ACUEDUCTOS ESCUELA COLOMBIANA DE INGENIERIA

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 : Centro Editorial, Escuela Colombiana de Ingeniería, Telefax: 6762655 e-mail: [email protected]

Diseño de portada : María Clemencia Afanador Caycedo Armada electrónica : Grupo Editorial 87 Fotomecánica : Fotolito Villalobos

ISBN 958-95742-0-3

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

Para la ESCUELA C O L O M B I A N A D E I N G E N I E R I A constituye mo-- t ivo de gran satisficción que uno de sus egresados, convertido a la docen- cia uni'~ersitaria, haga entrega a la sociedad de una obra cuidadosamente escrita, minuciosamente elaborada y con el propósito de que los estudian- tes de ingeniería civil dispongan de un 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 ESCUELA 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.

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 7

4.1 Factores determinantes del consumo 4.2 Clasificación del consumo de agua

1 0 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

5. FUENTES DE ABASTECIMIENTO DE AGUA 57

5.1 Evaluación de la cantidad de agua 60 5.1.1 Medidor Parshall 60 5.1.2 Vertederos 64

5.1.2.1 Vertederos rectangulares 64 5.1.2.2 Vertederos triangulares 66

5.1.3 Velocidad superficial 6 7 5.1.4 Correntómetros o n~olinetes 6 7 7.1.5 Estaciones de aforo con limnímetro 70 5.1.6 Trazadores químicos 70

5.2 Evaluación de la calidad del agua 72

6. OBRAS DE CAPTACIÓN 73

6.1 Captación de agua superficial 6.1.1 Tipos de bocatomas

6.1.1.1 Toma lateral con muro transversal 6.1.1.2 Bocatoma de fondo 6.1.1.3 Bocatoma lateral con bombeo 6.1.1.4 Bocatonla lateral por gravedad 6.1 .I .5 Toma mediante estabilización del lecho 6.1.1.6 Toma en en~balscs o 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~plo de 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

CONTENIDO 11

7. BOMBAS Y ESTACIONES DE BOMBEO 113

7.1 Clasificación de las máquinas hidráulicas 7.1.1 Máquinas de desplazamiento positivo 7.1.2 Turbomáquinas 7.1.3 Máquinas gravimétricas

7.1.3.1 Ariete hidráulico 7.1.3.2 Ejemplo de aplicación del ariete hidráulico

7.2 Bombas centrífugas 7.2.1 Elementos constitutivos de las bombas centrífugas

7.2.1.1 Número específico de revoluciones 7.2.1.2 Cavitación

7.3 Diseño de estaciones de bombeo 7.3.1 Ubicación de la estación 7.3.2 Elementos de la estación de bombeo

7.4 Diseño del bombeo 7.5 Ejemplo de diseño

8. CONDUCCIONES

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 DE ALMACENAMIENTO

10.1 Características hidráulicas de la conducción 10.1.1 Tubería por debajo de la línea piezométrica

(conducción forzada) 1 O. 1.2 Lámina de agua coincidente con la línea piezométrica

(conducción libre) 10.1.3 Tubería por encima de la línea piezométrica 1 O. 1.4 Tubería por encima del plano piezon~étrico estático 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

12 ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS

10.2.4 Materiales y presiones de trabajo 10.3 Cálculo de la línea de conducción

10.3.1 Coeficiente de rugosidad, C 10.3.2 Pérdida de carga unitaria, J

10.3.2.1 Pérdidas de carga localizadas 10.4 Anclajes

10.4.1 Empuje de la tubería 10.4.2 Cálculo del anclaje 10.4.3 Tipos de anclajes

10.4.3.1 Codo en el sentido horizontal 10.4.3.2 Codo en el sentido vertical inferior 10.4.3.3 Codo en el sentido vertical superior

10.5 Dimensiones de las zanjas 10.6 Golpe de ariete

10.6.1 Mecanismo del golpe de ariete 10.6.2 Cálculo de la sobrepresión 10.6.3 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. TANQUE REGULADOR 209

12.1 Generalidades 12.2 Tipos de tanques

12.2.1 Tanque de distribución 12.2.2 Tanque de compensación

12.3 Disposición de accesorios en los tanques reguladores 12.3.1 Tanque superficial 12.3.2 Tanque elevado

12.4 Capacidad del tanque de distribución 12.4.1 Método de la curva integral 12.4.2 Cálculo de la capacidad del tanque alimentado por gravedad 12.4.3 Cálculo de la capacidad del tanque elevado (alimentación por bombeo, 12.4.4 Volunlen adicional para incendios 12.4.5 Volunien adicional para emergencias 12.4.6 Diniensionamiento del tanque superficial

12.5 Ejemplo de cálculo

CONTENIDO 13

13. RED D E DISTRIBUCIÓN 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 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 29 1

15.1 Caudal de diseño 15.1.1 Caudal de aguas residuales doniésticas

1 5.1.1.1 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


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 16.6.2.2 Velocidades máxinias y mínimas 16.6.2.3 Pendiente de los taludes 16.6.2.4 Curvatura 16.6.2.5 Transiciones

16.7 Ejemplo de diseño del canal de aguas lluvias

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 de diferentes fuentes y d e las experiencias en diseño del autor, se presenta este trabajo que constituye un cornpen- dio de los apuntes de clase del Curso de Pregrado de Acueductos y Alcanta- rillados ofrecido por la ESCUELA COLOMBIANA D E INGENIERIA. Las normas de diserio utilizadas no son las únicas existentes, por lo que el criterio del ingeniero es fundamental para su selección y aplicación. E n los primeros capítulos se introducen algunos conceptos generales, re- lativos al diseño de acueductos y alcantarillados, los cuales, debido al alcance del libro, no son tratados en profundidad. A partir del capítulo 6 se presenta el diseño de acueductos, siguiendo u n desarrollo secuencia1 de las diferentes estructuras hidráulicas necesarias para llevar el agua desde la fuente de abastecimiento hasta el usuario. A partir del capítulo 14 se presenta el diseño de alcantarillados y algunas estructuras anexas. Los diseños están orientados a poblacio~les rurales, en donde ha de 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. Quiero agradecer a la ESCUELA C O L O M B I A N A D E INGENIERIA su colaboración para hacer posible la publicación de este libro, y a todos los colegas que participaron con su orientación y consejo en la edición.

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, por

pequeña que ésta sea, debería contar como mínimo con los servicios de acueducto y alcantarillado, si se espera de ella un desarrollo social y eco- nómico y, ante todo, la reducción de las altas tasas de morbilidad y mor- talidad en especial de la población infantil. El trabajo que deben desarrollar los ingenieros hoy en día no es tanto el diseño y ampliación de redes en grandes ciudades, sino la creación de la infraestructura necesaria en poblaciones pequeñas, en términos de soluciones adecuadas y acordes con una limitada inversión de capital. Es por esto que los diseños y normas que se incluyen en estas notas son orientados a una solución básica de los servicios referidos. Con el objeto de suministrar agua potable a una comunidad, es necesaria la construcción de una serie de obras hidráulicas para la captación, el sistema de purificación del agua, la conducción, el almacenamiento y la distri- bución. 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 huina- na, que utilizan como vectores el agua y otros agentes como moscas, ratas y alimentos. Generalniente son originadas por descargas intestinales o

Distribución ' " aguas servidas

' / Tratamiento

/ aguas residuales

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. saneamien-

to 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 Bacilo de Eberth

Fiebre paratifoidea

Disentería bacilar Cólera

Parálisis infantil Parasitismo intestinal

Gastroenteritis

Hepatitis infecciosa

Disenteria amibiana

Salmonella paratyphi-A Género shigella

Vibrio cornrna

Virus Virus Microorganismo

Virus Enfarnoeba hisrolytica

Cólera

Es producida por la bacteria Vibrio Comma, de 1 a 4 micrones de largo y 0.2 a 0.4 micrones de diámetro, Gram-negativa, no esporosa. Posee una gran resistencia a los agentes desinfectantes o al secado. Su período de vida en aguas residuales es muy corto, pero en aguas naturales, no conta- minadas, 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 de la comida o el agua; tiene un período de incubación típico de 3 días.

Disentería amibiana

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 pe- ríodo de incubación es de 2 ó 3 días pero puede llegar hasta 4 semanas. Cuando estos diminutos-animales se encuentran en bajas proporciones, el tratamiento convencional (coagulación, filtración y cloración) ha proba- d o ser efectivo en la mayoría de los casos. Si se encuentran en proporciones abundantes (situación endémica), se recomienda la supercloración y posteriorn~ente la 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 de 0.05 mg/L de cloro libre (en ausencia de materia orgánica). El virus ataca el sistema nervioso central y causa la parálisis de las extre- midades 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 porta- dora del virus por varios meses.

1.3.1 Esquema convencional de abastecimiento

Cualquier sistema de abastecimiento de agua a una comunidad, por rudimentario que sea, consta de los siguientes elementos:

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 subterrá- neas 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".

3. Obras de conducción

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

En la actualidad ningún agua en su estado natural es apta para el consumo humano; además, siempre se requerirá un tratamiento mínimo de clo- ración 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

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 econó- micos, 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.

Pozos superficiales

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 acuífe- ro 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 perinea- ble, o bien puede ser un manantial artesiano si el estrato permeable se ha- lla confinado entre dos estratos impermeables y se encuentra a presión debido a la cota piezctnétrica del depósito de agua.

24 ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS INTRODUCCIÓN 25

Pozo excavado / I

Nivel piezom6trico --,,

1 Estrato impermeable \ %

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 insta- larse 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.

Agua

Agua subterrknea

Estrato impermeable

f Cerca de / y protección Muro de contención

k/ 1 ,

perimetral

Zanja de drenaje

Figura 1.4 Captación de agua en un manantial.

Cisterna

Las cisternas son sistemas de recolección y almacenamiento de aguas Ilu- vias. Ésta es una solución viable en zonas rurales donde no se dispone fá- cilmente 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

Tanque de --+ almacenamiento

Filtro \

la bomba

\ Figura 1.3 Tipos de manantiales. Figura 1.5 Sistema de recolección de agua lluvia.


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

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 subterrá- nea que fluye hacia un río o un lago. Puede ser superficial o profunda, se- gún la naturaleza de la h i d r ~ - ~ e o l o ~ í a del sector. La galería tipo zanja cubierta es similar al sistema utilizado para la captación de aguas en cié- nagas, mientras que la galería tipo "conducto" se muestra en la figura 1.7.

Zania

L

Figura 1.6 Captación en ciénagas.

Grava

//L\\

I Tipo Zanja Tipo Conducto I Figura 1.7 Tipos de galerías de infiltración

Estas galerías son construidas paralelas al río o al contorno del lago y con- ducen el agua a un tanque de almacenamiento de donde es bombeada.

1.3.2.2 Sistemas principales

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

/'apma Conducción a superficie libre

almacenamiento I

Red de I

distribución

Figura 1.8 Captación por gravedad y conducción por gravedad


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~ninación de la cantidad de agua que debe ser suministrada por el acueducto es la base del diseño de éste. Debido al hecho de que los sistemas de acueductos y alcantarillados están constituidos por estructuras relativamente grandes, tales como presas, plantas de tratamiento, conducciones, etc., los diseños deberán satisfacer las necesidades de la población durante un período suficientemente grande. Para cumplir con lo dicho anteriormente se requiere estudiar factores tales como: 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 de diseño, en cualquier obra de la ingenie- ría 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 de diseño son: 1. Vida útil de las estructuras y equipo tomados en cuenta obsolescencia,

desgaste y daños. 2. Ampliaciones futuras y planeación de las etapas de construcción del

proyecto. 3 . Cambios en el desarrollo social y económico de la población. 4. Comportamiento hidráulico de las obras cuando éstas no estén funcio-

nando a su plena capacidad.

A continuación se dan algunas guías de ~ e r í o d o s de dise50 utilizados a menudo en estructuras hidráulicas. - Presas y grandes conducciones: 25 a 50 años. - Pozos, sistemas de distribución, plantas de purificación de aguas y

plantas de tratamiento de aguas residuales: Crecimiento bajo: 20 a 25 años Crecimiento alto: 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 de habitantes para los cuales ha de di- r #@ señarse el acueducto es un parámetro básico en el cálculo del cau- gr&&gg bwme da1 de diseño para la comunidad. Con el fin de poder estimar la población futura es necesario estudiar las características sociales, cultura- les 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. Una ciudad, pueblo o aldea, es un ente dinámico y su i ~ ú m e r o de habitantes crece por nacimientos e inmigraciones y decrece por muertes y emi- graciones. También puede crecer por anexión de 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 inacroecorió- mico del país, que pueden cambiar según los planes de gobierno. Sin tener en cuenta el factor industrial y comercial, la población presentará un crecimieilto vegetativo, es decir, con espacio y oportunidad económica limitados. En 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 de 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 de

Tiempo

Figura 3.1 Curva S de crecimiento vegetativo

1938, 1951, 1964, 1973, 1986 y 1993. Esta recopilación de datos se eri- cuentra en el Departamento Adn~inistrativo Nacional de Estadística (DANE) pero pueden existir otras entidades locales que dispongan de censos de fechas diferentes. Existen varias metodologías para la proyección de población; sin einbar- go, se hará una presentacióii de los métodos cuya aplicación es más generalizada. Inicialmente se hace la descripcióil de cada uno de ellos y posteriormente se desarrolla un ejemplo comparativo.

3.1.1 Método de comparación gráfica

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

Población B: Ciudad de la misma región, similar en desarrollo, clima y tamaño. Población C : Ciudad de la misma región, similar en desarrollo y c l i i n ~ pero de un número relativamente iilayor de habitantes que la población A. Población D: Ciudad de otra región del país pero de nlayor población que la población A. N o se deben tomar en cuenta ciudades que, por sus características especiales, no sean representativas del crecimiento de la re- gión en donde se encuentra la población A. El procedimiento es el siguiente: a) Se desplazan paralelamente, hasta el último censo de la población A,

cada una de las curvas de crecimiento de las poblaciones B, C y D que sobrepasen la población base.

b) D e ser necesario, se prolonga hasta el año correspondiente al período de 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 de población de las 3 curvas desplazadas y prolongadas, para cada uno de los años de interés.

3.1.2 Crecimiento lineal

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

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

en donde: k, = Pendiente de la recta Pu, = Población de último censo Tu, = Año del último censo P,, = Población del censo inicial T,, = Año 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. Po r lo tanto la ecuación de proyección de población será:

en donde: Pf = Población proyectada Ti = Año de la proyección

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

3.1.3 Crecimiento geométrico

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

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:

- Tu, - T,,

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

3.1.4 Crecimiento logarítmico

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

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

Ln PLp-Ln P,, k, = Tcp - Tm

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

- L n P + C = k g T p a r a T = O => P = P,,

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

- Ln Pf = Ln P,, + k, (7j-T,,)

3.1.5 Métodos estadísticos

Además de los métodos de proyección anteriores, pueden ernplearse mé- todos estadísticos para ajustar los valores llistóricos a la ecuación de re- gresión para una curva lineal, exponencial, potencial o iogarítinica que se indican a continuación.

1. Línea recta (regresión lineal): y = a + bx (3.12)

2. Curva exponencial (a > 0): bx y = ae (3.13)

3. Curva logarítmica: y = a + b ln (x) (3.14)

4. Curva potencial (a > 0): y = m b (3.15)

E n las ecuaciones anteriores el término y corresponde a la población, el térini- no 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:

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

Es importante anotar que por lo general los ajustes lineal y logarítrnico no dan buenos resultados, ya que rara vez se presentan estas tendencias de crecimiento en una comunidad y, por el contrario, los ajustes a una curva exponencial (ecuación 3.13) generalmente dan mayores coeficientes de correlación.

