

Pmín = 12.81 m 3.01 m

Pmín = 9.80 m

B . Diseño del Segundo Sistema de Bombeo




0.13 L/s

0.00013 m³/s

- Cota de cárcamo inferior de bombeo = 100.45

- Cota de cárcamo superior de bombeo = 109.79




QB =

QB =

2

T x a Lc

g

V* S/Pa

HB Nº

24 Q Q mB



K = (0.9 - 1.4)

K= 1.1

λ= 1

0.0125419

0.49 ''

2.00 ''


0.0091 m

0.36 ''

0.60 m/s

2.00 m/s

0.01661 m

0.65 ''


Vi = Q / A

Vi = 0.06 m/s (OK)



Ds = 10.00 ''


Vs = 0.00 m/s <0.9 m/s (OK)


1° h' = 0.13 m

0.20 m


DI=

DI=

DI=

Dmín

=

Dmín

=

Vmín

=

Vmáx

=

Dmáx

=

Dmáx

=

h'mín

=

ℎ≥2.5 +0.10∗��

� ^(1⁄2)=�∗�

21

41

I K D BQ

24

ºHBN

maxmin

4

V

QD

minmax

4

V

QD

0.5.Dsh'

20.02g

Vsh

2

2° h= 0.74 m

h= 0.20 m




Tr = 3.00 min

0.02 m³


H = 0.94 m

a = 0.16 m

a = 0.15 m


0.80


Vcár

=

Ls=

Hs=

ℎ≥2.5 +0.10∗��

P atm

B2

1

a

h

20.02g

Vsh

2


HaVcárcamo 2

'hhH

H

carcamo Va

0.74 m



0

hs

Luego:




2.54 m

0.00013

C : 140.00



0.0000 m


Accesorio Cant.

Entrada 1

Codo de 90º 1

1

1

Válvula de pie 1

0.000 m

g:

P1=

Z1=

Z2=


LS :

LS :

QB:

DS:

DS:

hf =


Reductor Excentrico

hL =

P atm

B2

1

212

222

1

211 PcZ

2g

V

γ

PZ

2g

V

γ

P

21

2satm

disp Pchs2g

V

γ

PvPNPSH

4.87S

1.85

1.85BS

D C

Q L10.7hf

2g

VsKih

2

L


Pcsucc. = 0.0000 m + 0.0000

Pcsucc. = 0.0000 m


Donde:

Patm: 7.28 m.c.a


Pv : 0.24 m.c.a

g : 9.81

0.00 m/seg

: ɣ 1.00

hs : 1.00 m

0.0000 m

6.04


>

6.04 > 4.00 … OK





45.20 m

0.00013 m³/sC : 140.00


hf = 0.01 m 2.0 '' = 0.0508 m



Si:



VS:

VS:

VS

:

PCSucción

:

NPSHD

=

NPSHR

=

Donde:

NPSHD

NPSHR

LI :

Li :

QB:

DI:

DI:

HI:

HI:

succión

2satm

disp Pchs2g

V

γ

PvPNPSH

4.87I

1.85

1.85BI

D C

Q L10.7hf





Salida: 1 1 1

Codos 45= 4 0.3 1.2

Codos 90= 2 0.4 0.8


Tee 3" 1 0.4 0.4


ΣK = 6.67

hl = 0.001398553


hf + hl

0.01 m



HB= 1.00 m 8.34 m 0.00 m 0.01 m 2.50 m

HB= 11.84


1000

11.84 m

0.000130

n.bomba = 0.7

n.motor = 0.7

n = 0.49

P = 1000 11.84 m 0.000130

75 0.49

P= 0.04 HP



PC Impulsión

=

PC Impulsión

=

Donde:

=ɣ

HB =

QB =

75n

Q x H x Pot BB

x xx

Donde:

E = 25000 (PVC)

K =

K = 40

2 '' = 0.0508 m

e = 4.90 mm (PVC)

a = 460.10 m/s


Donde:

K = 2 (L<500m)


45.20 m

0.1 m/seg

T= 1.07 seg g = 9.8 m/seg²


Hm = 8.34 m


Donde:

a = 233 m/seg

T = 1.23 seg

Lc = 246.34 m


Lc > Li


ALLIEVE


S/P= 3.01 m



Pmáx = 8.34 m 3.01 m Tuberia

Pmáx = 11.34 m Clase 5


Pmín = 8.34 m 3.01 m

Pmín = 5.33 m

C . Diseño del Tercer Sistema de Bombeo

106/E

DI =

LI =

Li =

VI =

e

DK48.3

9900a

Hm g

V LK 1T

2

T x a Lc

g

V* S/Pa




0.13 L/s

0.00013 m³/s

- Cota de cárcamo inferior de bombeo = 48.08 m- Cota de cárcamo superior de bombeo = 99.95 m





K = (0.9 - 1.4)

K= 1.1

λ= 1

0.0125419

0.49 ''

2.00 ''


0.0091 m

0.36 ''

0.60 m/s

2.00 m/s

0.01661 m

0.65 ''


Vi = Q / A

Vi = 0.06 m/s (OK)




QB =

QB =

DI=

DI=

DI=

Dmín

=

Dmín

=

Vmín =

Vmáx

=

Dmáx

=

Dmáx=

� ^(1⁄2)=�∗�

HB Nº

24 Q Q mB

21

41

I K D BQ

24

ºHBN

maxmin

4

V

QD

minmax

4

V

QD

Ds = 10.00 ''


Vs = 0.00 m/s <0.9 m/s (OK)


1° h' = 0.13 m

0.20 m


2° h= 0.74 m

h= 0.20 m




Tr = 3.00 min

0.02 m³


H = 0.94 m

a = 0.16 m

a = 0.15 m

h'mín

=

Vcár

=

ℎ≥2.5 +0.10∗��

a

h

0.5.Dsh'

20.02g

Vsh

2


HaVcárcamo 2

'hhH

H

carcamo Va


1.20


0.74 m



0

hs

Luego:




4.14 m

0.00013

C : 140.00



0.0000 m


Ls=

Hs=

P1=

Z1=

Z2=


LS :

LS :

QB:

DS:

DS:

hf =

P atm

B2

1

212

222

1

211 PcZ

2g

V

γ

PZ

2g

V

γ

P

21

2satm

disp Pchs2g

V

γ

PvPNPSH

4.87S

1.85

1.85BS

D C

Q L10.7hf

Accesorio Cant.