Tabla 3.1 Relación de variables para las regresiones estadísticas

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

A continuación se desarrolla un ejemplo de proyección de población utilizando los cuatro tnétodos vistos anteriormente. La proyección d e po- blación se hace para 20 años a partir de 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 1 O00

1951 1 500

1964 1800

1973 2500

1986 3500

1. Método de comparación gráfica

- Población (miles de habitantes)

Año A B C D

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

2. Método lineal

3. Método geométrico

4, Método logarítmico -

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

k,, = 0.031 19 k,, = 0.03650

Población (miles de habitantes) 1

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

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

1 Población (en miles de habitantes)

Año 1 I Lineal Geométrico Logarítmico

En la siguiente figura se indican los resultados de los cuatro métodos anteriores. La proyección definitiva se hace tomando el promedio aritméti- co de 10s 4 valores.

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

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 531 4 5593 5110

201 2 61 O0 4854 6899 7320 6293

D e acuerdo con las tendencias de crecimiento de la población indicadas en la figura 3.3, es posible pensar en descartar la proyección lineal, ya que ésta no obedece a la del crecimiento histórico de la población estudiada. Sin embargo, para efectos del presente diseño y teniendo en cuenta que la magnitud de la población obtenida por el método lineal no difiere mucho con respecto a la de los otros métodos de proyección, se opta por toinar conlo población de diseño los valores obtenidos del promedio de todos los métodos de proyección utilizados en el presente ejemplo.

1 compleinento necesario para establecer el caudal d e d iseño d e u n acueducto es la determinación del consumo d e agua. El consumo es el volumen de agua ut i l izado 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 estadísti- cos del consumo pasado y presente de la población (en el caso de que se disponga de esta información) o, si no, basándose en estos mismos datos de otras poblaciones vecinas.

Los factores incidentes en el consumo de una pob1aciól-i son los siguientes:

1. Temperatura

Debido a las condiciones propias de la actividad del ser humai-io, entre mayor sea la temperatura, mayor será el consumo de agua. Po r ejen-i- plo, se beberá más agua, el aseo personal será más frecuente, se emplean sistemas de aire acondicionado y el riego de jardines será inás intensivo.

2. Calidad del agua

Por 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.


3. Características socioeconómicas

El consumo de agua depende también en buena parte del nivel de educa- ción y del nivel de ingresos de la población. Por esta razón en ciudades desarrolladas, como las capitales de departamentos, el consumo de agua es mayor que en pueblos pequeños o caseríos.

4. Servicio de alcantarillado

El hecho d e disponer de una red de alcantarillado incrementa notable- mente el consumo de agua potable, en cornparación con sistemas d e evacuación de excretas primarios como letrinas, o donde no existe nin- gún sistema y la disposicióil se hace al aire libre. En estos casos extremos el consumo puede variar desde 300 L/hab.d para grandes metrópolis hasta 40 L/hab.d. para poblaciones sin servicios d e alcantarillado.

5. Presión en la red de distribución de agua

Si se tienen altas presiones en la red, se presentarán mayores desperdicios en el consumo doméstico al abrir las llaves de los lavamanos, regaderas y otros elementos. Igualmente, se puede presentar un inayor núinero de rupturas de tubos dentro del domicilio o en la rnisma red de distribucióil, aumentando así el volumeil de agua perdida.

6. Administración

Una admiilistración eficiente controlará mejor el consumo de agua reduciendo las fugas y desperdicios, y vigilando las conexiones clandestinas. Para realizar la labor anterior se debe contar con equipos especializados, como amplificadores electrónicos de sonido o trazadores radioactivos débiles y de corta vida, los cuales son inuy costosos y no están al alcance de la capacidad de adquisición de todos los inunicipios.

7. Medidores y tarifas

Al instalar un sistema nuevo de acueducto, puede ser que en un principio no se instalen inedidores y tampoco se cobre por 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 un sistema de tarifas para racionalizar el consuino de agua.

Tradicionalmente se ha clasificado el consumo coino: 1) don~ést ico, 2) in- S dustrial 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.

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

Consumo ltem Consumo (Uhab.d)

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

--

-- Total consumo doméstico 135 O

Industrial y comercial Lecherías 0.8 Fábricas de bebidas 0.,2 Fábricas de hielo 1 .O Curtiembres 0.5 Edificios industriales 10.0 Almacenes 3.5

Total consumo ind. y com. 16.0

Público Lavado de calles Mataderos Hospitales Riego de parques 9.0 Lavado de alcantarillado 3.0

Total público 21 .O

Subtotal 172.0

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

Tabla 4.2 Valores típicos del consumo en diferentes entidades

industriales y comerciales

Entidad Consumo (Ud)

Hoteles (por habitación) 500

Escuelas <20 alumnos

>20 alumnos

Industrias (por persona empleada) 80

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) 80

Hospitales (por cama) 400

Tabla 4.3 Consumo total en función de la temperatura y del desarrollo

socioeconómico

Condiciones Consumo (Uhab.d)

Zona rural 100-1 50

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 evolu- ción de los factores que afectan el consumo. Los métodos para proyectar el consumo, en función de la población, son:

1. Fórmula de Planeación Nacional

en donde: P = Población actual o futura

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

Con 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 ex- cesivo. Normalmente se trabaja con tres tipos de caudales, a saber: 1. Caudal medio 2. Caudal máximo diario 3. Caudal máximo horario

1. Caudal medio

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:

2. Caudal máximo diario

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:

Tabla 4.4 Comparación de factores de mayoración, según estudios

realizados en Colombia y en África

Población (habitantes) Factor de mavoración

En Colombia:

En África:

Aldeas

Pueblos

Ciudades ~ -.

1.50

Qwuí.xiJno ~ i i ~ ~ r i ~ Ee 1 .2 x Q / ) r ~ ~ r i ~ , i j i o (4.3)

3. Caudal máximo horario

Corresponde a la demanda niixima que se presenta en un,i hora ciuraiite un 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 po- blación y adoptando los valores promedios, se tiene la siguiente proyec- ción de población:

Los picos del caudal horario dependen del tamaiio de la población. En ciudades grandes, las costuii~hres son 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 nia-

qudal máximo yoración del caudal rndxinin diario para la obtenci6n del LC, horario (coeficieiite riuinérico de la ecuación 4.5) varían así:

Año 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.


Cálculo del consumo futuro

- Método de Planeación Nacional (ecuación 4.1):

Log P- 1.8 Consumo ( L/hab.d) =

0.014

Los resultados de la aplicación de la fórmula son:

Año Población Consumo (habitantes) (Uhab.d)

- Método del 10% de aumento de población

A partir de un consumo actual de 130 L1hab.d según lo indicado en la tabla 4.3 para poblaciones rurales:

Año Población Incremento Incremento Consumo {Habitantes) Población Consumo IUhab.d)

Se adopta entonces, con un 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 un factor de mayo- ración de 1.2 para el caudal máximo diario y un factor de inayoración para el caudal rnáxiino horario según lo indicado en la tabla 4.4.

Ano Pob. (hab.) Consumo Qprom. Q,,. da. Factor Qmax hor.

fUhab.d) IUs) tus) mavoración fUsf

a elección de la fuente de abastecimiento de agua, ya sea superficial, subterránea o de aguas lluvias, debe cumplir requisitos míni- mos de cantidad, calidad y localización.

1. Cantidad

E n el caso de una fuente de abastecimiento no regulada, ésta debe terier u n caudal superior al caudal de diseño en cualquier época del año, de manera que se pueda garantizar un suministro continuo. Se debe, entonces, realizar estudios hidrológicos que permitan establecer las curvas de duración de caudales para corrientes superficiales, o pruebas d e equilibrio para fuentes subterráneas.

2. Calidad

E n la naturaleza no se encuentra por lo general agua con una calidad aceptable para el consumo humano y se hace necesario su tratamiento. Se debe procurar que la calidad física, química y bacteriológica del agua cru- da permitan un tratamiento relativamente económico.

3. Localización

La fuente debe estar ubicada en un punto tal que su captación y conduc- ción 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 de los métodos citados a continuación que se ajuste a las características de la corriente: 1. Medidor Parshall 2. Vertederos 3. Velocidad superficial 4. Correntómetros 5. Estaciones de aforo 6. Trazadores químicos

5.1.1 Medidor Parshall

Este dispositivo permite la medición de caudales principalmente en canales. Es un sistema muy práctico debido a su sencillez de construcción y d e operación, ya que se trata de u n elemento de proporciones estandari- zadas; con una o dos lecturas de niveles es posible obtener el caudal. P o r otra parte, debido a su diseño, no es posible la acumulación d e sedi- mentos en ningún punto del medidor que puedan obstaculizar o alterar las mediciones, lo cual lo hace ideal para el caso de aguas con mucho rna- terial sedimentable. Existe una gran variedad de materiales de construcción del medidor Parshall como, po r ejemplo, concreto, nlampostería, acrílico y materiales sintéticos. Coino 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 donde se debe desarrollar el flujo crítico; posteriormente hay una ampliación gradual hasta llegar al ancho original del canal. El flujo a través del medidor puede ser en descarga libre o en descarga sumergida. E n el primer caso, la lámina vertiente es independiente de 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 medi- do r es lo suficienteinente alto para afectar el flujo a través de éste. Se presenta entonces un flujo ahogado que causa que la medida inicial (Ht) no esté controlada por la canaleta y sea mayor que la real. Es necesario entonces hacer una corrección del caudal por medio de una segunda lectura (H2) corno se indica en las figuras 5.1 y 5.2.

PLANTA

------ Descarga libre

PERFIL 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 coli- dición de descarga libre se determina según el ancho de la garganta (W) así:

Descarga libre: W< 9" (23 cm) y HrIHi < 60% W > l'(30cn:)y 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 de la gal-- garita y se encuentran tabuladas en la mayoría de los libros y mai~uales cle 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 medi- ción de 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 Carga. H (m) I

Reducción de Caudal (L/s) 1 Figura 5.2 Reducción del caudal para medidores ahogados.

Para los medidores cuyo ancho de garganta sea diferente de 1 pie, se debe multiplicar el caudal de corrección obtenido de 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. FACTOR -

Pies Centímetros

5.1.2 Vertederos

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 de vertederos según su fornia geométrica (figura 5.3). Los vertederos más utilizados por su facilidad de construcción y calibra- ción 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 de pared delgada. Pueden trabajar en descarga libre o parcialmente sumergida, pero es preferible la condición de descarga libre. Puede darse el caso de que el vertedero no tenga ninguna contraccióia lateral, que tenga sólo una o que tenga dos contracciones laterales, como se indica en la figura 5.4.

5.1.2.1 Vertederos rectangulares

Los vertederos rectangulares, en general, se utilizan para caudales entre 200 y 1600 L/s. 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.

Triangular

Circular

Parabólico

Semicúbico

Sin contracción Con contracción Con contracción lateral lateral sencilla 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 de 5H, donde la superficie libre es prácticamente horizontal. La ecuación general de calibración de un vertedero rectai~gulat- es deducida 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: Q = Caudal (m3/s) L = Longitud del vertedero (m) H = Carga sobre la cresta del vertedero (m) y = Coeficiente de descarga.

Figura 5.3 Tipos de vertederos según su forma Figura 5.5 Vertedero rectangular con contracciones. Corte y perfil


Para un vertedero rectangular sin contracciones laterales el coeficiente de descarga, 11, es aproximadamente 0.60 y la ecuación 5.3 se convierte en:

Efecto de las contracciones laterales

Cuando no es posible, en primera instancia, calibrar u n vertedero con contracciones laterales, se debe proceder a hacer una corrección en la longitud vertiente. Como se muestra en la figura 5.5, el efecto de las contracciones laterales es el de reducir la longitud de la lámina vertiente. Esta situación se corrige teniendo en cuenta un valor de L' en la ecuación anterior así:

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 coni- prendidas entre 6 y 60 centímetros. Su sensibilidad es mejor que la de los vertederos rectangulares para caudales comprendidos entre 40 y 300 L/s.

J

Figura 5.6 Vertedero triangular.

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

en donde: Q = caudal (m3/s) 0 = ángulo central H = carga (m) C' = 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 un flujo uniforme. Al soltar el flotador en la sección 1 indicada en la figura 5.7 (a) y medir el tiempo necesario para llegar a la sección 2, se puede calcular la velocidad superficial mediante la siguiente expresión:

La velocidad media se encuentra por debajo de la superficie libre (ver f i - gura 5.7 (b)), y vale aproximadamente el 80% de la velocidad superficial.

Conocida la sección hidráulica del canal, se calcula el caudal a partir de la ecuación de continuidad. Este método está sujeto a errores debido a la velocidad del viento y a secciones no uniformes de la corriente.

5.1.4 Correntómetros o molinetes

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

I (a) PUNTA (b) PERFIL l 1 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 de 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 de hé- lice. Cuando se tiene11 velocidades altas es preferible la utilizacióil de los molinetes de hélice. La velocidad promedio en la vertical se encuentra en general a O.GH, sien- d o H la profundidad del agua medida desde la superficie libre, como se indica en la figura 5.9.

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

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:

2. Calcular la velocidad media en la sección A; (indicada en la figura 5.9(b)) con el promedio de las velocidades medias (obtenidas de la ecu;ición 5.10 ó 5.11) de 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 de la velocidad media anterior (ecuación 5.12) y el área medida entre dichas secciones.

4. Obtener el caudal total de la sección mediante la suma de los caudales individuales en cada una de las diferentes secciones.

Qreccrón = I: Vs, A, (5.13)

Figura 5.9 (a) Perfil de velocidades en la vertical (b) Distrtbución de puntos de medición en 4 una sección

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 que con el nivel de la sección se obtiene el caudal a través de una curva d calibración de la sección. Esta curva debe ser verificada periódicamente.

en donde: Q, = Caudal afluente Q, = Caudal del trazador Q, = Caudal efluente C, = Concentración del trazador afluente C, = Concentración inyectada del trazador C , = Concentración del trazador efluente

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

Limnímetro o Mira

Figura 5.10 Sección con lirnnímetros.

5.1.6 Trazadores químicos

Se hace la inyección de una sustancia química inerte, que no reaccione con el agua, y se registra su concentración en una sección aguas abajo. La inyección del trazador puede hacerse por cochada (impulso) o de una manera 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 seme- jante al del inétodo de medición de la velocidad superficial. E n este caso se determina el tiempo que tarda en presentarse el pico de concentración entre las dos secciones indicadas en la figura 5.11 y la distancia entre las dos secciones. Si la dosificación se hace de manera continua, según se indica en la figura 5.12, el cálculo del caudal se realiza estableciendo un balance de masas en la sección de control. La [nasa que entra debe ser igual a la masa que sale, es decir:

La expresión final dei caudal afluente será entonces: I

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

>f&%%sq r% ; ggq~j 1 término genérico utilizado para las obras de captación, deriva- 2 ,,,% ción o toma en ríos es "bocatoma". Por medio de esta estructura 4 @&#$$$&;

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 conten- ción aguas arriba y aguas abajo de la bocatoma, tal coino se ilustra en la f i ~ u r a 6. l .

D

Al colocar la bocatoma en la parte interior de la curva, se colmataría con el material allí dep de verano podría quedar en seco.

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.

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 de p r eleva la lámina de agua y ésta es captada lateralmente a través de una r Ila colocada en uno de los muros laterales.

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. Como se muestra en la figura 6.3, el número mínimo

6.1.1.4 Bocatoma lateral por gravedad

OBRAS DE

Cámara de 1 recolección

-

transversal

Planta Corte Longitudinal

Figura 6.2 Bocatoma con muro transversal

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

l I

Tubería de

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 de sector o de tablero.

6.1.1.5 Toma mediante estabilización del lecho

Cuando el ancho del río es muy grande y el lecho no es nauy estable, se hace una canalización de éste; la toma puede ser lateral o de fondo.

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 un pozo de succión (figura 6.5).

Sifón

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

1 Desarenador 1

Desarenador

Compuertas

i \ Excesos

CORTE TRANSVERSAL

Figura 6.4 Bocatoma lateral por gravedad, en planta y corte

Puente de / acceso -

Orificios de captación

captación Tubería de

Figura 6.5 Torre de captación

Toma de fondo

Es utilizada en ríos de gran caudal y poca velocidad o en lagos. En el caso de ríos, éstos debcii ser de baja turbiedad con el fin de no colinatar inuy rápida- tilente el filtro de grava. Se debe disponer de un sistema de retrolavado del filtro.

N. Máx. -

. (___ -

N. Mín

v -

Bomba de vacío ,(;:A&/' Válvula de regulación

Figura 6.6 Captación por sifonamiento

N. Mín.

S----

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 un planchón el cual se desliza verticalmeiite sobre unos rieles según el nivel

Manguera

u Figura 6.8 Estación de bombeo flotante.

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 de los dos casos la estación está conectada a la tubería d e conducción por medio de una manguera flexible.

Malacate -.;?i

Figura 6.9 Estación de bombeo deslizante

6.1.2 Bocatoma de fondo

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

Presa

Su cota superior está al mismo nivel de la cota del fondo del río. Cons- truida generalmenta en concreto ciclópeo, dentro de ella se encuentra el canal de aducción.

Tapa de acceso \, +

Gamara de recolección

/ Rejilla / 1

--' de excesos

L i Corte B-B

Figura 6.12 Bocatoma de fondo (corte transversal)

Solados o enrocado superior e inferior

Ubicados aguas arriba y aguas abajo de la presa, tienen por objeto prote- gerla de la erosión. Pueden ser construidos en concreto o enrocado.

Muros laterales

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

Rejilla

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

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

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.

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 ecua- ción 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 di- seño (Q,,,axdiario) y para las condiciones máximas y mínimas de1 río, se des- peja el valor de H de la ecuación 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:

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 conti- nuación (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:

en donde: X, = alcance filo superior (m) X; = alcance filo inferior (m) V, = velocidad del río (m/s) H = profundidad de la lámina de agua sobre la presa (m) B = ancho del canal de aducción (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,,, = a B N (6.8)

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

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:

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

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

a A,,', = - B Lr

a+b

por otra parte, el caudal a través de la rejilla es:

en donde: K = 0.9 para flujo paralelo a la sección

Vh = velocidad entre barrotes (máxima de 0.2 m l s )

OBRAS DE CAPTACI~N 87

Cámara de recolecci6n

Figura 6.14 Rejilla de captación

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 de la lámina aguas arriba es obtenido po r medio del análisis de cantidad de movimiento en el canal:

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

en donde: h, = profundidad aguas arriba (m) h, = profundidad aguas abajo (m) h, = profundidad crítica (m) i = pendiente del fondo del canal

g = aceleración de la gravedad (9.81 ni/s2)

OBRAS DE CAPTACI&N 89

y se debe dejar un borde libre (indicado en la figura 6.15) de 15 centíme- tros. 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 recolec- ción, 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 - 1

X = 0.36 V: i 0.60 h j

1 3

X, = 0.1 8 ve7 i 0.74 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.

Figura 6.15 Perfil del canal de aducción.

al desarenador

0 I

Figura 6.17 Corte de la cámara de recolección.

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 = Cd A n c t d q

en donde: QCapt,do = Caudal a través de la rejilla (m3/s) Cd = Coeficiente de descarga = 0.3

A,,,, = Area neta de la rejilla (m2) H = 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 do 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

Cabezal de 1 descarga

/

Figura 6.18 Vertedero de excesos en la cámara de recoleccion y cabezal de descarga.

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 lile- dio 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.

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:

La corrección por las dos contracciones laterales es:

L' = L - 0.2H= 1.00 - 0.2 x 0.04 = 0.99 m

Velocidad del río sobre la presa:

, L' H 0.99 x 0.04

0.3 m/S < 0.36 m/S < 3.0 m/S =j 0 . K .

Diseño de la rejilla y el canal de aducción

OBRAS DE CAPTACIÓN 93

Se adopta 0.70 m de longitud de rejilla.

El número de orificios es de:

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:

B = X , + 0.10 = 0.27 + 0.10

B = 0.37 m - 0.40 m La longitud de la rejilla y el número de orificios será:

0.240 (0.05 + 0.0127) L, = -- - 0.75 m

0.05 x 0.4 Los niveles de agua en el canal de aducción son:

- aguas abajo

- aguas arriba

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

Se adoptan barrotes de l/2" (0.0127m) y separación entre ellos de 5 centí- metros. Por otra parte se supone la velocidad entre barrotes igual a 0.10 m/s.

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

H,=0.05 +(0.06-0.05)+0.03~1.05+0.15 = 0 . 2 4 m de 1.00 m.

La velocidad del agua al final del canal será: Cálculo de cotas

Q 0.013 ve = - = = 0.69 m/s Lámina sobre la presa: B x he 0.40 x 0.05 Diseño: = 100.00 + 0.04 = 100.04

Máxima: = 100.00 + 0.67 = 100.67 Promedio: = 100.00 + 0.23 = 100.23

0.3 m/, < 0.69 m/S < 3,O m/s =& 0.K. Corona de los muros de contención

Diseño de la cámara de recolección = 100.00 + 1.00 = 101.00

Canal de aducción: Fondo aguas arriba: = 100.00 - 0.2 1 = 99.79 Fondo aguas abajo: = 100.00 - 0.24 = 99.76 Lámina aguas arriba: = 99.79 + 0.06 = 99.85 Lámina aguas abajo: = 99.76 + 0.05 = 99.81

X5 = 0.40 m Cámara de recolección: Cresta del vertedero de excesos: = 99.76 - 0.15 = 99.61 Fondo: = 99.61 - 0.60 = 99.01

X, = 0.22 m Se adopta en esta etapa del diseño un valor de 60 cm correspondientes a las pérdidas en la conducción de la bocatoma al desarenador.

B,al,,, = X, + 0.30 = 0.40 + 0.30 Tubería de excesos: Cota de entrada: = 99.01

B,,,,, = 0.70 m Cota del río en la entrega: = 97-65:: Cota de salida: = 97.65 + 0.30 = 97.95

Por facilidad de acceso y mantenimiento, se adopta una cámara cuadrada de recolección de 1.5 in de lado. La cota del río en el punto de descarga corresponde a la cota máxima del El borde libre de la cámara es de 15 centímetros, por lo que el fondo de la río, 50 metros aguas abajo de la captación. 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).

96 ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS OBRAS DE CAPTACIÓN 97

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 2 - Q f

ff = ---- 0.20 3

(1.84 L) = (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 m31 s

Qexceros = Qcapti?do - Qdiseño = 0.152 - 0.013

Nota: Todas las dimensiones en metros. Qexcesos = 0.139 nz'/ S Dibujo sin escala.

Q 2 2 -

He,. = - 0.139 = 0.14 m

( 1 . 8 4 L r = (1.84 x 1.5) Figura 6.19 Resultados del diseño. Planta.

vexc. = QC.YC - - = 0.68 m3/ s

e x . x a 0.14 x 1.5

2 4

X, = 0.36 x (0.68)" 0.60 x (0.14)' = 0.47 m

El vertedero de excesos estará colocado a 0.80 m de lapared de la cámara de recolección.

Cálculo de la tubería de excesos

. 99.01 - 97.95 x 100 = 2.12% 2 = 50

J = 0.02 12 m/'

Q = 0.2785 C D2.63]0.5' i

0. 139

= (0.2785 C/aS4 (0.2785 x 100 x ( 0 . 0 2 1 2 ) ~ , ~ ~

D=0 .29m=11 .57" => D = 1 2 "

0.6 1 .O 0.3 1.5 0.3

101.DO

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

Figura 6.20 Resultados del diseño. Corte 8-8.

0

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

I

Figura 6.21 Resultados del diseño. Corte A-A.

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 sub- terránea, requiere el conocimiento tanto del suelo como de La liidráulica del agua subterránea.

E1 agua subterránea es más que una simple solución del proble~na de abastecimiento de agua, es un elemento vital en el balance del ciclo hidro- lógico y como tal debe tratarse con cuidado para no dañarlo o alterarlo de manera radical. Su importancia es tal que ocupa el segundo lugar en la distribución de los voiíí~nenes de 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

El agua subterránea es el recurso natural que tradicionalmente ha intere- sado al hombre con el fin de explotarlo para el abastecimiento de agua a una comunidad, cuando por las características físicas de la región no se dispone de agua superficial de utilización factible. Sin embargo, debido al constante desarrollo de la humanidad, la contami- nación 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. - ~xplotac ión.

6.2.2 Exploración

Esta etapa coiisiste en la localización del depósito de agua mediante di- versos 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~lglonlerados y rocas vol- cánicas 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~étodos tales como re- fracción 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 pará- metros 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 un 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. En los acuíferos no confinados no existe una formación confinante superior; y al perforar el pozo el agua subirá hasta el nivel piezométrico o profundidad de saturación del medio. En la figura 6.23 se muestran estos dos tipos de acuíferos. En el caso del pozo artesiano surgente, la cota piezométrica se encuentra por encima de la cota del terreno y por lo tanto el agua sube hasta la superficie.

6.2.3.1 Hidráulica de aguas subterráneas

En primera instancia, se debe recordar algunos de los conceptos funda- mentales 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]

A h - = Gradiente hidráulico o pérdidas de energía por A unidad de longitud = i K = 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:

en donde:

C d 2 p g Ah (6.2 1)

v = Velocidad del fluido a través del medio poroso C = 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 redonda.

p = Densidad del fluido u = 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:

en donde la constante k es conocida como la permeabilidad específica TL21 - - La conductividad hidráulica, K, definida en la ecuación 6.19 se expres entonces como:

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

k Y Q = - z A

6.2.3.2 Pruebas

Con el fin de deter de producción del acuífero, 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.

Acuífero no confinado en equilibrio

t R L-i

l

Acuicierre l i

Figura 6.24 Acuífero no confinado

En la figura anterior se definen 1 ' .

R = Radio de influencia del cono de depresión r = Radio del pozo central H = Espesor del acuífero h = Profundidad del agua en el pozo p = Descenso del nivel del agua en el pozo

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

Q = K i At,t,~ (6.25)

en donde: AtocZ1 = ~ J c X Y

1 =-- por lo tanto: dx

e integrando la ecuación anterior, se tiene:

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

Q = K i A,,,,I (6.31)

en donde: Arotal= 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 ex- plotación 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 produc- ción 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.

Tabla 6.1 Porcentaje de interferencia de la producción de los pozos

Distancia entre Número de pozos pozos (m)

2 3 4

5 38% 55% -

1 O 35% 51 % -

1 O0 20% 31% 66%

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~cuentra a 2.50 m del terreno. Se encontró una formación imper~neable a 12.0 m de la superficie.

Conductividad hidráulica, K:

Oln iX2) X7

OBRAS DE CAPTACION 107

Radio de influencia, R:

de donde: R =e'.9Y x 30 = 2 1 9 m

Nivel del agua en el pozo:

Por lo tanto el descenso del nivel del agua en el pozo principal será de:

Descenso = 9.5 - 2.9 = 6.6 m

1 120 m I

Acuicierre e 1

Figura 6.26 Resultados del ejemplo.

j Nivel piezom6trico/ j

original _ i i ; - . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .......r......

//A\

-. -..--- ........ .... ...

9.5 m

30 m //A\ I

{

1.4 m

\ t

9.1 m

I

modificado \

t

l

......... ... .....

- l

0:4 . .

---- . . - . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .

% Nivel piezom6tricc

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. Con el fin de evitar la contami superficial, el pozo debe ser revestido en su parte superior (los pr 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) go l~eánd 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 tiene un diámetro mayo el de la tubería, en la cual se perforan orificios con u11 diámetro de ' l b t ' para dejar entrar el agua y retener las par- tículas de arena del ac

Figura 6.28 Pozo hincado,

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 dis- gregado 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~ento rotatorio. 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)

L Figura

Revest~miento

del Pozo

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 ido la eii otra for-

e 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 hidráuli- cas 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 de movimiento rotativo. Su uso más frecuente ocurre en el campo de la

liquido. Este es el caso de las turbinas. dosificación de químicos, que requiere un caudal pequeño y su altura de

el caso particular de las bombas existen tres formas de realizar la resti elevación no es muy grande.

tución de energía, a saber: 7.1.2 Turbomáquinas

P, - PZ 1 ) Energía de presión: --,--- Y La transformación de energía se hace principalmente en forma de energía vi2 - V? cinética. Su movimiento es siempre rotativo y por ello reciben también el 2) Energía cinética:

2g nombre de bombas centrífugas. El principio de funcionamiento de estas bombas es la ecuación de Euler. 3) Energía potencial: 21 - 2 2 Éstas son las bombas más comunes en acueductos y alcantarillados y se detallarán más adelante.

7.1 -1 Máquinas de desplazamiento positivo

~1 intercambio de energía se manifiesta en forma de presión- Eii 7.1.3 Máquinas gravimétricas de bombas, usualmente éstas son de dos tipos, como se indica en la fig

El intercambio de energía se realiza en forma de energía de posición. 7.1, de pistón o de diafragma. principio de funcionamiento de estas bombas es el del desplazami Dentro de este tipo de bombas se encuentran las ruedas hidráulicas y el

positivo y su movimiento es alternativo, aunque pueden 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 contrape- so 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 e luego una depresión de aire y agua que causa el cierre de la válvula R y la apertura de la válvula D.

El ciclo anterior se repite continuamente. La caída aprovechable, H, para accionar el aparato en general debe ser mayor de 1.00 metros y la altura de elevación, h, está comprendida entre 6 y 12 veces la caída H.