Entrada 1

Codo de 90º 1

1

1

Válvula de pie 1

0.000 m

g:


Pcsucc. = 0.0000 m + 0.0000

Pcsucc. = 0.0000 m


Donde:

Patm: 7.28 m.c.a


Pv : 0.24 m.c.a

g : 9.81

0.00 m/seg

: ɣ 1.00

hs : 1.00 m

0.0000 m

6.04


>

6.04 > 4.00 … OK





Reductor Excentrico

hL =

VS:

VS:

VS

:

PCSucción

:

NPSHD

=

NPSHR

=

Donde:

NPSHD

NPSHR

2g

VsKih

2

L

succión

2satm

disp Pchs2g

V

γ

PvPNPSH

4.87I

1.85

1.85BI

D C

Q L10.7hf


89.86 m

0.00013 m³/sC : 140.00


hf = 0.01 m 2.0 '' = 0.0508 m



Si:







Salida: 1 1 1

Codos 45= 4 0.3 1.2

Codos 90= 2 0.4 0.8


Tee 3" 1 0.4 0.4


ΣK = 6.67

hl = 0.001398553


hf + hl

0.01 m



HB= 1.00 m 50.87 m 0.00 m 0.01 m 2.50 m

HB= 54.38


1000

54.38 m

0.000130

n.bomba = 0.7

LI :

Li :

QB:

DI:

DI:

HI:

HI:

PC Impulsión

=

PC Impulsión

=

Donde:

=ɣ

HB =

QB =

4.87I

1.85

1.85BI

D C

Q L10.7hf

75n

Q x H x Pot BB

n.motor = 0.7

n = 0.49

P = 1000 54.38 m 0.000130

75 0.49

P= 0.19 HP



Donde:

E = 25000 (PVC)

K =

K = 40

2 '' = 0.0508 m

e = 4.90 mm (PVC)

a = 460.10 m/s


Donde:

K = 2 (L<500m)


89.86 m

0.1 m/seg

T= 1.02 seg g = 9.8 m/seg²


Hm = 50.88 m


Donde:

a = 233 m/seg

T = 1.23 seg

Lc = 235.36 m


Lc > Li


ALLIEVE


S/P= 3.01 m

106/E

DI =

LI =

Li =

VI =

x xx

e

DK48.3

9900a

Hm g

V LK 1T

2

T x a Lc

g

V* S/Pa



Pmáx = 50.87 m 3.01 m

Pmáx = 53.88 m Clase 7.5


Pmín = 50.87 m 3.01 m

Pmín = 47.86 m

5. Cámara Rompe Presión

Nota:

Debido a que todas las Cámaras Rompe Presión tienen caracteristicas similares,

vamos a realizar el diseño de una sola Cámara Rompe Presión.

5.1 Cálculo de la carga requerida para que el gasto de salida pueda fluir (H)

-->

Para: Ø= 6 '' Donde:

0.000130

Ø : 6 '' = 0.1524 m

V= 0.01 m/seg g: 9.81 m/seg²

Para:

H = 0.00 m

5.2. Altura total de la CRP

h = 0.10 m altura mínima

H = 0.00 m carga de agua

BL = 0.30H = 0.00 m borde libre

0.10 m

Donde:

t : 60 seg

QB:

HTOTAL

=

hLhfZ2g

V

γ

PZ

2g

V

γ

P1

211

o

2oo hLhf

2g

VZZH

21

1o

g

VH

.256.1

2

Htotal

QxtA

t

HtotalA Q

0.000130

A = 0.08 m²

a x b = A

Entonces: a = 0.28 m

b = 0.28 m

Finalmente:

H = 0.10 m

a = 0.30 m

b = 0.30 m

5.1 Cálculo de la carga requerida para que el gasto de salida pueda fluir (H)

-->

Para: Ø= 6 '' Donde:

QB:

Htotal

QxtA

t

HtotalA Q

hLhfZ2g

V

γ

PZ

2g

V

γ

P1

211

o

2oo hLhf

2g

VZZH

21

1o

0.000130

Ø : 6 '' = 0.1524 m

V= 0.01 m/seg g: 9.81 m/seg²

H = 0.00 m

5.2 Altura total de la CRP

h = 0.10 m altura mínima

H = 0.00 m carga de agua

BL = 0.30H = 0.00 m borde libre

0.10 m

t = 60 seg

0.000130

A = 0.08 m²

a x b = A

Entonces: a = 0.28 m

b = 0.28 m

Finalmente:

H = 0.00 m

a = 0.30 m

b = 0.30 m

QB:

Para:

HTOTAL

=

Donde:

QB =

x

g

VH

.256.1

2

Htotal

QxtA

t

HtotalA Q

diseño de la linea de conducción diseño de la linea de conducción

TRAMO D (pulg) LONGITUD Sf1 hf1 6 56.62 0.0353 2.002 6 234.35 0.0353 8.273 10 36.6 0.0029 0.114 6 59.95 0.0353 2.125 6 184.85 0.0353 6.526 10 45.15 0.0029 0.137 6 25.77 0.0353 0.918 6 10.65 0.0353 0.389 6 463.07 0.0353 16.34

10 6 287.68 0.0353 10.1511 8 582.57 0.0087 5.0612 10 89.89 0.0029 0.2613 6 73.72 0.0353 2.6014 6 275.4 0.0353 9.72

∑ = 2426.27

trabaja son los diámetros comerciales.

: Los diámetros con los que se

: Se obvia las pérdidas de carga locales y se toma en cuenta solamente

Hay que calcular todas las pérdidas de carga ( locales y por fricción)


- Debido a la topografía del terreno, se hace necesario hacer uso de bombas para conducir el agua. Este bombeo se realizará las 24 horas, para lo cual se utilizarán 2 bombas, cada una de las cuales trabajará 12 horas

a

h

(De acuerdo a la topografia)

3.24 m

1.00 m


Presión de vapor de agua


m³/s


0.25 m

- Para que no se produzca cavitación el NPSH disponible debe ser mayor que el NPSH requerido

K: Coeficiente.

K Total

0.5 0.5

0.4 0.4

6 6

0.2 0.2

1.75 1.75

K 8.85

9.81

Velocidad de succión.

0.00 m/seg

= 0.0508 m

(bomba y motor)

= 0.0508 m

H IMPULSIÓN + PC IMPULSIÓN



2.54 m

1.00 m

a

h




m³/s


0.25 m

K: Coeficiente.

K Total

0.5 0.5

0.4 0.4

6 6

0.2 0.2

1.75 1.75

K 8.85

9.81



0.00 m/seg

= 0.0508 m

(bomba y motor)

= 0.0508 m



a

h


4.14 m

1.00 m




m³/s


0.25 m

K: Coeficiente.