Figura 7.2 Ar~ete hidráulico

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:

5 H < L < l O H

8 r n < L < 7 5 r n

El caudal de agua entregado o elevado es igual a:

Q H 4 ' - x e

h

en donde: q = caudal elevado (L/min) = caudal mínimo para operar (L/min) = altura de caída (m)

h = altura de impulsión (m)

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 surninis- tradas 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.) Caudal Caudal elevado (Uhora)

de aparatos Succión Impulsión (Umin.) 6:1 8:1 1O:l 12:l

2 314 318 5 32 20 12

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: Consun~o: q = 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 Figura 7.3 Ejemplo de aplicación del ariete hidráulico. Aspiración doble

7.2.1 Elementos.constitutivos de las bombas centrífugas ' = 7.5 x 125-95 1

Q=4ze 100 - 95 x - 0.6 Los siguientes son los elementos de estas bombas según se numeran en la

Q = 75 Llmin 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

Selección del ariete: fluido dentro del rotor e imparten la energía cinética al fluido. h 30 6 Existen varias formas de rodetes: La relación: - = - = - H 5 1 - Rodete cerrado: Las caras posterior y anterior conforman una caja y

entre ambas caras se fijan los álabes. Según la tabla anterior, para esta relación de alturas se requiere:

- Rodete semiabierto: Los álabes están fijos a una sola cara. - Rodete abierto: Sin cara posterior o anterior, los álabes están sujetos al

Número de aparatos: 6 núcleo o parte central. 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

el ariete trabajará entonces con una eficiencia igual a:

h 0 1 3 x 6 e = 4. - = - -x100=62% 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..

m0 caso realiza otra etapa de conversión de energía. sitiva de Succión Requerida (CNPS.) y Disponible (CNpsd). CNPSr: Es función del diseño de la bomba y por la tanto suministrado

7.2.1.1 Número específico de revol~ciones Por el fabricante. Representa la mínima diferencia requerida entre la pre- sión de succión y la presión de vapor a una capacidad dada, sin que se co- rran 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:

(7.5)

para evitar el riesgo de cavitación por presión de succión, se debe que: N Q%

n, = - ~ ' / 4

CNPSd > CNPS,

el2 donde: n, = Número específico de revoluciones Otra de las causas de cavitación en bombas son las excesivas revoluciones

60 o del rotar. En este caso se debe verificar que la velocidad específica de N = ~ ~ ~ ~ l ~ c i o l l e s / m i n = - (con o = velocidad ang operación no sobrepase la máxima dada por el fabricante. Q = Caudal (m3/s) 2 n

H = Altura dinámica de impulsión (m) -3 DISENO DE ESTACIONES DE BOMBEO

Cuando haya necesidad de utilizar el bombeo en un sistema de acueduc-

Tabla 7.2 to, se debe tener en cuenta que esta alternativa resultará más costosa en Clasiflcaclrjn de las bombas centrífugas según el t?Ú~ero términos de operación y mantenimiento en comparación con las alterila-

especif~co de revo~uciones, n, tivas posibles de conducción por gravedad. Característica del rodete

40 - 80 Rodete completamente radial (lento) 7.3.1 Ubicación de la estación 8 0 - 140

140 - 300 . 300 - 600 Rodete radio-axial o de flujo mixto 6 k r á ~ a x t a l d o )

B ~ M B A S Y ESTACIONES DE BOMBEO 125

7.3.2 Elementos de la estación de bombeo sola etapa. El período de retención del agua en el tanque no debe ser superior a los 5 minutos, con el fin de evitar la posible sedimentación de

A grandes rasgos se pueden distinguir tres elementos en toda estación d partículas en el tanque. El área mínima del pozo debe ser d e 5 veces el bombeo: diámetro de la tubería de succión y no debe ser de sección circular. Este 1) La tubería de succión y sus accesorios (anterior a la borilba). pozo debe ser provisto de un sistema de desagüe y limpieza adecuado. 2) La bomba (generalmente centrífuga; se debe disponer siempre de un

bomba de reserva). 2. Pantalla de aquietamiento 3) La tubería de impulsión y sus respectivos accesorios (~osterior a la bomb Los equipos de bombeo se seleccionan para un ~ e r í o d o inicial de 5 a Debe estar colocada a la entrada y de manera normal a la tubería d e llega- años, mientras que los diámetros de las tuberías de impulsión y succión da, con el fin de disipar la energía del agua en este punto. N o siempre es deterlninan con base en el caudal necesario para el ~ e r í o d o de diseño final. necesaria su colocación.

3. Válvula de pie con coladera

más importantes de una estación de bombeo, cuya numeración se expli La coladera es una malla que impide la entrada de cuerpos extrailos que a continuación. puedan dañar la bomba. La colocación de la válvula de pie depende del siste-

ma de bombeo: si se trata de succión negativa, es decir que el eje de la bomba 1. Pozo húmedo está localizado por encima del nivel del agua en el pozo húmedo, es necesa-

ria la válvula de pie con el fin de impedir que la tubería de succión se deso- Es el tanque al cual llega el agua para ser bombeada. Debe diseñarse c cupe y por consiguiente se descebe la bomba; por el contrario, si la succión

es positiva (el nivel del agua en el pozo húmedo se encuentra por encima del eje de la bomba) no será necesaria la colocación de la válvula de pie.

S = 2.5D ,,,,,,, + 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 po húmedo se encuentre en su punto más bajo. La sumergencia recomendada

S = 2.50, + 0.1 (7.6

siendo: S = sumergencia (m) D, = diámetro de la tubería de succión (m)

Igualmente se recomienda que exista una distancia mínima de 50 centí- metros desde el fondo del pozo hasta la coladera.

4. Tubería de succión

La succión es la etapa más crítica en el bombeo, sobre todo en el caso de tener succión negativa, ya que cualquier entrada de aire 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.

5. Reducción excéntrica

E n el caso de que el diáinetro de la tubería de succión sea mayor que el diámetro de 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.

acumulación + q d ; I aire +l l $, t T

1 Figura 7.7 (a) Reducción excéntrica. (b) Reducción concéntrica.

6. Bomba

7. Ampliación concéntrica

Del lado de la impulsión no existe problema con la for~nación de bolsas de aire y por lo tanto, de ser necesario el cambio de diámetro, la arnplia- ción 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 no existir esta válvula, al dete- ner el bombeo quedaría actuando sobre el rodete, y p o r consiguiente, sob re el eje de la bomba, toda la cabeza estática de impulsión, lo cual llevaría a posibles daños del rodete y del eje a largo plazo.

9. Válvula de cortina

Tiene por objeto facilitar trabajos de reparación y limpieza d e la v á l ~ u l a de retención, entre otros.

10. Te de unión con la bomba de reserva

Se coloca de manera que exista una sola tubería de impulsión.

11 . Tubería de impulsión

La máxima velocidad especificada para esta tubería es de 1.5 tn/s la cual permite controlar el golpe de ariete que se pueda presentar en el sistema de bombeo. Debido a que esta conducción puede ser bastante larga, se debe efectuar el estudio del diáinetro más económico. U n o de los criterios utilizados para esta determinación es el empleo de la fórmula de Bresse: Para iristalaciones que sean operadas de manera continua, se tiene:

E = 1.2

Para iiistalaciones 110 operadas de rnanera continua:

D (m) = 1.3 ~ ' " 4 m

= A'". ""'"'W" Y " , , " V L V ~ V ' -e..

24

DISENO DEL BOMBEO

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 y s - descarga al aire libre o no. Por lo general se deben tener en cuenta los siguientes términos:

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

Altura de pérdidas menores (hms, hmi)

Es la altura de agua adicional para vencer las pérdidas debidas a los accesorios tales como codos, válvulas y otros, Pueden ser calculadas como un factor de la altura de velocidad o como una longitud equivalente de tubería.

Altura 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 ecua- ción 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 suc- ción negativa:

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:

En la ecuación anterior, los términos de presión son iguales a cero y la velocidad del líquido en el pozo de succión puede ser despreciada. Des- pejando el valor de la altura dinámica total y reemplazando los valores por la nomenclatura utilizada anteriormente, se tiene:

Figura 7.9 Ejemplo de diseño de la estación de bombeo.

El cálculo del bornbeo se explica mediante el eje~nplo de 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

Cálculo de los diámetros

- Tu bería de impulsión

Según la ecuación de Bresse:

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:

Q 0.022 x 4 V s = - = = 0.67 mls 0.6 í V, 1. 0.9 rnls A (0.203f

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) Altura est. de succión = 100.00 - 96.00 = 4.00 m Altura est. de impulsión = 138.00 - 100.00 = 38.00 m Altura estática total = 42.00 m

- Pérdidas en la succión (D, = 8" = 0.203 m): Se calculan por longitudes equivalentes utilizando las longitudes dadas en la tabla 7.5 Válvula de pie con coladera: L.E. = 52.00 m Codo de radio largo a 90" = 4.30 Reducción excéntrica (6D) = 1.20 Entrada (borda) = 6.00 Longitud de tubería recta = 4+0.5+0.61 = 5.11 Longitud equivalente total = 68.61 m Utilizando la ecuación de Hazen-Williams:

2.63 O 54 Q = 0.2785 C D J

y despejando la pérdida de carga total u): blecer las condiciones de operación promedio de la estación de bombeo, J = 0.00193 m/m lo cual se logra determinando la curva de operación del sistema para los

Pérdidas en la succión : 0.00193 x 68.61 = 0.13 m niveles extremos (máximo y mínimo) y para diferentes caudales. Repi- - Pérdidas en la impulsión (0, = 6" = 0.152 m): tiendo los cálculos anteriores se obtiene el siguiente cuadro resumen:

Expansión concéntrica (12D) L.E = 1.82 m Tabla 7.4

Válvula de retención horizontal= 12.50 Curva de operación del sistema

Válvula de cortina = 1.10 Codo de radio largo 90" (4 codos) = 13.60 Te con cambio de dirección = 10.00 Tubería = 1 . 0 ~ 3 + 150 + 39 = 192.00 Longitud equivalente total = 23 1 .O2 m J = 0.00784 m/m Pérdidas en impulsión: 0.00784 x 231.02 = 1.81 m

- Altura de velocidad en la descarga (Vi):

V? (1.19)~ -=- = 0.07 m 2g 2g En la figura 7.10 se observa que para las condiciones de operación pro- Altura dinámica total de elevación = 44.01 m medio 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

y Q Ht 9.81 k ~ l m ' x 0.023 m31s x 43.3 m P h = - - - e 0.84

Pt = 11.73 kW

tomando la parte pertinente de la curva característica de esta bomba. 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 cuen-

Tabla 7.3 ta las pérdidas mecánicas de transmisión de energía. Por lo tanto la Curva característica potencia del motor requerido será de:

0.01 9 44.81 Pm= 1 1 . 7 3 ~ 1.20= 14.08kW o 021 44 20

o 025 42 67 Cavitación 0.028 41 15

0.030 39.50

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

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 C , según 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 es- tática, aumentar el diámetro o utilizar un material más liso.

Velocidad

~ f i 1750 fi n , = - - - = 15.8 (sist. interrzaciond)

Por otra parte con H, = 4.18 y H, = 43.3 m, se encuentra en tablas sumi- nistradas 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) = = 54.8 (sist internacional 1 52

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

V = Q0 = 0.0285

Área mínima = 5

Pérdidas localizadas en longitudes equivalentes (En metros de tubería recta)

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 conduc- ción el medio de transporte del caudal de diseño de la bocatoma al desare~iador, del desarenador al tanque d e alnlacenamieiito y de

éste a la red de distribución. Las conducciones 1. Canales abierto

Coiilo se indicó ortar la conduc- ción debe ser el , el caudal será

se indica en el diseño del tanque de almacenamiento. Cada uno de los tipos de conducciones tiene ventajas y desventajas eco- nómicas, técnicas y de manteiiimiento, las cuales debe11 ser analizadas teniendo en cuenta las circunstancias del diseño en particular. E n un acueducto, el t ipo de conducción inás frecuente es mediante conductos cerrados, por lo que el estudio d e los canales abiertos se deja para el capítulo del alcantarillado de 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 que las conducciones abiertas con ión externa del agua. Los conductos pueden ser prefabricados o construidos e11 el si-

tio. El método de cálculo es similar y solo difiere en cuanto a las reco- mendaciones de velocidad y pérdidas.

8.1.1 Conductos prefabricados

Comúnmente se trata de tuberías fabricadas en diferentes materiales y diámetros como por ejemplo: - Tubería de gres - Tubería de cemento - Tubería P V C La tubería de 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 por 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.

Figura 8.1 Conductos prefabricados.

8.1.2 Conductos construidos en el sitio

Pueden ser de diferentes formas según lo indicado en la figura 8.2.

Velocidad mínima

La velocidad mínima especificada es de 0.6 m/s a tubo lleno. Esta norm satisface la necesidad de obtener una velocidad que sea capaz de permitir el arrastre de material sedimentado.

Rectangular Trapecial Box-Cuivert

Circular Herradura

Figura 8.2 Conductos cerrados construidos en el sitio.

Velocidad máxima

La velocidad máxima depende del material de la tubería y se especifica por razón de la erosión del material de ésta.

Tubería de gres: 5 n ~ / s

Tubería de concreto: 4 mls

Diámetro mínimo: 6" (0.15 m)

Pérdidas po r exfiltración

Tabla 8.1 Valores típicos de exfiltración

-

Diámetro Exfiltración Diámetro Exfiltración (plg.) (Us. km.) (plg.) (Us. km.)

6 0.108 12 0.203

Ecuación de diseño Tabla 8.2 Relac~ones hidráultcas para conductos c~rculares (ndn variable)

Tradicionalmente, la ecuación de diseño para conductos con flujo p gravedad ha sido la ecuación de Manning:

en donde: Q = Caudal (mVs) A = Area de la sección de flujo (m2)

O O 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

O 1 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

D - O 2 VNo O 656 O 664 O 672 O 680 O 687 O 695 O 700 O 706 O 713 O 720

4 d/D O 346 O 353 O 362 O 370 O 379 O 386 O 393 O 400 O 409 O 417

A n D 2 R = Radio hidráulico = R = - - - =

p - 4 n ~

P = Perímetro mojado (m) WRO O 768 O 780 O 795 O 809 O 824 0.836 O 848 O 860 O 874 O 886

D = Diámetro de la tubería (m) S = Pendiente de la tubería ( i m )

0.3 VNo 0.729 0.732 0.740 0.750 0.755 0.760 0.768 0.776 0.781 0.787

d/D 0.424 0.431 0.439 0.447 0.452 0.460 0.468 0.476 0.482 0.488

n = Coeficiente de rugosidad de Manning WRo O 896 O 907 O 919 O 931 O 938 O 950 O 962 O 974 O 983 O 992

y despejando el diámetro de la tubería, se tiene:

Al calcular el diámetro de la tubería por medio de la eci tiene que seleccionar el diámetro comercial superior (mí] 15 cm). C o n este nuevo valor del diámetro comercial, se c da1 a tubo lleno, Q,, utilizando la ecuación 8.2 y la velocid no,v,, dividiendo el caudal a tubo lleno por el área de 1 diámetro comercial. Obtenida la relación de Q/Q,, se entra a la tabla 8.2 de donc las relaciones v/v, y d/D, donde v es la velocidad real de la lámina de agua en ésta.

WRo 1.212 1.210 1.207 1.204 1.202 1.200 1.197 1.195

0.4 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

0.5 . 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

0.6 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

0.7 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

0.8 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 1.21 1 1.214 1.216 1.219 1.219 1.215 1.214

0.9 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

E n donde: Q = Caudal de diseño

Q, = Caudal a tubo lleno V = Velocidad de diseño V, = Velocidad a tubo lleno d = Lámina de agua en la tubería D = Diámetro comercial de la tubería R = Radio hidráulico al caudal de diseño R, = Radio hidráulico a tubo lleno n = Número de Manning a caudal de diseño n, = Número de Manning a tubo lleno

EJEMPLO DE DISENO

Diseño de la Línea de conducción Bocatoma-Desarenador

E1 desarenador debe ubicarse lo más cerca posible de la bocatoma, con fin de evitar una larga conducción de agua no 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 de diseño: 13 L/s = 0.013 n ~ v s

Tubería de asbesto-cemento: n = 0.009

Longitud de coi~ducción: L = 5 0 m

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)

100 = 0.12% 5 O

tomando el diámetro comercial mayor, D = 8" = 0.203 in, se aplica ecuación 8.2 para establecer las condiciones de flujo a tubo lleno:

CONDUCCIONES 147

Cdmara de recolección

Chmara de aquietamiento

99.01

BOCATOMA

DESARENADOR -1

Figura 8.3 Conducción bocatoma-desarenador (corte)

con el valor de Q/Qii, se entra a la tabla 8.2 y se obtiene:

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 ~rofundidad debería ser:

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:

tomando el diámetro comercial mavor. entonces D = 6" = 0.152 m

D% S% (0.152)$5 x ( 0 . 0 0 9 2 ) ~ O,, = 0.312- = 0.312 = 0.022 m3/s

,-- , d+ 1.5 = 0.10+ 1.5- = 0.19 m

2g

los 20 cm adoptados.

El caudal de exceso máximo previsto será de:

3 Qescclo = QIirno - Qlh,cño = 0.022 - 0.013 = 0.009 m 1s = 9 Lls

Este será el caudal a tener en cuenta en el diseño de la estructura sos del desarenador. Las cotas definitivas y condiciones hidráulicas serán:

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

de exce-

GENERALIDADES

n desarenador convencional es un tanque construido con el pro- pósito 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 purifi-

cación 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 obstruc- ción 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) Material Diámetro (mm)

Gravilla: Fango:

Gruesa >2.0 Grueso

Fina 2.00-1 .O0 y Medio 0.05-0.01

Arena: Fino 0.01 -0.005

Gruesa 1.00-0.50 Arcilla:

Media 0.50-0.25 Gruesa

Fina 0.25-0.1 O y Media 0.005-0.001

Muy fina O. 10-0.05 Fina 0.001 -0,0001

Coloidal <0.0001

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLA

El objetivo del desarenador, como tal, es la remoción de partículas h el tamaño de arenas. El proceso de sedimentación puede ser ayudado diante coagulación (empleo de quíinicos con el fin de 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 de 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 por medio de una canal de repartición con orificios mergidos. Lateralmente se encuentra un 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 de asui

tamiento y una cortina, la cual obliga a las líneas de fluj descender rápidamente de manera que se sedi~nente el ma rial más grueso inicialmente.

Zona 111: Zona de sedimentación: Es la zona en donde se sedi~nen todas las partículas restantes y en donde se cuinple en ri con las leyes de sedimentación. La profundidad útil de se mentación es H.

Zona IV: Salida del desarenador: Constituida por una pantalla sume gida, el vertedero de salida y el canal de recolección. Es zona debe estar completamente tapada con el fin de evitar posible contaminación exterior.

Zona V: Alnlacenarniento de Iodos: Comprende el volumen entre 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.

ESPECIFICACIONES DE DISENO

Número de unidades

Se recomienda en lo posible diseñar como mínimo dos tanques desaren dores con el fin de continuar con el tratamiento en uno de ellos rnientr se realizan las labores de mantenimiento y lavado del otro.

Paso directo

Debe existir de todos modos una tubería de paso directo.

de bocatorna / j

T ! 1 1 i : al tanque de 813 a / lo aIrnacenarnento

@ B,2 - - @ t s -+ 1

, 1 1 ; , / /

O / válvula o , 1 J : 1 /

excesos lavado I al desagüe

---b 4 -+

, ,, pantalla de ~antalla de l Jn"

./ entrada tapa

salida ,

I

Figura 9.1 Planta del desarenador.

Relación longitud a ancho En el estudio de sedimentación se hacen las siguientes suposiciones teóricas: 1) El flujo se reparte uniformemente a través de la sección transversal (w).

Con el fin de aproximarse lo más posible al flujo en pistón, se recomien 2) El agua se desplaza con velocidad uniforme a lo largo del tanque. tanque rectangular con una relación de longitud a ancho (L/B) entre 3/1 y 3) Toda partícula que toque el fondo antes de llegar a la salida, será removida.

Tabla 9.2 Profundidad mínima y máxima Viscosidad cinemática del agua

La profundidad mínima especificada es de 1.50 metros y la máxim 4.50 metros.

Profundidad de almacenamiento de lodos 24 0.0091 7

Se adopta una profundidad máxima de 0.40 metros. Las pendientes 0.01 386 26 0.00876

fondo deben estar comprendidas entre el 1% y el 8% con el fin de 0.01 308 28 0.00839

los lodos rueden fácilmente hacia la tubería de desagüe y la labor de 1 0.01 237 30 0.00804

pieza manual sea segura para los operarios. 0.01 172 32 0.00772 0.01 146 34 0.00741

0.01 112 36 Períodos de retención hidráulicos

0.0071 3

Adicional~nente se desarrolla el estudio suponiendo que se ha de rei-nover El tiempo que tarde una partícula de agua en entrar y salir del ta una partícula cuyo diámetro es d y para ello se analizará la trayectoria de debe estar comprendido entre 0.5 horas y 4 horas. dicha partícula a lo largo del tanque.

Como se observa en la figura 9.2, la partícula de diámetro d rnás crítica es Carga hidráulica superficial aquella que entra por la parte superior del tanque, debido a que tendrá que

La carga hidráulica superficial, definida como el caudal puesto por u recorrer una altura, H, y una longitud, L, más desfavorable antes de ser re- dad de área superficial, debe estar entre 15 y 80 m3/m2.d.

TEOR~A DE LA SEDIMENTACI~N

(P'-P) d2 = Kd2 v, = -- 18 CL

en donde: V, = Velocidad de sedimentacióii de la partícula (cl g = Aceleración de la gavedad (981 cm/s2) p, = Peso específico de la partícula

Arenas = 2.65 p = Peso específico del fluido

Agua = 1.00 y = Viscosidad cinemática del fluido (cm2/s) (Tabla 9.

Figura 9.2 Trayectorias de partículas en el sedimentador.

serin removidas. Las partículas con V, menor que V, podrán ser r das dependiendo de su nivel de entrada al tanque, h. Por semejanza de triángulos se tiene:

E. H L W H V H - = _ _ j = - j -=..---

Vh Vo VhW Vo Q Vo

crítica, V,, será:

siendo A = Área superficial = B x L. Según la ecuación de Stokes (ecuación 9.1):

g P s - P V O - - --d2 = Kd2 18 11

Reemplazando la velocidad de la ~ar t ícula crítica (ecuación 9.3) ei ecuación de Stokes, se tiene:

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,.

Por otra parte, la relación V/Q es llamada "períodos de retención hidráu- licos, " y H/V, es el tiempo que tarda la partícula crítica en ser removida (t). En teoría, para remover esta partícula se debe cumplir que:

En la realidad, el flujo no se distribuye uniformemente debido a la limita- ción de las pantallas difusoras, a que las velocidades no son constantes porque existen corrientes térmicas y zonas muertas, el viento crea contra- corrientes 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 un factor de seguridad en función de:

1) Porcentaje de remoción de partículas con V, < V,:

No. particuias con V, , vO % Remoción = x 100

No. particulas con V, s V, (9.6)

2) Grado del desarenador (n):

La calificación de la eficiencia de las pantallas deflectoras se hace a través del grado n del desarenador.

n = 1 : Deflectores deficientes o sin ellos. n = 2 : Deflectores regulares. n = 3 : Deflectores buenos. n = 5 a 8 : Deflectores muy buenos. n -> : 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:

de donde las dimensiones del tanque serán para L:B = 3:l :

L = 3 x B = 3 x 2.49 = 7.46 m - 7.45 m

La carga hidráulica superficial para este tanque será de:

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

También se demostró anteriormente que la relación de tiempos es igu la relación de velocidades, es decir:

En 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:

La velocidad horizontal máxima es:

y la velocidad de resuspensión máxima es:

Cálculo de los elementos del desarenador

Vertedero de salida

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:

Pantalla de salida: Profundidad = H/2 Distancia al vertedero de salida = 15 H,

Pantalla de entrada: Profundidad = H/2 Distancia a la cámara de aquietamiento = L/4

Almacenamiento de lodos: Profundidad máxima = 0.40 m

Dist. pto. de salida a la cámara de aquietamiento = L/3 = 2.48 m Dist. pto. de salida al vertedero salida = 2L/3 = 4.97 m Pendiente transversal = 0.4/B = 16.0% Pendiente longitudinal (en L/3) = 0.4/2.48 = 16.1% Pendiente longitudinal (en 2L/3) = 0.4/4.97 = 8.1%

Cámara de aquietamiento: Profundidad = H/3 = 0.50 m Ancho = B/3 = 0.83 m Largo (adoptado) = 1.00 m

Rebose de la cámara de aquietamiento:

L., = 0.35 m B - ancho se adopta 0.83 m

= 0.83 m 2

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,

VZ h,, = k A -

2g

v2 = = 0.031 mls 0.83 x 0.5

Pérdidas a la entrada de la zona de sedimentación:

V2 = Vb = 0.003 mls

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

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)

Entrada normal: 2.5 m Válvula: 1 . 1 m Codo radio corto: 4.9 m Te cambio dirección: 10.0 m Tubería: 70.0 m L.E. total = 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.

Desarenador

Plano Piezométrico Estático

Tanque Figura 10.1 Conducc~ón forzada.

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 conduc- ción, siempre que la presión en dicho punto no sea muy alta o menor que la presión atmosférica.

I 1 Ventosa ,., - 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 Cuando la presión en un punto determinado del trazado sobrepasa la bería durante su llenado; 2) expulsar el aire que tiende a acumularse en 1 presión máxima de trabajo, se pueden dar diferentes soluciones a saber: puntos altos, y 3) admitir aire en el caso de operación de una válvula a) Modificación del trazado de la tubería. En ocasiones resulta más con- purga que pueda crear presiones negativas en la tubería (ver figura 10.7). veniente cambiar el alineamiento horizontal de la tubería con el f in de Como criterio general, el diámetro de la ventosa es '/ii del diámetro de salvar el accidente topográfico causante del problema. En otras ocasio- tubería principal y en todo caso mayor de '12". nes puede resultar una longitud de tubería mucho mayor que no com-

pensa 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 r tubería de acero que puede llegar a resistir presiones del orden de los 80 kglcm2. En la figura 10.8 se ilustra un trazado bajo estas condi-

tura de ésta. ciones, en el cual se hace necesario cambiar la clase de la tubería en los puntos 1 , 2 y 3.

10.2.4 Materiales y presiones de trabajo 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

Las tuberías utilizadas para conducciones forzadas son construidas con dif 10.8), modifican la línea piezométrica logrando en estos puntos una rentes materiales. Los materiales más comunes son acero, asbesto-cen~ent presión igual a la presión atmosférica y reduciendo la presión en los hierro fundido, concreto o plástico (PVC), con diferentes característica puntos críticos. Este tipo de cámaras se ilustra en la figura 10.9.

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.

Tabla 10.2 Clases de tubería de asbesto-cemento (Eternit)

30 15.0 2, 3, 4, 6, 8, 10, 12, 14, 16, 18, 20, 24

25 12.5 2,3,4,6,8,10,12,14,16,1+,20,24 20 10.0 4, 6, 8, 10, 12, 14, 16, 18, 20, 24

6, 8, 10, 12, 14, 16, 18,20, 24, 28 15 7.5 1 O 5.0 6, 8, 10, 12, 14, 16, 18, 20, 24,28

Tabla 10.3 Relación diámetro-espesor (RDE) para tuberías de PVC (PAVCO Unión Z)

- . - . Presiones

Cámara de quiebre

clase de tubería

Figura 10.8 Presiones de trabajo excesivas.

nales de rugosidad. Otro factor de modificación de la rugosidad es la co- rrosión 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 ~ÁLCULO DE 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

La tabla 10.4 presenta la alteración que sufren las tuberías de acero y hie- les. Es aplicada satisfactoriamente para cualquier material entre 0.0 rro fundido con el tiempo. Como se puede observar, estos materiales son 3.50 m de diámetro. Su formulación es la siguiente: muy susceptibles de alteración y por lo tanto se recomienda diseñar la tu-

bería con un valor de C de la tubería en uso, aun cuando el valor de C Q = 0.2785 C D 2.63 J original es de interés para conocer el caudal inicial.

en donde: Tabla 10.4

Reducc~ón porcentual de las característ~cas de rugosidad para acero y hrerro fundrdo, según Hazen-Wrllrams

Diámetro Anos

4" 30"

10.3.1 Coeficiente de rugosidad, C Nueva 1 O0 100 20 68 77

El coeficiente de rugosidad es función principalmente del material 30 58 69

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 or

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 pun- to 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 con-

ducción, 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 Diferencia de 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 Figura 10.12 Suma o diferencia de pendientes para la selección del codo necesario. Suma de

Coeficientes de pérdida de algunos accesorios pendientes si hay cambio de signo. Diferencia de pendientes si no hay cambio de signo.

Elemento K

Reducción gradual * 0.15 Tabla 10.7 Ampliación gradual * 0.30 Selección del codo según la suma Compuerta abierta 1 .O0 O diferencia de pendientes Válvula abierta:

de ángulo 5.00 Suma o diferencia Codo de compuerta 0.20 de pendientes de globo 10.00

Te de paso directo 0.60 14%- 30% 1 1 1140

Te de paso lateral 1.30 31 % - 53% 22!lZ0 Te salida bilateral 1.80 54% - 83% 221920 + 1 1 Válvula de pie 1.75

84% - 119% 45"

Válvula de retención 2.50 120% - 180% 45" + 1 1 l.4"

Entrada normal al tubo 0.50 Entrada de borda 1 .O0 Salida del tubo 1 .O0

* Con base en la velocidad mayor 10.4 ANCLAJES O MUERTOS

En los cambios de alineación horizontal o vertical se generan esfuerzos

Con el valor de la suma o diferencia de pendientes, se entra a la tabla 1 que deben ser absorbidos por los anclajes, los cuales p e d e n ser de con-

y se selecciona el codo o la combinación de codos apropiados. Esta ta creto ciclópeo o armado.

está basada en el hecho de que la campana en cada extremo del tramo tubería permite una deflexión máxima de 5". 10.4.1 Empuje de la tubería La suma de todas las pérdidas locales debe restarse a la ~ é r d i d a de ca disponible por nivel, ya que parte de esta energía se requiere para ven En cualquier tipo de anclaje se presentan esfuerzos debidos a la presión

dichas pérdidas. 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 = Esfuerzo estático (kg) y = Peso específico del agua ($000 kg/m3) H = Altura de la columna de agua (m)

Esfuerzo admisible vertical típico, u...;. sm4-n

Terreno u-&..

Figura 10.13 Empuje de presión estática. Arena suelta o arcilla blanda < 1 Arena fina compacta 2 Arena gruesa medianamente compacta 2

El esfuerzo de presión dinámica es el esfuerzo debido a la fuerza ce Arc~lla dura 4 Roca alterada 3 - 10

fuga, calculado mediante la siguiente ecuación: Roca lnalterada 20

C=- V 2 s e n - "" g (2) 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: Eh = Componente horizontal del empuje

En la mayoría de los casos el empuje debido a la presión dinámica es Ev = Componente vertical del empuje preciable, ya que la magnitud de H es mucho mayor que la de la altu tg 4 ,,,= Coeficiente de fricción del concreto sobre el suelo velocidad.

10.4.2 Cálculo del anclaje Cuando la fuerza del e tendrá que:

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.

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 0.30 Arcilla seca 0.35 Arena arcillosa 0.40 Arena sin limo ni arcilla 0.50 Grava 0.60

10.4.3 Tipos de Anclajes

10.4.3.1 Codo en el sentido horizontal

E=PtgQt,, + L H - 2

en donde: P = Peso del anclaje H = Altura del anclaje (limitada por el diámetro de la

tubería y la profundidad de la zanja) L = Longitud del anclaje (limitada por la longitud del

codo, ya que las uniones de éste deben quedar por fuera del anclaje)

Figura 10.1 4 Anclaje de un codo horizontal.

10.4.3.2 Codo en el sentido vertical inferior

CJ- máx.

a-mb. t t t t t t t

Figura 10.15 Anclaje de un codo en sentido vertical inferior

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.

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.

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:

P = C y B 2

en donde: P = Carga vertical (kg/m) C = Coeficiente experimental (tabla 10.10)

y = Peso específico del material de relleno húmedo B = Ancho de la zanja

Tabla 10.10 Coeficiente experimental, C

Material de Relleno H / B

1.0 2.0 4.0 6.0 8.0 10.0

Tierra ordinaria saturada 0.8 1.5 2.2 2.6 2.8 2.9

Arena y grava 0.8 1.5 2.3 2.8 3,l 3.2

Arcilla saturada 0.8 1.5 2.6 3.3 3.8 4.1

La tubería debe asentarse sobre una capa de material de relleno, el debe estar exento de materia orgánica.

Figura 10.1 7 Dimensionamiento de zanjas.

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 sobrepre- sión súbita producido sobre las paredes del conducto forzado, al modifi- carse 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 sobrepre- sión 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.

Figura 10.18 Idealización del mecanismo del golpe de ariete.

El tiempo en que la lámina 1, contigua a la válvula, ha permanecido estado de sobrepresión es:

2L T = r

en donde: L = Longitud hasta el depósito (m) C = Velocidad de propagación de la onda o celeridad

(m/s) T = 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 1 O. 19).

Sobrepresión ,. = - 2L C -

Depresión l Caso Teórlco Caso Real

Figura 10.19 Diagrama de sobrepresión y depresión, para los casos teóricos y reales.