K Total

0.5 0.5

0.4 0.4

6 6

0.2 0.2

1.75 1.75

K 8.85

9.81


0.00 m/seg

= 0.0508 m

(bomba y motor)

= 0.0508 m


= 0.1524 m

hLhf2g

VZZH

21

1o

hLhf2g

VZZH

21

1o

= 0.1524 m

0.000130

VARIACIONES HORARIASHoras de funcionamiento : 12 Tipo: Continuo

Caudal medio (L/s) : 34.67 Qm = 2995.551 m³/día

HORASCONSUMO APORTE

EXCESO DEFECTO% m³ % m³

0 - 1 0.59 17.52 0 0 17.52 0.00 17.52

1 - 2 0.48 14.38 0 0 31.90 0.00 31.90

2 - 3 0.45 13.48 0 0 45.38 0.00 45.38

3 - 4 0.45 13.48 0 0 58.86 0.00 58.86

4 - 5 0.66 19.77 0 0 78.63 0.00 78.63

5 - 6 2.90 86.87 0 0 165.50 0.00 165.50

6 - 7 4.40 131.80 0 0 297.31 0.00 297.31

7 - 8 8.30 248.63 8.33 249.629238 545.94 249.63 296.31

8 - 9 6.90 206.69 8.33 249.629238 752.63 499.26 253.37

9 - 10 5.75 172.09 8.33 249.629238 924.73 748.89 175.84

10 - 11 6.80 203.70 8.33 249.629238 1128.42 998.52 129.91

11 - 12 6.13 183.63 8.33 249.629238 1312.05 1248.15 63.91

12 - 13 5.50 164.76 8.33 249.629238 1476.81 1497.78 20.97

13 - 14 5.00 149.78 8.33 249.629238 1626.58 1747.40 120.82

14 - 15 6.00 179.73 8.33 249.629238 1806.32 1997.03 190.72

15 - 16 5.80 173.74 8.33 249.629238 1980.06 2246.66 266.60

16 - 17 5.70 170.75 8.33 249.629238 2150.81 2496.29 345.49

17 - 18 5.60 167.75 8.33 249.629238 2318.56 2745.92 427.37

18 - 19 6.25 187.22 8.33 249.629238 2505.78 2995.55 489.77

19 - 20 5.30 158.76 0 0 2664.54 2995.55 331.01

20 - 21 3.60 107.84 0 0 2772.38 2995.55 223.17

21 - 22 3.95 118.32 0 0 2890.71 2995.55 104.84

22 - 23 2.30 68.90 0 0 2959.60 2995.55 35.95

23 - 24 1.20 35.95 0 0 2995.55 2995.55

TOTAL 100.00 2995.55086 100.00 2995.55086

VAL. MAX = 489.77 297.31

E + D = 787.08

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000

CURVA DE CONSUMO CONTINUO DE 12 HORAS

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

VARIACIONES HORARIAS

Horas de funcionamiento : 12 Tipo: Discontinuo


HORASCONSUMO APORTE


0 - 1 0.59 17.52 0 0 17.52 0.00 17.52

1 - 2 0.48 14.38 0 0 31.90 0.00 31.90

2 - 3 0.45 13.48 0 0 45.38 0.00 45.38

3 - 4 0.45 13.48 0 0 58.86 0.00 58.86

4 - 5 0.66 19.77 0 0 78.63 0.00 78.63

5 - 6 2.90 86.87 8.33 249.629238 165.50 249.63 84.13

6 - 7 4.40 131.80 8.33 249.629238 297.31 499.26 201.95

7 - 8 8.30 248.63 8.33 249.629238 545.94 748.89 202.95

8 - 9 6.90 206.69 8.33 249.629238 752.63 998.52 245.88

9 - 10 5.75 172.09 8.33 249.629238 924.73 1248.15 323.42

10 - 11 6.80 203.70 0 0 1128.42 1248.15 119.72

11 - 12 6.13 183.63 0 0 1312.05 1248.15 63.91

12 - 13 5.50 164.76 0 0 1476.81 1248.15 228.66

13 - 14 5.00 149.78 8.33 249.629238 1626.58 1497.78 128.81

14 - 15 6.00 179.73 8.33 249.629238 1806.32 1747.40 58.91

15 - 16 5.80 173.74 8.33 249.629238 1980.06 1997.03 16.97

16 - 17 5.70 170.75 8.33 249.629238 2150.81 2246.66 95.86

17 - 18 5.60 167.75 8.33 249.629238 2318.56 2496.29 177.74

18 - 19 6.25 187.22 8.33 249.629238 2505.78 2745.92 240.14

19 - 20 5.30 158.76 8.33 249.629238 2664.54 2995.55 331.01

20 - 21 3.60 107.84 0 0 2772.38 2995.55 223.17

21 - 22 3.95 118.32 0 0 2890.71 2995.55 104.84

22 - 23 2.30 68.90 0 0 2959.60 2995.55 35.95

23 - 24 1.20 35.95 0 0 2995.55 2995.55

TOTAL 100.00 2995.55 100.00 2995.55086

VAL. MAX = 331.01 228.66

E + D = 559.67

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000

CURVA DE CONSUMO DISCONTINUO DE 12 HORAS

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE


Horas de funcionamiento : 14 Tipo: Continuo


HORASCONSUMO APORTE


0 - 1 0.59 17.52 0 0 17.52 0.00 17.52

1 - 2 0.48 14.38 0 0 31.90 0.00 31.90

2 - 3 0.45 13.48 0 0 45.38 0.00 45.38

3 - 4 0.45 13.48 0 0 58.86 0.00 58.86

4 - 5 0.66 19.77 0 0 78.63 0.00 78.63

5 - 6 2.90 86.87 0 0 165.50 0.00 165.50

6 - 7 4.40 131.80 7.14 213.967919 297.31 213.97 83.34

7 - 8 8.30 248.63 7.14 213.967919 545.94 427.94 118.00

8 - 9 6.90 206.69 7.14 213.967919 752.63 641.90 110.73

9 - 10 5.75 172.09 7.14 213.967919 924.73 855.87 68.85

10 - 11 6.80 203.70 7.14 213.967919 1128.42 1069.84 58.58

11 - 12 6.13 183.63 7.14 213.967919 1312.05 1283.81 28.24

12 - 13 5.50 164.76 7.14 213.967919 1476.81 1497.78 20.97

13 - 14 5.00 149.78 7.14 213.967919 1626.58 1711.74 85.16

14 - 15 6.00 179.73 7.14 213.967919 1806.32 1925.71 119.39

15 - 16 5.80 173.74 7.14 213.967919 1980.06 2139.68 159.62

16 - 17 5.70 170.75 7.14 213.967919 2150.81 2353.65 202.84

17 - 18 5.60 167.75 7.14 213.967919 2318.56 2567.62 249.06

18 - 19 6.25 187.22 7.14 213.967919 2505.78 2781.58 275.80

19 - 20 5.30 158.76 7.14 213.967919 2664.54 2995.55 331.01

20 - 21 3.60 107.84 0 0 2772.38 2995.55 223.17

21 - 22 3.95 118.32 0 0 2890.71 2995.55 104.84

22 - 23 2.30 68.90 0 0 2959.60 2995.55 35.95