El valor de celeridad o velocidad de propagación de la onda puede ser calculado mediante la fórmula de Allievi:

en donde: C = Celeridad de la onda (m/s) D = Diámetro del tubo (m) e = Espesor de la pared del tubo (m) k = Relación entre el módulo de elasticidad del agua

y el del material de la tubería k = 10'O/E,,~,,í, (tabla 10.1 1)

Tabla 10.11 Flelación de módulos de elasticidad del agua

y del material de la tubería

Material de la tubería K -

Acero 0 5 Hierro fundido 1 .O Concreto 5.0 Asbesto-cemento 4.4 Plástico 18.0

En el caso de una maniobra lenta (T > 2L/C), la sobrepresión será:

2L C V T ----- C V T 2 L V ha=----- m

g t g t g t

siendo t = Tiempo de maniobra

L I - .. -

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 I cloración

1 ;Y Figura 10.25 Conducción: Desarenador - Caseta de cloración. Planta.

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 11 Vd0

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

f ) Pérdidas Dor salida de la tubería:

Pérdidas totales:

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 - 0.004 mim

43.15 = 0.025 x Li + 0.004 x ( L - L l )

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:

C V 1013.82x1.62 h, =- = g

= 167.12 m g

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

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

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

Elevaci6n (m)

-- o 200 400 600 800 1000 1200 1400 1600 1800 2000 2200

Abscisa (m) l

I

Figura 10.26 Perfil de la conducción. Resultados finales.

unque no se requiera de la construcción de una planta de purifica- ción de aguas convencional, el tratamiento mínimo que debe dár- sele 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 conta- minación 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 no se obtiene una desinfección posterior.

2. Desinfección por medio de ozono: El empleo del ozono como desinfectante es un sistema muy efectivo y de uso generalizado en Europa. El sistema de 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.

1 1.2 CASETA DE CLORACI~N 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

nal, se debe proyectar una caseta de cloración ubicada antes del tan los métodos vistos en el capítulo 5, por ejemplo un vertedero (rectangular almacenamiento como se indica en las figuras 1 1 .l. y 1 1.2. 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.

ilindros y para poder pasarlo a una a presión. Por la complejidad y peli-

grosidad en el manejo d eoso, este sistema es más utilizado en plantas de purificació les para acueductos de gran tamaño.

Figura 1 1.2 Caseta de cloraaón Corte longitudinal

Figura 11.4 Dosificación por orificios flotantes.

11.4 EJEMPLO DE DOSIFICACI~N El cloro es un elemento muy corrosivo y por lo tanto se debe tener caución en su manejo; adicionalmente los equipos empleados debe Condiciones de la dosificación: de materiales resistentes a la corrosión. Los hipocloritos líquidos son dosificados mediante el empleo de " Caudal = 13 L/s cloradores", los cuales son bombas de desplazamiento positivo, de fragma o pistón como las indicadas en la figura 7.1, con eleme Dosificación de cloro líquido: Penclorito 130 = 130 g/L resistentes a la corrosión del cloro. Para hacer la dosificación de un hipoclorito, es necesario hacer una di Preparación de una dilución para dosificación del 1 % en peso. ción de la concentración inicial de cloro de 0.5 a 1.0 por ciento en peso.

Dosis de cloro = 1.5 mg/L (obtenida de un estudio de demanda de clot 11.3.4 Empleo de tanque con orificios flotantes

Un sistema rudimentario pero muy práctico, en el caso de soluciones Gasto de Penclorito = 13 Lls x 1 .S mglL x 86.4 = 1685 g C12 Id 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. Gasto de Penclorito = 16"g C12id

= 1) Lid Este sistema se ilustra en la figura 11.4, en donde se observa que la d 130 g Cl2/L

de cloro puede variarse aumentando o disminuyendo la cabeza, H, so el orificio.

Al hacer la dilución para será de 1.3 %/L. Entonces larse como:

1.5 mglL x 13 Lis '= 1300mglL

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS

I dosificación del 1 % en peso, la el caudal de la bomba dosificador

onceni puede

mo dia

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 máxi- .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 pe- ríodos en los que la demanda sea mayor que el suministro se complete el déficit con el agua almacenada inicialmente. En general, se puede establecer que las dimensiones de un tanque regulador se determinan para cumplir las siguientes funciones: 1. Compensar las variaciones en el consumo de agua durante el día. 2. Tener una reserva de agua para atender los casos de incendios. 3. Disponer de un volumen adicional para casos de emergencia, acciden-

tes, reparaciones o cortes de energía eléctrica (cuando haya un sistema de bombeo). e

4. Dar una presión adecuada a la red de distribución en la población. Los tanques pueden ser construidos sobre el terreno (superficiales, semi- enterrados o enterrados) si se dispone de un desnivel topográfico adecua- d 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 e ser concreto o nletal; su forma puede ser rectai~gular o circular.

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

Figura 12.2 Tanque de distribución elevado.

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.

C = Consumo

Población 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 distri- bución. Cuando el consumo iguala al suministro, no entra ni sale agua del tanque, y cuando el consumo es mayor que el suministro la pobla- ción será surtida tanto por la línea directa como por el tanque de com- pensación.

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.

CAPACIDAD DEL TANQUE DE C)ISTRIBUC\ON

los datos de consumo de la población y su distribución horaria. Por lo

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.

ADOR 21 9

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.

% Qdximo diario 1

1 Hora 1 Figura 12.10 Curva integral del consumo de la población.

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 carac- terísticas 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 me- nor será la capacidad del tanque, pero mayores serán los costos de opera- ción del sistema de bombeo. En el caso de que el bombeo sea continuo durante el día, la determina- ción 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 En la figura 12.12 se muestra el caso del bombeo durante las 16 primeras con respecto al consumo. 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 CC' representa el máximo sobrante. Nuevamente, el volumen total del tanque será la suma del máximo déficit y el máximo sobrante, repre-

ximo sobrante. sentado 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~ito por 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.

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,

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 de tipo eco- nómico:

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 rela- ción 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

De 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 22 24

Hora

/ - Curva Consumo - -Curva Suministro / Cdumna No. 1: Intervalos de tiempo.

Cdumna No. 2: Consumo horario. Cdumna No. 3: I: columna No. 2 C u ~ a integral del consumo.

Cdumna No. 4: 100%/24 = Suministro horario continuo.

Cdumna No. 5: I: columna No. 4. Curva integral del suministro.

Cdumna No. 6: Columna No. 4 - columna No. 2 Déficit horario. +: acumula, -: descarga.

Cdumna No. 7: 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%)

Cdumna No 8 V, 1 - columna No 6 Vdumen horar~o del agua en el tanque Suponlend l 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) 1

Figura 12.14 Cálculo qráfico del volumen del tanque elevado

ELEMENTOS DE DISENO PAPA 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

Columna No. 1: l ntervalos de tiempo.

Cdumna No. 2: Consumo horario. Cdumna No. 3: S columna No. 2. Curva integral del consumo.

Cdumna No. 4: 100%18 = Suministro horario por bombeo. Cdumna No. 5: S columna No. 4. Curva integral del suministro. Cdumna No. 6: Columna No. 4 - columna No. 2. Déficit horario. +: acumula, -: descarga. Cdumna No. 7: 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%).

Cdumna No. 8: 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). -.

Hora i-

1 C u r v a Consumo ---Curva Suministro

- 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 = 23.00%

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 = 1132.74 x 0.23 = 260.53 m3 2. Bombeo tanque elevado:

% consumo medio diario = 29.50% Volumen tanque elevado = 1132.74 x 0.295 = 334.16 m3 Bombeo tanque de succión: % consumo medio diario = 41,67% Volumen tanque succión = 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

Volumen del tanque = 4,157 x 1 o2 rn3 De 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

de que miento

y la sec

además

ción ser

ELEMENTOS DE DISENO PARA

mejor tener dos para realizar

8.79 m x 8.79 m con un borde

las labores

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 consumido- res 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 fabrican- tes, por lo cual hay que consultar los catálogos respectivos.

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

d) En ma Es la forma más usual de trazado de redes de distribución. Se confor man varias cuadrículas o - mallas alrededor de la red de relleno. Una malla estará compuesta en- I tonces por cuatro tramos 1 1 l I 1 I 1 . . . principales. - 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 o cuidado. 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:

P = 1 . 2 ( 3 N + 6 )

en donde: P = Presión mínima (metros) N = 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.

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 má- ximo. 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 desfa- vorables 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.

w Válvula d Principal

- Red de Relleno

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

RED DE DISTRIBUCI~N 24 1

Se debe procurar pasar la tubería del acueducto por encima de las tu- berías 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

En el caso de mallas cerradas, el equilibrio hidráulico de la red puede hacerse por cualquier método que permita el cierre o diferencia de presiones entre la entrada y la salida menor de 1 metro. Los métodos tra- dicionales de cálculo son Hardy-Cross y longitudes equivalentes.

Desarrollo futuro

El diseño de la red deberá tener en cuenta la demanda futura de acuerdo con los sectores de desarrollo contemplados en la planeación de la localidad. De no tenerse una planeación del crecimiento, se debe suponer que éste será uniforme alrededor de la población.

w Válvula

13.4 CALCULO HIDRÁULICO DE LA RED EN MALLA . .

Figura 13.6 Disposición de válvulas aislando sectores de la red. 13.4.1 Método de Hardy-C~OSS

Este método de cálculo, llamado también método de relajamiento o de 13.3.4 Otras especificacíonea pruebas y errores controlados, supone que se han seleccionado previa-

mente los caudales iniciales y los diámetros en los diferentes tramos de la Velocidad de diseño 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 Por lo general se debe diseñar con velocidades que estén comprendi otro de la red cerrada) no exceda un valor límite, que según la norma entre 0.9 m/s y 1.5 m/s. En zonas rurales se es más flexible y se ~ u e d e debe ser menor de 1 metro, y se obtiene para las condiciones anteriores la señar con velocidades entre 0.4 y 2.5 m/s. presión en cada uno de los nudos de las mallas.

Si la red mostrada en la siguiente figura se encuentra en funcionamiento, Válvulas de purga 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 a de carga ocurrida entre los nudos 1, 6, 7, 8 y 5. Como Al igual que en las conducciones, se deben instalar válvulas de purg inicialmente no se conocen los caudales reales, al suponer unos iniciales todos los sitios bajos de la red. esta diferencia de ~resiones será mayor que la aceptable y será necesario

ajustar la hipótesis inicial de caudales. Se observa también en la figura que Localización de la tubería a las pérdidas de carga se les asigna un signo de acuerdo con una conven-

ción que ha de ser respetada a lo largo de todo el proceso iterativo. 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.

en donde los siguientes términos son constantes:

por lo tanto la ecuación 13.3 queda así:

y la pérdida de carga total será:

H = k L Q n

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:

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 + A Q ) " - Q ~ + Y Z Q " - ~ A Q

y reemplazando este término en la condición de cie sado en la ecuación 13.1 1, se obtendrá la corrección del caudal:

ir r (Qn + n Q"-IAQ) = O

Z r Q " + i r r n Q " - ' A Q = O

C r Q " + n A Q C r Q n - ' = O

v des~eiando el término de corrección del caudal:

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.

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 análo- ga 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 diá- metros correspondientes.

(a) (b)

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

Lo mismo que el método de Cross, el método de longitudes equivalentes está basado en la ecuación de Hazen-Williams:

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

carga total pero con un diámetro conocido, rugosidad diferente y longi Se puede demostrar de manera similar a la del método de Cross, que la rente (ver figura 33.8). Las condiciones de este tramo equivalente serán: corrección del caudal será:

H e = H ; Q e = Q (13.27)

La tubería equivalente se supone arbitrariamente de 8" con una dad de 100. Reemplazando la ~ é r d i d a de carga total, H, de la e Una vez lograda Ia condición de cierre anterior, la malla equivalente se 13.8 en la condición de cierre anterior, se tendrá: encuentra en equilibrio y los caudales serán los reales.

Se procede entonces a calcular el diámetro correspondiente a cada tramo

~ X ~ O - ~ L Q ~ ~ ~ - 3 ~ 1 0 - ~ L ~ Q ~ ~ ~ de la malla, despejando éste de la condición de igualdad de pérdidas tota- -

CI 8s ~ 4 8 7 (1 00)' g5 (0.203)4 s7 les entre la malla real y la malla equivalente (ecuación 13.20):

(13.28)

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

y reemplazando este valor en la expresión de la ~ é r d i d a de car (ecuación 13.1 8), se tiene: L, = Ft L I + F2 LZ (13.29)

en donde el subíndice 1 hace referencia al diámetro comercial inrnediata- mente inferior y el subíndice 2 al diámetro comercial inmediatamente superior. La longitud en el diámetro con~ercial inmediatamente inferior será:

L, = 72 X H Le = Fl Lt + F2 (L-LI)

Nuevamente, la condición de cierre de la malla será la sumatoria pérdidas totales en la malla, es decir:

ZH=O

Esta condición se obtiene al fijar los valores de H en cada nudo de 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 caudales de manera iterativa. Difiriendo del método de Gross, la c ción de cierre está dada por la expresión:

I Z L e I 5 O . l Z / L C l

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

La tubería equivalente se supone arbitrariamente de 8" con una 1 dad de 100. Reemplazando la ~ é r d i d a de carga total, H, de la ec Una vez lograda Ia condición de cierr ior, la malla equivalente se 13.8 en la condición de cierre anterior, s :rán los reales.

Se procede entonces a calcular el diámetro correspondiente a cada tramo

~ X ~ O - ~ L Q ~ ~ ~ - 3 ~ 1 0 - ~ L ~ Q ~ ~ ~ de la malla, despejando éste de la condición de igualdad de ~ é r d i d a s tota- -

CI 85 D487 (1 00)' g5 (0.203)4 s7

1.83 D 4.87 L=L.(&) (m)

y reemplazando este valor en la expresión de la pérdida de car (ecuación 13.1 8), se tiene:

1 85 4 87

en donde el subíndice 1 hace referencia al diámetro comercial inrnediata- mente inferior y el subíndice 2 al diámetro comercial inmediatamente supe-

C' D4 %' 72 x 103 rior. La longitud en el diámetro con~ercial inmediatamente inferior será:

L, = 72 x H (13.23)

1 8 5

Nuevamente, la condición de cierre de la malla será la sumatori pérdidas totales en la malla, es decir:

ZH=O

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

Tabla 13.2

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

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: 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

portuarias. se encuentra el medidor de agua que puede ser de dos tipos: - Centros de masas: Deben ubicarse los puntos en dond a) Medidor volumétrico: más sensible y más costoso.

de concentrarse la demanda anterior. b) Medidor de velocidad: menos sensible y menos costoso. El diámetro de la tubería utilizada para la conexión domiciliaria depende

en el trazado de la red. de la presión de la red y del uso del agua dentro del domicilio. El diárne- tro mínimo es de 'hl' y el máximo puede llegar hasta 2 '/2''.

empírico, se debe procurar que el área servida internamente por un 13.6 EJEMPLO DE DISENO 1la sea aproximadamente igual al área externa ~orres~oi ldiente .

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

13.5 CONEXIONES DOMICILIARIAS Caudal de diseño

La conexión domiciliaria se hace a partir de la red secundaria de consiste en una serie de elementos que permiten derivar el agua Para efectos del cálculo del caudal de diseño, se considera una demanda el domicilio hasta la caja en donde se encuentra el medidor. De est industrial localizada y para efectos del ejemplo de cálculo, se tomará en

to en adelante, todas las obras son propiedad del dueño del domicil cuenta la necesidad del caudal de incendios con 2 hidrantes (caudal de 5 El sistema i~~dicado en la figura 13.9 comienza con un collar de inc L/s cada uno) funcionando de manera continua durante un período de 2

ración o galápago montado sobre la tubería de la red; a continuaci encuentra el r egkro de incorporación necesario para hacer la insta1 La demanda doméstica se determina a partir del caudal máximo diario

en tuberías que se encuentran a presión, el cual debe ser insertado de los ejemplos anteriores de 13 L/s y para una población de diseño de

tubería con herramienta especializada. La tubería de la conexión e 6293 habitantes, se toma un factor de mayoración del caudal máximo

lo general de cobre o plástico (puede hacerse en hierro galvanizado diario de 1.8.

este material es poco flexible y menos duradero).

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 = 23.4 L/s Caudal industrial = 0.8 L/s Caudal de incendio = 10.0 L/s ( 5 L/s x 2 hid.) Total = 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 13.1 1 Línea matriz.

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 = 42.55 + 15.00 = Longitud de la conducción

62'70-57'55 = 0.0258 m/m J = - -

L - 200

= 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 Presión en el nudo 1 = 58.54 - 42.55 = 15.99 m

Distribución de caudales en la red

Debido a la falta de un estudio de planeación de la población, y

Caudal a repartir

RED DE DISTRIBUCI~N 253

Tramo Longitud propia (m) Longitud alimentada (m) Longitud total (m) Caudal (m3/s)

1-2 300.00 300.00 600.00 3.78

Figura 13.12 Hipótesis de distribución de caudales.

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

d..-- -- - -.-a

- ~rar&o Longitud Diámetro Segunda iteración Tercera iteraci6n

(m) (plg) Q(m3Is) J(m/m) ~ ( m ) H1Q ~Q(rnYs) Q(m31s) J(m/m) H(m) WQ AQ(mJ/s)

1-2 300.00 6 -0.0142 0.0036 -1 .O8 75.8676 0.0001 -0.0141 0.0036 -1.07 75.6356 0.0000

1-3 424.26 8 0.0200 0.001 7 0.71 35.4594 0.0001 0.0201 0.0017 0.71 35.5362 0.0000 3-2 300.00 6 -0.0077 0.001 2 0.35 45.3235 - 0.0000 0.0078 0.0012 0.35 45.4992 0.0000

-7 SUMA= -0.01 156.6504 / 1 0.00 76.5897 1 AQ = -0.0000 AQ = O.(XX)O

-- 3-2 300.00 6 -0.0077 0.001 2 -0.35 45.3235 0,0000 -0.0078 0.0012 -0.35 45.4992 0.0000

2-5 300.00 6 -0.0125 0.0028 -0.85 68.1384 0.0000 -0.0125 0.0028 -0.85 68.0658 0.0000

5-4 300.00 4 -0.0044 0.0029 -0.87 200.0526 0,0000 -0.0043 0.0029 -0.87 199.441 1 0.0000 4 0.0069 0.0069 2.06 0,0000 0.0069 0.0069 296.9239 2.07 297.4945 0.0000 .

&___O- S U M A = .- 0.01 610.4384 / 1 0.00 319.9219 /

AQ = 0.0000 A 0 = 0.0000

Resultados definitivos -.

/ Tramo Lonaitud Diámetro Caudal Velocidad Pérd. Carga, H ~levaci6n-~iezom&rica Presión 1 (m) (plg) (m3is) (m{-% (m) nudo final nudo final (m)

6 0.01 41 0.77 1 .O7 41.60 57.47 15.87 1*-2 300.00

3 4 ..3.0000 .__ 4 00069 086-- - 7 07 40 50 - 5647- _E_ *cota e11 1 = 5854 1

- --- -. - - - - - . d

7 - 4

258' RED DE DISTRIBUCI~N 259

Observaciones del diseño 13.6.2 Calculo de las mallas por el método de longitudes equivalentes

- El sentido de flujo del agua supuesto inicialmente se conserva en el sultado final. La distribución de caudales es la misma que la utilizada en la solución de Las velocidades cumplen la norma de velocidad máxima igual a 1.5 Cross. De manera diferente de la del método anterior, en el cual los diá-

- Las presiones de servicio cumplen con la presión mínima del pr metros de las tuberías se seleccionan previamente, en el método de longi- (15 m). tudes equivalentes se debe seleccionar previamente la distribución de

- Aunque bajo las condiciones iniciales la condición de cierre lnen presiones sobre las mallas. un metro (en términos del desbalance de pérdidas de carga en la m

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 ~iezométrica para cada uno de los nudos de las mallas se obtiene interpolando las cotas piezométricas de la gráfica anterior. La carga hi- dráulica disponible en cada tramo se obtiene de la diferencia de las cotas piezométricas en los nudos inicial y final. A continuación se presenta el cálculo hidráulico de la red y sus resultados definitivos.

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

Tramo H 72 H Condiciones iniciales de iteración Primera iteración (m) O(US) 01 .asxi 0 3 Le 3 Q(L/S) 01.8~~103 Le Le/Q AQ US ,

1-2 0.91 -65.73 -17.10 0.1910 -334.14 20.13 2.87 -1 4.23 0.1360 -483.16 33.94 1.95 1-3 1.32 94.95 17.10 O. 191 O 497.1 O 29.07 2.87 19.97 0.2544 373.22 18.69 1.95

/ 0.1 sumatorla 1 Le 1 = 194.53 ( suma Le 1 = 1256.98 0.1 sumatoria 1 Le 1 = 135.62 1 suma Le ] = 389.89 1

3-4 0.71 51.13 5.87 0.0265 1932.04 328.88 -0.28 5.60 O 0242 211 1.92 377.22 0.49 / SUMA = -344.53 674.80 1 1 515.50 572.74

AQ = -0.28 AQ = 0.49 0.1 sumator~a 1 Le 1 = 420.86 344.53 0.1 sumator~a 1 Le 1 = 370.83 1 suma Le 1 = 515.50

Tramo H 72 H Segunda leración Tercera iteraci6n (m) O(us) O*.ssx10-3 Le O(US) Oi.asx1o.a Le Le/O AQ(US

1-2 0.91 -65.73 -12.28 O. 1036 -634.55 51.65 0.31 -1 1.98 0.0989 -664.96 55.52 0.07 1-3 1.32 94.95 21.92 0.3023 314.12 14.33 0.31 22.22 0.3101 306.14 13.78 0.07 3-2 0.41 29.21 10.48 0.0772 378.41 36.1 1 0.10 10.58 0.0786 371.84 35.15 O. 04

1 SUMA = 57.98 102.10 1 1 13.02 104.44 1 AQ = 0.31 A0 - 0.07

0.1 sumator~a 1 Le 1 = 132.71 1 suma Le 1 = 57.98 0.1 sumatoria 1 Le 1 = 134.29 1 suma Le 1 = 13.02

3-2 0.41 -29.21 -10.48 0.0772 -378.41 36.1 1 -0.10 -10.58 0.0786 -371.84 35.15 -0.04 2-5 0.91 -65.73 -13.34 0.1206 -544.85 40.84 0.21 -13.13 0.1 172 -560.87 42.71 0.02 5-4 0.20 -1 4.61 -5.20 0.021 1 -692.29 133.19 0.21 -4.99 0.0196 -746.42 149.56 O. 02 3-4 0.71 51.13 6.09 0.0282 1810.20 297.48 0.21 6.29 0.0300 1701.43 270.39 O. 02

[ SUMA = 194.66 507.62 1 1 22.31 497.81 AQ = 0.21 AQ = 0.02

0.1 sumatoria 1 Le 1 = 342.58 1 sumaLel= 19466 0.1 sumatoria 1 Le 1 = 338.06 1 suma Le = 22.31

Resul tados definitivos Tramo Longitud Caudal Le Dihmetro L1 vt D2 Lz

(m) (Us) (m) (m) (") (m) (m/s) (*) (m) 1-2 3M).00 11.91 664.96 0.15 5.82 4 0.54 1.47 6 299.46 0.65

1-3 424.26 22.29 306.14 0.19 7.34 6 46.63 1.22 8 377.64 0.69

3-2 300.00 10.62 371.84 0.17 6.56 6 127.00 0.58 8 173.00 0.33

2-5 300.00 13.11 560.87 0.15 6.03 6 241.41 0.72 8 58.59 0.40

5-4 300.00 4.97 746.42 0.14 5.69 4 6.52 0.61 6 293.48 0.27

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

'EMAS DE ALCANTAR~LLADOS

Los sistemas de alcantarillado se clasifican según el tipo de agua que duzcan, así:

1. Alcantarillado sanitario: Es el sistema de recolección dis para llevar exclusivamente aguas duales domésticas e industriales.

2. Alcantarillado pluvial: Es el sistema de evacuación de la rrentía superficial producida por la 11

3. Alcantarillado combinado: 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.

14.1.1 Clasificación de las tuberías

1. Laterales o iniciales: Reciben únicamente los desagües pr nientes de los domicilios.

2. Secundarias: Reciben el caudal de dos o más tube iniciales.

3. Colector secundario: Recibe el desagüe de dos o más tub secundarias.

ADOS 267

4. Colector principal: Capta el caudal de dos o más colectores secundarios.

5. Emisario final: 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.

6. Interceptor: 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 un 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.

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

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 n mencionar las siguientes:

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

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 llama- d 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:

Tubería principal

%,, '-*;g&m ........ ,, a

salida

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 Diámetro del pozo

8" - 24" 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 \ T u b e r i a principal de entrada

Figura 14.8 Planta del pozo de inspección con cambio de d~rección para 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 de 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-ii- dráulicamente 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" 1 2

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

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

ser de 1.0 m con respecto a la rasante de la calzada. Sinembargo, mas rurales es adoptar 0.80 m para los colectores iniciales s 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.

~ 2 " ~ $ 1 2 0 2 1 3 S112 V=-= 0.399 -

que en términos del caudal es:

en donde: V = Velocidad media en la sección (m/s). Q = Caudal de aguas (m3/s). R = Radio hidráulico (m). n = Coeficiente de rugosidad de Manning

(ver tabla 14.3). S = Pendiente de la línea de energía (m/m).

Tabla 14.3 Coeficiente de rugosidad de Manning para diferentes materiales de las tuberías

Material de la tubería n

Cloruro de polivinilo 0.009

Asbesto-cemento

Concreto reforzado prefabricado

Gres o concreto simple 0.01 4

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

a) Con acabado especial de la superficie* 0.01 5

b) Sin acabado especial de la superficie 0.01 7

Conductos construidos en mampostería de ladrillo 0.01 6

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 0.01 7

Canaletas o cunetas revestidas en concreto simple o ladrillo 0.01 7

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~lladas de Bogotá

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

el Número de Froude se calcula mediante la siguiente expresión:

v NF=- w (14.3)

en donde: H = 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

Como se indicó anteriormente, la unión de los colectores se hace nie- diante un pozo. Para realizar el empate de los colectores en el pozo existen varios criterios, a saber: 1 ) empate por la cota clave (cota superior de la 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 lí- nea de 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 lí- nea 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 sub- critico o supercrítico.

14.3.5.1 Empate por cota clave

Este tipo de empate es empleado para empatar colectores cuyo diáme- tro 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 Tubería de salida

Figura 14.17 Empate de los colectores por cota clave.

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

A$ = AH, + A H c

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

Pérdida de energía por cambio de dirección

energía.

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.

D ~ I Tubería principal

de entrada 1 'TU bería , de salida

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

donde: K = 0.2 para un aumento de la velocidad K = 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, AHC

Subcrítico: > 3.0 0.05 V12/2g

1.5 - 3.0 0.20 V12/2g

1.0- 1.5 0.40 V,2/2g

Supercrítico: 6.0 - 8.0 0.40 V12/2g

8.0 - 10.0 0.20 V72/2g

> 10.0 0.05 V,2/2g

14.3.5.3 Empate por la línea de energía para flujo supercrítico

Con 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 de flujo crítico.

1

- 7 2

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:

fi (8 - Sen B)l.5 D,,, Q = A ~ = - \/g 32

0.5 en i) Tabla 14.6 Coeficiente K

Entrada sumergida

La entrada a la tubería de salida es suinergida si:

es decir:

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 s de infiltración. - Conexiones erradas.

15.1.1 Caudal de aguas residuales domésticas

El punto de partida para la cuantificación de este aporte es el caudal medio diario, el cual se define como la contribución durante un período de 24 horas, obtenida como el promedio durante un año. Cuando no se dispone de datos de aportes de aguas residuales, lo cual es usual en la mayo- ría 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:

C R x C x D x A = 86400

en donde: Q = Caudal de aguas residu S

CR = Coeficiente de retorno C = Consumo de agua pot

D = Densidad cfe oblación de la zona, HabIHa A = Área de drenaje de la zona, H a

15.1,l.I Coeficiente de retorno

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

15.1,1.2 Consumo de agua potable

El consumo de agua potable por 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:

Tabla 15.1 Consumo d e agua potable para la c ~ u d a d d e Bogotá

-- --

Estrato socioeconómico Consumo (Lihab.d)

Bajo 190 Medio Alto

15.1.1.3 Densidad de población

La densidad de población se define corno el número de personas que ha bitan en una extensión de una hectárea. U n estudio de densidad de pob 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~njnación del caudal. La detl'sl'dad varia 'scgGrí ef e~tfato"sóeioe~onómico y según el tamaño de la población. Para poblac i~nes pequeñas, la densidad puede fluctuar entre

aciones rnayores o ciudades, la ato y los usos de la zona (resi- egar a valóces del orden de 400

La determinación de lac.á@ias da d s e h j e debe hacerse de acuerdo con el plano topográfico dela población y el trazado de la red d e colectores. El área de -dr~$jél2&G2rrtk a$a& eole~r~4rskbk~e~&t~a~~ndb~las diagonales o bisectrices soby)as,manz

- - - 2 -- - - r i\ "1 < , iP

15.1.2 Caudal índustrial d * ) J *o--* 2 - S : > i S < j - JL*$t%L <#:J :< * , r ! c * a JL -2*-*q7

Este%porre &i-d@asJ r3si&klesf~Bábe-.sér'l%I&do @$&'cada caso en par- t i cda r+ya q u e %ar-?a)de a h e r d o don elJti@& d t A a ñ i 3 ' d e la industria. Para pequeñas industrias puede tomarse un aporte m&; de 1.5 L/s.IIa.

15.1.4 Caudal institucional P. - e*

C o m o m e3ccasc~:del apwwilndus~ria1,- el aporte institucional varía de acuerdo cpn el r i ~ o y el tamaño de la institución, por lo que debe consi- dwarse r;;adp caso 5 n particular. S in~mbmgo , para instituciones pequeñas - I n c d i ~ a k e n ~ z o n a s r e i d , e . i a i + ~ & temm+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 de sumar los aportes domé~t icos"~ton los ind@st~iales, domerefd$s- r in;titucionales a

1 caudaI ¿íe diseño de la red de colectores debe &orfqsponder al caudal máximo horario. Este caudal se determina a paftir difactbres de mayora- ción de1 caudal medio diario obtenido anteriormente, los cuales se seleccionan de acuerdo con las caracterísrTc7;s p~ogiadde I"a$*b%ación.

*

Para poblaciones pequeñas pueden emplear~e los factores d e Rabbit o de Warmon. En 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.

Harmon: Para poblaciones mayores de 1000 habitantes.

Para ciudades grandes en donde gistros de caudales pic 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.

Tabla 15.2 Aporte de infiltración por longitud de tubería

Condiciones Infiltración (Us.Km)

Alta Medía Baja

Tuberías ex~stentes 40 3.0 2.0

Tuberías nuevas con unión de: - Cemento 3 0 2 0 1 .O - Caucho

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.

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

1 nexiones erraaas.

I Caudales Extremos (LJs) I

1 10 1 o0 1,000 Caudal Medio (Us)

Figura 15.1 Caudal de dlseño para la ciudad de Bogotá

Además de cumplir las normas generales expuestas en el capítulo anterior para alcantarillados

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 abra- sión de la tubería.