23 - 24 1.20 35.95 0 0 2995.55 2995.55

TOTAL 100.00 2995.55 100.00 2995.55086

VAL. MAX = 331.01 165.50

E + D = 496.51

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE




HORASCONSUMO APORTE


0 - 1 0.59 17.52 0 0 17.52 0.00 17.52

1 - 2 0.48 14.38 0 0 31.90 0.00 31.90

2 - 3 0.45 13.48 0 0 45.38 0.00 45.38

3 - 4 0.45 13.48 7.14 213.967919 58.86 213.97 155.11

4 - 5 0.66 19.77 7.14 213.967919 78.63 427.94 349.30

5 - 6 2.90 86.87 7.14 213.967919 165.50 641.90 476.40

6 - 7 4.40 131.80 7.14 213.967919 297.31 855.87 558.56

7 - 8 8.30 248.63 7.14 213.967919 545.94 1069.84 523.90

8 - 9 6.90 206.69 7.14 213.967919 752.63 1283.81 531.18

9 - 10 5.75 172.09 7.14 213.967919 924.73 1497.78 573.05

10 - 11 6.80 203.70 0 0 1128.42 1497.78 369.35

11 - 12 6.13 183.63 0 0 1312.05 1497.78 185.72

12 - 13 5.50 164.76 0 0 1476.81 1497.78 20.97

13 - 14 5.00 149.78 7.14 213.967919 1626.58 1711.74 85.16

14 - 15 6.00 179.73 7.14 213.967919 1806.32 1925.71 119.39

15 - 16 5.80 173.74 7.14 213.967919 1980.06 2139.68 159.62

16 - 17 5.70 170.75 7.14 213.967919 2150.81 2353.65 202.84

17 - 18 5.60 167.75 7.14 213.967919 2318.56 2567.62 249.06

18 - 19 6.25 187.22 7.14 213.967919 2505.78 2781.58 275.80

19 - 20 5.30 158.76 7.14 213.967919 2664.54 2995.55 331.01

20 - 21 3.60 107.84 0 0 2772.38 2995.55 223.17

21 - 22 3.95 118.32 0 0 2890.71 2995.55 104.84

22 - 23 2.30 68.90 0 0 2959.60 2995.55 35.95

23 - 24 1.20 35.95 0 0 2995.55 2995.55

TOTAL 100.00 2995.55 100.00 2995.55086

VAL. MAX = 573.05 45.38

E + D = 618.43

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE


Horas de funcionamiento : 16 Tipo: Continuo


HORASCONSUMO APORTE


0 - 1 0.59 17.52 0 0 17.52 0.00 17.52

1 - 2 0.48 14.38 0 0 31.90 0.00 31.90

2 - 3 0.45 13.48 0 0 45.38 0.00 45.38

3 - 4 0.45 13.48 0 0 58.86 0.00 58.86

4 - 5 0.66 19.77 0 0 78.63 0.00 78.63

5 - 6 2.90 86.87 6.25 187.221929 165.50 187.22 21.72

6 - 7 4.40 131.80 6.25 187.221929 297.31 374.44 77.14

7 - 8 8.30 248.63 6.25 187.221929 545.94 561.67 15.73

8 - 9 6.90 206.69 6.25 187.221929 752.63 748.89 3.74

9 - 10 5.75 172.09 6.25 187.221929 924.73 936.11 11.38

10 - 11 6.80 203.70 6.25 187.221929 1128.42 1123.33 5.09

11 - 12 6.13 183.63 6.25 187.221929 1312.05 1310.55 1.50

12 - 13 5.50 164.76 6.25 187.221929 1476.81 1497.78 20.97

13 - 14 5.00 149.78 6.25 187.221929 1626.58 1685.00 58.41

14 - 15 6.00 179.73 6.25 187.221929 1806.32 1872.22 65.90

15 - 16 5.80 173.74 6.25 187.221929 1980.06 2059.44 79.38

16 - 17 5.70 170.75 6.25 187.221929 2150.81 2246.66 95.86

17 - 18 5.60 167.75 6.25 187.221929 2318.56 2433.89 115.33

18 - 19 6.25 187.22 6.25 187.221929 2505.78 2621.11 115.33

19 - 20 5.30 158.76 6.25 187.221929 2664.54 2808.33 143.79

20 - 21 3.60 107.84 6.25 187.221929 2772.38 2995.55 223.17

21 - 22 3.95 118.32 0 0 2890.71 2995.55 104.84

22 - 23 2.30 68.90 0 0 2959.60 2995.55 35.95

23 - 24 1.20 35.95 0 0 2995.55 2995.55

TOTAL 100.00 2995.55 100.00 2995.55086

VAL. MAX = 223.17 78.63

E + D = 301.80

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000CURVA DE CONSUMO CONTINUO DE 16 HORAS

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE




HORASCONSUMO APORTE


0 - 1 0.59 17.52 0 0 17.52 0.00 17.52

1 - 2 0.48 14.38 0 0 31.90 0.00 31.90

2 - 3 0.45 13.48 0 0 45.38 0.00 45.38

3 - 4 0.45 13.48 0 0 58.86 0.00 58.86

4 - 5 0.66 19.77 0 0 78.63 0.00 78.63

5 - 6 2.90 86.87 6.25 187.221929 165.50 187.22 21.72

6 - 7 4.40 131.80 6.25 187.221929 297.31 374.44 77.14

7 - 8 8.30 248.63 6.25 187.221929 545.94 561.67 15.73

8 - 9 6.90 206.69 6.25 187.221929 752.63 748.89 3.74

9 - 10 5.75 172.09 6.25 187.221929 924.73 936.11 11.38

10 - 11 6.80 203.70 6.25 187.221929 1128.42 1123.33 5.09

11 - 12 6.13 183.63 6.25 187.221929 1312.05 1310.55 1.50

12 - 13 5.50 164.76 0 0 1476.81 1310.55 166.25

13 - 14 5.00 149.78 0 0 1626.58 1310.55 316.03

14 - 15 6.00 179.73 6.25 187.221929 1806.32 1497.78 308.54

15 - 16 5.80 173.74 6.25 187.221929 1980.06 1685.00 295.06

16 - 17 5.70 170.75 6.25 187.221929 2150.81 1872.22 278.59

17 - 18 5.60 167.75 6.25 187.221929 2318.56 2059.44 259.12

18 - 19 6.25 187.22 6.25 187.221929 2505.78 2246.66 259.12

19 - 20 5.30 158.76 6.25 187.221929 2664.54 2433.89 230.66

20 - 21 3.60 107.84 6.25 187.221929 2772.38 2621.11 151.28

21 - 22 3.95 118.32 6.25 187.221929 2890.71 2808.33 82.38

22 - 23 2.30 68.90 6.25 187.221929 2959.60 2995.55 35.95

23 - 24 1.20 35.95 0 0 2995.55 2995.55

TOTAL 100.00 2995.55 100.00 2995.55086

VAL. MAX = 77.14 316.03

E + D = 393.17

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000CURVA DE CONSUMO DISCONTINUO DE 16 HORAS

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000CURVA DE CONSUMO DISCONTINUO DE 16 HORAS

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

VARIACIONES HORARIASHoras de funcionamiento : 18 Tipo: Continuo


HORASCONSUMO APORTE


0 - 1 0.59 17.52 0 0 17.52 0.00 17.52

1 - 2 0.48 14.38 0 0 31.90 0.00 31.90

2 - 3 0.45 13.48 0 0 45.38 0.00 45.38

3 - 4 0.45 13.48 0 0 58.86 0.00 58.86

4 - 5 0.66 19.77 0 0 78.63 0.00 78.63

5 - 6 2.90 86.87 5.56 166.419492 165.50 166.42 0.92

6 - 7 4.40 131.80 5.56 166.419492 297.31 332.84 35.53

7 - 8 8.30 248.63 5.56 166.419492 545.94 499.26 46.68

8 - 9 6.90 206.69 5.56 166.419492 752.63 665.68 86.95

9 - 10 5.75 172.09 5.56 166.419492 924.73 832.10 92.63

10 - 11 6.80 203.70 5.56 166.419492 1128.42 998.52 129.91

11 - 12 6.13 183.63 5.56 166.419492 1312.05 1164.94 147.11

12 - 13 5.50 164.76 5.56 166.419492 1476.81 1331.36 145.45

13 - 14 5.00 149.78 5.56 166.419492 1626.58 1497.78 128.81

14 - 15 6.00 179.73 5.56 166.419492 1806.32 1664.19 142.12

15 - 16 5.80 173.74 5.56 166.419492 1980.06 1830.61 149.44

16 - 17 5.70 170.75 5.56 166.419492 2150.81 1997.03 153.77

17 - 18 5.60 167.75 5.56 166.419492 2318.56 2163.45 155.10

18 - 19 6.25 187.22 5.56 166.419492 2505.78 2329.87 175.91

19 - 20 5.30 158.76 5.56 166.419492 2664.54 2496.29 168.25

20 - 21 3.60 107.84 5.56 166.419492 2772.38 2662.71 109.67

21 - 22 3.95 118.32 5.56 166.419492 2890.71 2829.13 61.58

22 - 23 2.30 68.90 5.56 166.419492 2959.60 2995.55 35.95

23 - 24 1.20 35.95 0 0 2995.55 2995.55

TOTAL 100.00 2995.55 100.00 2995.55086

VAL. MAX = 35.95 175.91

E + D = 211.85

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADA

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE




HORASCONSUMO APORTE


0 - 1 0.59 17.52 0 0 17.52 0.00 17.52

1 - 2 0.48 14.38 0 0 31.90 0.00 31.90

2 - 3 0.45 13.48 0 0 45.38 0.00 45.38

3 - 4 0.45 13.48 0 0 58.86 0.00 58.86

4 - 5 0.66 19.77 0 0 78.63 0.00 78.63

5 - 6 2.90 86.87 5.56 166.419492 165.50 166.42 0.92

6 - 7 4.40 131.80 5.56 166.419492 297.31 332.84 35.53

7 - 8 8.30 248.63 5.56 166.419492 545.94 499.26 46.68

8 - 9 6.90 206.69 5.56 166.419492 752.63 665.68 86.95

9 - 10 5.75 172.09 5.56 166.419492 924.73 832.10 92.63

10 - 11 6.80 203.70 5.56 166.419492 1128.42 998.52 129.91

11 - 12 6.13 183.63 0 0 1312.05 998.52 313.53

12 - 13 5.50 164.76 5.56 166.419492 1476.81 1164.94 311.87

13 - 14 5.00 149.78 5.56 166.419492 1626.58 1331.36 295.23

14 - 15 6.00 179.73 5.56 166.419492 1806.32 1497.78 308.54

15 - 16 5.80 173.74 5.56 166.419492 1980.06 1664.19 315.86

16 - 17 5.70 170.75 5.56 166.419492 2150.81 1830.61 320.19

17 - 18 5.60 167.75 5.56 166.419492 2318.56 1997.03 321.52

18 - 19 6.25 187.22 5.56 166.419492 2505.78 2163.45 342.32

19 - 20 5.30 158.76 5.56 166.419492 2664.54 2329.87 334.67

20 - 21 3.60 107.84 5.56 166.419492 2772.38 2496.29 276.09

21 - 22 3.95 118.32 5.56 166.419492 2890.71 2662.71 227.99

22 - 23 2.30 68.90 5.56 166.419492 2959.60 2829.13 130.47

23 - 24 1.20 35.95 5.56 166.419492 2995.55 2995.55

TOTAL 100.00 2995.55 100.00 2995.55086

VAL. MAX = 35.53 342.32

E + D = 377.86

CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADA

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000


CONSUMO ACUMULADO

APORTE ACUMULADO

HORAS

CONSUMO Y APORTE

sistema de ALMACENAMIENTO

1. DISEÑO DEL RESERVORIO

A. CAPACIDAD

34.67 L/s

Consumo Diario = 2995.55 m³/día

A.1 Volumen de Equilibrio

Según los gráficos, para las diferentes horas y tipos de bombeo, tenemos:

Horas Tipo E + D

12Continuo 787.08Discontinuo 559.67




(E + D) elegido = 211.85

211.85 m³

P : Población en miles

- La población final (obtenida en la primera parte del trabajo) en miles es:

P = 23577 = 23.58 miles

2.4278 L/s

0.0024277901 m³/seg

P (miles) t (horas)

Qdiseño = Qm

Qdiseño =

- De los valores para E + D, elegimos el menor, pues será éste el que proporcione un reservorio de menor tamaño y por lo tanto más económico.

- Este valor representa el caudal medio consumido en un día, que nos brindará el volumen de equilibrio (VE).

VE =

A.2 Volumen Contra Incendios (Vci)

VCI = QCI x t

QCI = 0.5 P1/2

QCI =

QCI =

- Para hallar el Vci, necesitamos conocer el valor de t, que se obtiene de tablas entrando con la población en miles. Este valor es:

< 30 330 - 50 4> 50 5

t = 3 horas (de la tabla anterior)

26220.13 L

26 m³

- Es un valor comprendido entre 5 - 10% del volumen total

10% Vt

264.28 m³

26.4 m³

B. DIMENSIONES DEL RESERVORIO

- Diseñando un reservorio cilíndricoDonde:

h = profundidad (m)

K = constante en función del volumen

264.3 m³Tabla para calular k

k

<3 2

4 a 6 1.8

V = 2.64 (Cientos) 7 a 9 1.5

10 a 13 1.3

K = 1.8 (de tabla) 14 a 16 1

> 17 0.7

h = 2.68h = 2.70 m Redondeando por aspectos constructivos

D = 11.16 mD = 11.2 m Redondeando por aspectos constructivos

Asumiendo:

Borde libre = h/3 = 0.90 m blVolumen muerto(Vm) = 10% V

V = 266 m³ hVm = 27 m³

Volumen total = 293 m³ D

h = 3 m Altura de nivel de agua

ht = h + blht = 3.87 mht = 4.00 m Redondeando por aspectos constructivo

VCI =

VCI =

A.3 Volumen de Reserva (Vr)

Vr =

A.4 Volumen Total del Reservorio (VR)

VT = VE + VCI + Vr

VT = VE + VCI + 10% VT

VT = (VE + VCI) / 0.9VT =

VR =

VR = Volumen reservorio (cientos m3)

VR =

V (Cientos de m3)

h 4

D V

2

R

K 3

V h

B.1 Dimensiones totales del reservorioD = 11.20 mht = 4.00 m

SISTEMA DE DISTRIBUCIÓN

LÍNEA DE ADUCCION

1. - Caudal de diseño

Qmáxh = 62.41 lt/sQmáxd + Qci = 45.07 + 2.43Qmáxd + Qci = 47.50 lt/s

Entonces el Caudal de diseño es:

Qdiseño = 62.41 lt/s

2.- Perfil de la Línea de aducción

PUNTO DX DY X Y Long. L. Ac.R 0.00 2510.0 0.00 0.00a 19.05 5.0 19.05 2505.0 19.70 19.70b 36.54 5.0 55.59 2500.0 36.88 56.58c 25.05 5.0 80.64 2495.0 25.54 82.12d 17.95 5.0 98.59 2490.0 18.63 100.75e 21.21 5.0 ### 2485.0 21.79 122.54f 43.61 5.0 ### 2480.0 43.90 166.44g 59.19 5.0 ### 2475.0 59.40 225.84h 63.48 5.0 ### 2470.0 63.68 289.52

NUDO 01 37.85 4.0 ### 2466.0 38.06 327.58

0.00 50.00 100.00 150.00 200.00 250.00 300.00 350.002440.0

2450.0

2460.0

2470.0

2480.0

2490.0

2500.0

2510.0

2520.0

Perfil de la Linea de Aduccion

Distancia Acumulada (m)

Cotas (m)

Tubería de Aducción

Diámetros 0.6 m/s0.364 m14.33 "

2.5 m/s0.178 m7.019 "

Diámetros disponibles 8", 10", 12", 14"

Verificación del golpe de ariete

Diámetro elegido: 10 ''

254 mm

e = 5.3 mm

Longitud = 327.58 m

Carga estática = 44.0 m (2510 - 2466)

Tubería : PVC. Clase 5

K = 40

Tiempo de cierre: 10 seg (t)

Cálculo de la celeridad

a = 223.32

Cálculo del tiempo de la onda de presión

T = 2L / a

T = 2.93 seg

t > T Entonces,el cierre es lento


Pmáx = 52.2

Clase 7.5

V = 1.23 m/s Pmín = Carga estática - S/P

S/P = 8.23 m.c.a. Pmín = 35.8

Vmín =Dmáx =Dmáx =

Vmáx =Dmín =Dmín =

= =

→ Cálculo de la sobrepresión (S/P) → Presión Máxima y mínima por golpe de ariete

e

DK 48.3

9900 a

gt

2LV S/P

minmax

4

V

QD

maxmin

4

V

QD

RED DE DISTRIBUCIÓN

Cálculo del caudal de salida en cada nudo

Se realiza en función de su área de influencia

NUDO 01Área Actual:

ManzanasÁrea (ha) N° Área (ha)60x60 0.36 3 1.0880x80 0.64 4 2.56

100x100 1.00 0 0.00120x120 1.44 1 1.44

Total 5.08

Área Futura:

ManzanasÁrea (ha) N° Área (ha) 60x60 0.36 4 1.4480x80 0.64 1 0.64

Total 2.08

Dotación Doméstica = 92.5 lt/hab/día517.73 Hab/Ha804.49 Hab/Ha

Población = 4323.4 HabCaudal Doméstico = 4.6 lt/s

Otros fines:

DESCRIPCION Q (lt/día) Q (lt/seg)Jardin 37500 0.434

Escuela 37500 0.434Colegio 37500 0.434

Universidad 37500 0.434Areas Verdes (10.13%) 5761.4 0.067

Caudal Otros Fines = 1.80

6.43 lt/s

1.8

Qmáxh 1 = 11.58 lt/s

Dactual =Dfutura =

Q m 01 =

K2 = 2max xKQQ mhorario


ManzanasÁrea (ha) N° Área (ha) 60x60 0.36 5 1.860x50 0.30 1 0.380x80 0.64 2 1.28

80x57.5 0.46 1 0.46100x100 1.00 2 2.00100x50 0.50 1 0.50

120x120 1.44 1 1.44Total 7.78

Área Futura:

ManzanasÁrea (ha) N° Área (ha) 120x88.4 1.06 1 1.06

Total 1.06



Otros fines:

DESCRIPCION Q (lt/día) Q (lt/seg)Cine 600 0.01

Discoteca 90000 1.04Gimnasio 90000 1.04Oficinas 9000 0.10

Hotel 25000 0.29Restaurantes 56000 0.65

Comisaria 24000 0.28Centro Comercial 9000 0.10

Cementerio 13200 0.15Mercado 75000 0.87

Estacionamiento (37.5%) 720 0.01Areas Verdes (34.88%) 24707.2 0.29


10.10 lt/s

1.8

Dactual =Dfutura =

Q m 02 =





100x100 1.00 1 1.00120x120 1.44 1 1.44

Total 4.90

Área Futura:


100x100 1 1 1.00Total 2.72



Otros fines:

DESCRIPCION Q (lt/día) Q (lt/seg)Estacionamiento (62.5%) 1200 0.014

Hospital 36000 0.417Plataforma 250 0.003

Areas Verdes (14.89%)11307.56 0.131Caudal Otros Fines = 0.56

5.18 lt/s

1.8



ManzanasÁrea (ha) N° Área (ha)

Dactual =Dfutura =

Q m 03 =


60x60 0.36 4 1.4480x80 0.64 3 1.92

100x100 1.00 1 1.00120x120 1.44 1 1.44

Total 5.80

Área Futura:

No tiene área de Expansión Futu 0.00



Otros fines:

DESCRIPCION Q (lt/día) Q (lt/seg)Estadio 8000 0.09

Areas Verdes (25.24%) 16788.6 0.19Caudal Otros Fines = 0.29

2.83 lt/s

1.8




100x100 1.00 3 3.00120x120 1.44 1 1.44

Total 7.16

Área Futura:

ManzanasÁrea (ha) N° Área (ha)120x120 1.44 1 1.44

Total 1.44


Dactual =Dfutura =

Q m 04 =

K2 =

Dactual =Dfutura =

2max xKQQ mhorario


Otros fines:DESCRIPCION Q (lt/día) Q (lt/seg)

Iglesia 450 0.01Municipalidad 18000 0.21

Plataforma Deportiva 250 0.003Areas Verdes (2.11%) 1200 0.014


4.65 lt/s

1.8




100x100 1.00 1 1.00120x120 1.44 0 0.00

Total 3.00

Área Futura:

ManzanasÁrea (ha) N° Área (ha) 60x60 0.36 0 0.0080x80 0.64 1 0.64

80x72.5 0.58 1 0.58100x100 1 1 1.00100x50 0.5 1 0.50

Total 2.72



Otros fines:

Q m 05 =

K2 =

Dactual =Dfutura =

2max xKQQ mhorario

DESCRIPCION Q (lt/día) Q (lt/seg)Jardin 37500 0.43

Escuela 37500 0.43Colegio 37500 0.43

Grifo 900 0.01Areas Verdes(12.75%) 7250.8 0.08


5.17 lt/s

1.8


CUADRO RESUMEN NUDO Hab01 11.58 4323.402 18.17 4919.303 9.32 4307.804 5.44 2373.005 8.60 4131.706 9.30 3521.5

62.41 23577

Q m 06 =

K2 =

Qmh (Lit/seg)

Los valores obtenidos si cumplen con lo encontrado en la primera parte de este trabajo escalonado.

2max xKQQ mhorario

CALCULO DE LOS DIAMETROS DE LAS TUBERIAS DE LA RED

R

62.41

323.818.17 L/s

11.58 L/s Q3 = 33.88 L/s

N1 518.96

N2

Q3 = 16.94 L/s CIRCUITO I Q3 = 5.24 L/s

453.76 500.85

Q3 = 11.50 L/s 8.6 L/s

5.44 L/s

N4 465.94 N5

RANGO DE DIAMETROSTRAMO DE NUDO A NUDO D minAducción R 01 7.02

L1 01 02 3.66

L2 02 03 2.03

L3 03 06 0.68

L4 06 05 1.79

L5 02 05 1.44

L6 05 04 2.13

L7 04 01 2.59

Diámetros seleccionados

TramoLongitud

m

Aducción R - 1 323.80

L1 1 - 2 518.96

L2 2 - 3 440.95

L3 3 - 6 433.37

L4 6 - 5 551.04

L5 2 - 5 465.94

L6 5 - 4 453.76

L7 4 - 1 500.85

METODO DE HARDY CROSS

FÒRMULAS A EMPLEAR

PRIMERA ITERACIÓN

CIRCUITO TRAMO DIAMETRO LONGITUD Qa (m³/seg)

I

1 - 2 0.1524 518.96 0.03388

2 - 5 0.0762 465.94 0.00524

5 - 4 0.1016 453.76 -0.01150

4 - 1 0.1016 500.85 -0.01694

CIRCUITO TRAMO DIAMETRO LONGITUD Qo(m³/seg)

II

2 - 3 0.1016 440.95 0.01048

3 - 6 0.0762 433.37 0.00116

6 - 5 0.1016 551.04 -0.00814

a

f

f

Q

h

hQ

85.187.485.1

7.10

xDC

xLK

II

5 - 2 0.0762 465.94 -0.00524

SEGUNDA ITERACIÓN


I

1 - 2 0.1524 518.96 0.03525

2 - 5 0.0762 465.94 0.00558

5 - 4 0.1016 453.76 -0.01013

4 - 1 0.1016 500.85 -0.01660


II

2 - 3 0.1016 440.95 0.01150

3 - 6 0.0762 433.37 0.00218

6 - 5 0.1016 551.04 -0.00712

5 - 2 0.0762 465.94 -0.00558

TERCERA ITERACIÓN


I

1 - 2 0.1524 518.96 0.03600

2 - 5 0.0762 465.94 0.00578

5 - 4 0.1016 453.76 -0.00938

4 - 1 0.1016 500.85 -0.01640


II

2 - 3 0.1016 440.95 0.01205

3 - 6 0.0762 433.37 0.00273

6 - 5 0.1016 551.04 -0.00656

5 - 2 0.0762 465.94 -0.00578

CUARTA ITERACIÓN


I

1 - 2 0.1524 518.96 0.03642

2 - 5 0.0762 465.94 0.00588

5 - 4 0.1016 453.76 -0.00897

4 - 1 0.1016 500.85 -0.01630


II

2 - 3 0.1016 440.95 0.01237

3 - 6 0.0762 433.37 0.00305

6 - 5 0.1016 551.04 -0.00625

5 - 2 0.0762 465.94 -0.00588

QUINTA ITERACIÓN


I

1 - 2 0.1524 518.96 0.03665

2 - 5 0.0762 465.94 0.00594

5 - 4 0.1016 453.76 -0.00873

4 - 1 0.1016 500.85 -0.01624


II

2 - 3 0.1016 440.95 0.01255

3 - 6 0.0762 433.37 0.00323

6 - 5 0.1016 551.04 -0.00607

5 - 2 0.0762 465.94 -0.00594

SEXTA ITERACIÓN


I

1 - 2 0.1524 518.96 0.03679

2 - 5 0.0762 465.94 0.00597

5 - 4 0.1016 453.76 -0.00860

4 - 1 0.1016 500.85 -0.01621


II

2 - 3 0.1016 440.95 0.01265

3 - 6 0.0762 433.37 0.003336 - 5 0.1016 551.04 -0.005975 - 2 0.0762 465.94 -0.00597

SETIMA ITERACIÓN


I

1 - 2 0.1524 518.96 0.036872 - 5 0.0762 465.94 0.005995 - 4 0.1016 453.76 -0.00852

I

4 - 1 0.1016 500.85 -0.01619


II

2 - 3 0.1016 440.95 0.012713 - 6 0.0762 433.37 0.003396 - 5 0.1016 551.04 -0.005915 - 2 0.0762 465.94 -0.00599

CALCULO DE LOS DIAMETROS DE LAS TUBERIAS DE LA RED

Q3 = 10.48 L/s 9.32 L/s

440.95 N3

CIRCUITO II Q3 = 1.16 L/s

433.37

Q3 = 8.14 L/s

551.04 N6

9.3 L/s

RANGO DE DIAMETROSDmax RANGO14.33 8",10",12",14"10.56 4",6",8",10''

5.87 3",4"

1.95 1'',1 1/2'', 2",3'',4"

5.17 2",3'',4"

4.15 2",3'', 4''

6.15 3",4",6"

7.47 3'', 4",6"

Diámetro

Pulg mm

10 254

6 152.4

4 101.6

3 76.2

4 101.6

3 76.2

4 101.6

4 101.6

METODO DE HARDY CROSS

TUBERIA : PVCC = 140

K hf (m) 1.85(hf/Qa) ΔQ Qi

5662.97 10.8033 589.82 0.0014 0.03525

148681.25 8.9693 3167.66 0.0003 0.00558

35669.81 -9.2207 1483.01 0.0014 -0.01013

39371.52 -20.8347 2275.01 0.0014 -0.01660

Σ -10.2828 7515.51

ΔQ = 0.0014


34662.82 7.5382 1331.14 0.0010 0.01150

138288.18 0.5101 815.94 0.0010 0.00218

43316.93 -5.9072 1342.43 0.0010 -0.00712

148681.25 -8.9693 3167.66 -0.0003 -0.00558

Σ -6.8282 6657.17

ΔQ = 0.0010


5662.97 11.6241 610.00 0.0008 0.03600

148681.25 10.0844 3342.89 0.0002 0.00578

35669.81 -7.2948 1331.66 0.0008 -0.00938

39371.52 -20.0622 2235.86 0.0008 -0.01640

Σ -5.6485 7520.41

ΔQ = 0.0008


34662.82 8.9601 1441.12 0.0006 0.01205

138288.18 1.6511 1399.68 0.0006 0.00273

43316.93 -4.6045 1197.24 0.0006 -0.00656

148681.25 -10.0844 3342.89 -0.0002 -0.00578

Σ -4.0777 7380.93

ΔQ = 0.0006


5662.97 12.0864 621.0345 0.0004 0.03642

148681.25 10.7584 3443.7470 0.0001 0.00588

35669.81 -6.3262 1247.2917 0.0004 -0.00897

39371.52 -19.6203 2213.0950 0.0004 -0.01630

Σ -3.1018 7525.1683

ΔQ = 0.0004


34662.82 9.7725 1499.7525 0.0003 0.01237

138288.18 2.5066 1695.6435 0.0003 0.00305

43316.93 -3.9650 1117.7446 0.0003 -0.00625

148681.25 -10.7584 3443.7470 -0.0001 -0.00588

Σ -2.4443 7756.8877

ΔQ = 0.0003


5662.97 12.3436 627.0727 0.0002 0.03665

148681.25 11.0950 3492.8510 0.0001 0.00594

35669.81 -5.8217 1200.5626 0.0002 -0.00873

39371.52 -19.4060 2201.9564 0.0002 -0.01624

Σ -1.7891 7522.4427

ΔQ = 0.0002


34662.82 10.2503 1533.0114 0.0002 0.01255

138288.18 3.0669 1860.3446 0.0002 0.00323

43316.93 -3.6200 1071.9571 0.0002 -0.00607

148681.25 -11.0950 3492.8510 -0.0001 -0.00594

Σ -1.3978 7958.1640

ΔQ = 0.0002


5662.97 12.4932 630.5520 0.0001 0.03679

148681.25 11.3132 3524.2459 0.0000 0.00597

35669.81 -5.5394 1173.4537 0.0001 -0.00860

39371.52 -19.2693 2194.8151 0.0001 -0.01621

Σ -1.0023 7523.0669

ΔQ = 0.0001


34662.82 10.5212 1551.4943 0.0001 0.01265

138288.18 3.4016 1951.0275 0.0001 0.00333

43316.93 -3.4340 1046.2857 0.0001 -0.00597

148681.25 -11.3132 3524.2459 0.0000 -0.00597

Σ -0.8243 8073.0535

ΔQ = 0.0001


5662.97 12.5773 632.4997 0.0001 0.03687

148681.25 11.4231 3539.9374 0.0000 0.00599

35669.81 -5.3841 1158.2195 0.0001 -0.00852

39371.52 -19.2011 2191.2401 0.0001 -0.01619

Σ -0.5847 7521.8967

ΔQ = 0.0001


34662.82 10.6802 1562.2216 0.0001 0.01271

138288.18 3.6035 2003.4044 0.0001 0.0033943316.93 -3.3279 1031.3104 0.0001 -0.00591

148681.25 -11.4231 3539.9374 0.0000 -0.00599Σ -0.4673 8136.8738

ΔQ = 0.0001

K hf (m) 1.85(hf/Qa) ΔQ Qi5662.97 12.6265 633.6355 0.0000 0.03691

148681.25 11.4951 3550.1650 0.0000 0.0060035669.81 -5.2944 1149.3152 0.0000 -0.00848

39371.52 -19.1566 2188.9079 0.0000 -0.01618Σ -0.3294 7522.0235

ΔQ = 0.0000

K hf (m) 1.85(hf/Qa) ΔQ Qi34662.82 10.7701 1568.2495 0.0000 0.01274

138288.18 3.7194 2032.7577 0.0000 0.0034243316.93 -3.2689 1022.8707 0.0000 -0.00588

148681.25 -11.4951 3550.1650 0.0000 -0.00600Σ -0.2745 8174.0429

ΔQ = 0.0000

VERIFICACION DE PRESIONES

Caudales finales en los tramos de la red

CIRCUITO TRAMO Qi

I

1 - 2 0.036912 - 5 0.006005 - 4 -0.008484 - 1 -0.01618

CIRCUITO TRAMO Qi

I I

2 - 3 0.012743 - 6 0.003426 - 5 -0.005885 - 2 -0.00600

Diámetros seleccionados

TRAMODIAMETRO LONGITUD

(Pulg) (m) (m)R - 1 10 0.254 323.801 - 2 6 0.1524 518.962 - 3 4 0.1016 440.953 - 6 3 0.0762 433.376 - 5 4 0.1016 551.042 - 5 3 0.0762 465.945 - 4 4 0.1016 453.764 - 1 4 0.1016 500.85

Nudos CotaR 2510.01 2466.02 2462.53 2447.54 2466.05 2456.06 2453.0

PRESION EN EL NUDO 01

Presión Reser. = 0.0

Qi = 0.06393Long = 323.80 m

Sf = 0.01H f = 1.81 m

Dif cotas = 44.00Presión N 01 = 42.19 m.c.a < 50m.c.a. > 15 m.c.a.

m3/ seg


Presión N 01 = 42.19

Q1 = 0.03691Long = 518.96 m

Sf = 0.02438H f = 12.65429 m


m3/ seg



Qi = 0.01274Long = 440.95 m

Sf = 0.02454H f = 10.82 m




Qi = 0.01618Long = 500.85 m

Sf = 0.03820H f = 19.13 m




Qi = 0.00600Long = 465.94 m

Sf = 0.02475H f = 11.53137 m




Qi = 0.00588Long = 551.04 m

Sf = 0.00587H f = 3.23 m


CUADRO RESUMEN DE PRESIONES EN LOS NUDOSNUDO PRESION (m.c.a.)

1 42.192 33.033 37.214 23.05

m3/ seg

m3/ seg

m3/ seg

m3/ seg

5 34.506 34.27

Documents

Abastecimiento de agua potable