Tubería de gres= 5.0 m/s Tubería de concreto= 4.0 m/s

i

i - - 1

1

Veh idad mínima (mis)

. *

225 - 350 O 75

%

1 05

1 --

15;2.2 Djárnetrb Gjnirno 1

1 L'c- < r i 2 i X

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~kil iaria - se 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 Lb""

Se debe asegur$;bri;n d - 1 borde libre que permita la adecuada ventilación -- la tubería, pax mzón de 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.

-

Tabla 15.4 ción de QIQ, máxima para la selección del diámetro

(coeficiente de utilización)

Diámetro de la tubería

ctos del ejemplo de diseño del alcantarillado sanitario, se ha to mo base el sector superior (triangular) del ejemplo presentado e de la red de distribución de agua (Capítulo 13). h-di; " ii

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~iento anterior s ilustra en la figura 15.2.

.ADO - SANITARIO 299

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:

Población de diseño : 6593 habitantes '

Área total de la población : 13.5 hectáreas Consumo de agua potable : 215 L/hab.d /

Caudal promedio diario : 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 indi- cando 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:

As-9 = Apnrg., + A7-8 + A5-8

As-? = 0.25 + 0.917 + 2.0 = 3.167 Ha

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 5: Caudal máximo horario en LIS. Columna 4 x Columna 3.

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 / l o O O . Se debe acumular el ca da1 de infiltración. Por ejemplo, para el colector 3-5 tiene:

Qi3-5 = Q83-5 + Qil-3 + 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.

ALCANTARILLADO SANITARIO 303

Columna 14: Diámetro calculado en pulgadas.

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 QIQII máxima o coeficiente de utilización. El diámetro mínimo es de 8 ".

Columna 16: Diámetro comercial en metros.

Columna 17: Caudal a tubo lleno en LIS.

Columna 18: Velocidad a tubo lleno en 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 1 Columna 17

Columna 20: Relación entre velocidad real y la velocidad a tubo lleno encontrada en la tabla 8.2.

Columna 21: Relación entre lámina de agua y diámetro de la tubería, encontrada en la tabla 8.2.

Columna 22: Velocidad real en m/s. Columna 20 x Columna 18

Columna 23: Altura de velocidad en metros.

304 ELEMENTOS DE DI ALCANTARILLADO SANITARIO 305

Columna 24: Lámina de agua en metros. Colector 8-9: D = 20" (0.51 m) . , Al empatar de los dos colectores anteriores con el colector

Columna 72 x Columna 17 t 8-9, se tiene:

Columna 25: Energía específica en metros. 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 23 + Columna 24 Columna 31: Cota clave en el pozo final.

Columna 26: Profundidad hidráulica en metros. Se calcula a partir de la cota inicial menos la caída por Obtenida de la tabla 14.4 a ~ a r t i r de la relación Q/Q,. la end diente del colector en la longitud del mismo. El

cálculo ya ha sido ilustrado en los ejemplos anteriores gx [16 ] de cálculo para la columna 30.

Columna 27: Número de Froude. Columna 32: Cota de batea en el pozo inicial.

22 Corresponde a la cota clave menos el diámetro.

.F= -\i& Columna 30 - Columna 16

Columna 33: Cota de batea en el pozo final. Columna 3 1 - Columna 16

Columna 28: Cota de rasante en el pozo inicial. Columna 34: Cata de energía en el pozo inicial.

Obtenida del plano topográfico. Corresponde a la cota de batea más la energía específica

Columna 29: Cota de rasante en el pozo final. del colector.

Obtenida del lan no topográfico. Columna 32 + Columna 27

Columna 30: Cota clave en el pozo inicial. Columna 35: Cota de energía en el pozo final. .

Para los colectores iniciales se toma 0.80 m de ~rofund i - Columna 33 + Columna 27

dad a la clave. Para los demás colectores, la cota clave ini- Columna 36: Profundidad a la clave en el pozo inicial. cial depende del empate por cota clave con las tuberías Corresponde a la ~rofundidad del colector medida desde

afluentes al pozo. la rasante hasta la clave del colector.

Ejemplo de empate de los colectores 1-2 y 2-4: Columna 28 - Columna 30

Colector 1-2: D = 8" (0.20 m) Columna 37: Profundidad a la clave en el pozo final.

Cota clave en 1 = 42.55 - 0.80 = 41.75 Columna 29 - Columna 31

Cota clave en 2 = 41.75 - 0.0055 x 100 = 41.20

Colector 2-4: D = 8" (0.20 m) El cálculo de la columna de cotas de energía es opcional cuando se hace

Cota clave en 2 = 41.20 - '/2(0.20-0.20) = 41.20 el empate de los colectores en el pozo por la cota clave. Sinembargo, es

Cota clave en 4 = 41.20 - 0.0045 x 100 = 40.75 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

Colector 5-8: D = 16" (0.41 m) principal afluente. Cota clave en 8 = 40.38

Colector 7-8: D = 16" (0.41 m) Cota clave en 8 = 40.38

ALCANTARILLADO SANITARIO 307

5.4 Diseño final del alcantarillado sanitario. Planta. Figura l!

Figura 15.5 Diseño final del alcantarillado sanitario. Perfiles.

16.1 C)ESCRIPCI~N DEL SISTEMA

o n ~ o se dijo conformado para evacuar . ,

cial~nente el agua es

anteriormente, el alcantarillado de aguas lluvias está por el conjunto de colectores y canales necesarios la escorrentía superficial producida por la lluvia. Ini- captada a través de los sumideros en las calles y las

conexiones domiciliarias, y llevada a una red de tuberías que van ain- pliando su sección a medida que aumenta el área de drenaje. Posterior- mente 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

Este4m~dejo establece que el caudal superficial producido por una preci- . >,- Te$: "" ' " 2 " -" ">=*".""""e. """a - - " * -" -m-

* "

en donde: Q . = Caudal superficial (L/s) C = Coeficiente de escorrentía (adimensional) 1 = Intensidad promedio de la lluvia (L/s.Ha) A = Area de drenaje (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 diseñar canales intercep . . . con el fin de evitar que los colectores iniciales resulten excesiva grandes.

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

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

Descripción de la zona Frecuencia (años)

Zona residencial 3 - 10 Zona comercial e industrial 10- 50 Colectores principales 10- 100

Tabla 16.2 Frecuencia de diseño según el área drenada

Área drenada (Ha) Frecuencia ianosl

Menor de 3 Ha 3 Entre 3 y 10 Ha 5 Mayor de 10 Ha 1 O

Curva de Duraci6n-Intensidad-Frecuencia Zona 2, Bogotá

Intensidad (L/s.Ha)

Tiempo (minutos)

Figura 16.1 Curvas de Duración-Intensidad-Frecuencia para la ciudad de Bogotá según la Empresa de Acueduc- tos 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: 10 años Capacidad total: 25 años

- Canales que drenen áreas mayores a 1000 Sección revestida en concreto: Capacidad total: 50 años Borde libre: 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~drograma para una lluv~a de 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~a con 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.

Figura 16.6 Estimación del tiempo de concentración inicial.

16.2.1.3 Coeficiente de escorrentía (C)

El coeficiente de escorrentía tiene u n significado similar al del coefici de retorno en el cálculo del alcantarillado sanitario. N o toda el agua via precipitada llega al sistema del alcantarillado; parte se pierde por f tores tales como evaporación, intercepción vegetal, detención superfi en cunetas, zanjas o depresiones, y por infiltración. D e todos los fact anteriores, el de mayor importancia es el de infiltración, el cual es fun de la impermeabilidad del terreno y es por esto que en algunos casos S

llama coeficiente de impermeabilidad. La determinación absoluta de este coeficiente es muy difícil ya que e ten hechos que pueden hacer que su valor varíe con el tiempo. Po r u parte, las pérdidas por infiltración disminuyen con la duración de la I via debido a la saturación paulatina de la superficie del suelo y, por parte, la infiltración puede ser modificada de manera importante p o intervención del hombre en el desarrollo de la ciudad, por acciones t como la tala de árboles y la construcción de nuevos sectores residencia

En la tabla 16.3 se dan algunas guías para la selección del coeficiente de escorrentía según las normas para alcantarillados de 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

Normalmente las manzanas o los sectc es no están constituidos por un valor único del coeficiente de escorrentía y por 10 tanto es necesario hacer un promedio ponderado teniendo en cuenta el porcentaje de área cubierto por cada tipo de superficie que se esté drenando.

Además de cumplir los requerimientos dados en el capítulo 14, se deben cumplir las siguientes iiornias particulares de los alcantarillados de aguas lluvias.

16.3.1 Velocidad

Velocidad mínima: La velocidad mínima requerida en los alcantarillados pluviales depende de la norma exigida para el proyecto. L.a Empresa de Acueductos y Alcantarillados de Bogotá especifica 1.0 m/s como velocidad mínima admisible. Otras normas (INSFOPAL o INAS) recomien- dan valores menores, del orden de 0.8 a 0.9 m/s. Velocidad máxima: Para aguas con cantidades no significativas de sedi- mentos suspendidos, la velocidad máxima es función del material de la tubería como se indica en la tabla 16.4.

y comerciales.

ALCANTARILLADO PLUVIAL 321

Tabla 16.4 . m

42.55,. Velocidad máxima para tuberías de alcantarillados, mis -, 4

Material de la tubería coloidales

1

Ladrillo común

Ladrillo vitrificado y gres

....... ........ - - .

1

Concreto reforzado mayor de 280 kg/cm2 y curado al vapor

........ ..... ................... Cloruro de polivinilo

100 m 16.3.2 Diámetro mínimo Y-*

El diámetro mínimo de la sección de alcantarillas pluviales es de 10 Figura 16.7 Ejemplo de diseño del alcantarillado de aguas lluvias.

gadas (0.25 m).

16.3.3 Borde libre en los colectores Para este sector se asumen los siguientes datos: 1. El régimen de lluvias es similar al de la ciudad de Bogotá.

A diferencia del alcantarillado sanitario, en el cual hay que tener en c 2. Toda la zona tiene un coeficiente de escorrentía compuesto de 0.45

ta el coeficiente de utilización, el colector debe estar en capacidad de con excepción de las áreas aferentes a los tramos 7-8, 8-9 y 9-10, las

cuar un caudal a tubo lleno igual o mayor que el caudal de diseño. cuales tienen un coeficiente igual a 0.6. 3. Para determinar la frecuencia de diseño se emplea el criterio de la

16.3.4 Tiempo de concentración EAAB.

4. Para la determinación del tiempo inicial de concentración se adopta el

El tiempo de concentración mínimo es de 15 minutos según la Emp criterio de la Empresa de Acueductos y Alcantarillados de Bogotá, con

de Acueductos y Alcantarillados de Bogotá. las siguientes condiciones: Recorrido superficial en montaña:

Longitud = 120 m

16.4 EJEMPLO DE DISENO DEL ALCANTARILLADO PLUVIAL Pendiente = 10% Recorrido superficial sobre prado corriente:

El ejemplo desarrollado a continuación corresponde a la misma po Longitud = 40 in

ción utilizada en el ejemplo de diseño del alcantarillado sanitario (sec Pendiente = 1 %

15.3). Se han cambiado las cotas de terreno de los pozos 10 y E de ma Recorrido en cunetas:

que se ilustre el cálculo en flujo supercrítico. 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:

2.0 x 0.45 + 0.917 x 0.191 C = 2.917 = 0.463

Columna 4: Incremento de área: corres I área &rente del colector. Coluinna 5: Coeficiente de escorrentía del área aferente al colector. Columna 6: Sumatoria de A x C = [2] x [3] + [4] x [5] Columna 7: Área total = [2] + [4] Columna 8: Coeficiente de escorrentía compuesto = [6Yf7] Columna 9: 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 = 5.55 min 0.08 x 60

Columna

Columna

Columna

Columna

ELEMENTOS

Recorrido en cuneta: i = 2% y L = 50 m

V,=0.85m/s Tc ,,,,,, 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

10: Incremento del tiempo de concentración: es e1 tiemp tarda el agua en recorrer el colector correspondient = [13] t [24]

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).

12: Caudal producido según la ecuación racional. Q = [SI x [ l i l x ~ 7 1

13: Longitud del colector.

Columna 14: Pendiente del colector: En los colectores iniciales se ha dejado 0.80 m de profundidad a la clave en el pozo inicial y 1.0 m en el pozo final. Por ejemplo, para el colector 1-2, se tiene:

\\

Para los demás colectores es necesario hacer una serie de cálculos iterativos ajustándose al empate por la línea de ener- gía, 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 expli- 15 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 régi- men subcrítico.

Columna 31: Relación del radio de curvatura con el diámetro de la tube- ría saliente. Se adopta un radio de curvatura mínimo igual a la mitad del diámetro del pozo.

Columna 32: Pérdidas por cambio de dirección (K V2/2g): el valor de K se obtiene de la tabla 14.5 en función de la relación r/Ds (columna 31). Cuando en la tubería principal entrante no existe un cambio de dirección, con respecto a la tubería saliente, no se tiene en cuenta este término. 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 de entrada:

Q 0.319 x- B2.5

Columna 37: El término Hw/D encontrado a partir de la columna ante rior multiplicado por K. Por ejemplo para el empate con e colector 10-E, se tiene: HwID = 0.63 (de la figura 14.20) K = 1.3 (de la tabla 14.6) K Hw/D = 0.82

rrespondiente a la obtención de las cotas. Se comienza por evaluar las cotas de energía según el empate por línea de energía y de allí se determinan las demás cotas del colector.

Columna 39: Cota de rasante en el pozo inicial. Columna 40: Cota de rasante en el pozo final. Columna 41: Cota de clave en el pozo inicial: igual a la cota de batea en el

pozo inicial (determinada en una columna posterior) más el diámetro del colector: [43] + [18] Para los colectores iniciales se toma 0.80 m como profundi-

Columna 42: Cota de clave en el pozo final: igual a la cota de clave inicial menos la caída en el tramo debida a la pendiente del colector: [41] - [14] x [13] Para los colectores iniciales se toma 1.00 m como profundidad a la clave.

Columna 43: Cota de batea en e1 pozo inicial: cota de energía en el pozo inicial menos la energía específica del colector: [45] - [29] Para los colectores iniciales se toma la cota clave menos el diámetro: [4t] - [IS]

Columna 44: Cota de batea en el pozo final: igual a la cota de batea inicial menos la caída en el tramo debida a la pendiente del colector: [43] - 1141 x 1131

Columna 45: Cota de energía en el pozo inicial: este valor corresponde a la cota de energía en el pozo final del colector principal entrante rnenos las pérdidas de energía en el pozo: [46] - [%] Para los colectores iniciales se toma el valor de la cota de batea mas la energía específica: [43] + [29]

Columna 46: Cota de energía en el pozo final: igual a la cota de energía en el pozo inicial menos la caída en el tramo debida a la pendiente del colector: [45] - 1141 x 1131

A continuación se presenta un ejemplo de cálculo con todas las iteracio- nes necesarias para la realización del empate por la Iínea de energía de los colectores en el pozo No. 3.

Colector 1-3

Clave 41.75 41.10

Tiempo de 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

dad a la clave.

Colector 1-3

Punto 1 Cotas en 1

I I cotas e n 3 1

/ Rasante 1 4255 4210 1 1 Clave / 41 25 41 07 i

Colector 2-3

/ Punto / Cotas en 1 1 Cotasen 3 1

Tiempo de 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 = 0.61 m/s

l Batea 41.50 1 Energía 1 41.64 4096

Para el empate de los colectores en el pozo No. 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 42.10 41.74 1 Clave 1 43.10 1 40.74 !

Tiempo de concentración = 20.52 minutos Intensidad para frecuencia de 3 años = 181 .O L/s.Ha Caudal = 81.5 LIS

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 No . 3, puede ser modificado para tener en cuenta la cota de llegada al pozo No. 8, el cual, por pertenecer a la lí- nea 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 No . 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 Como 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 No. 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 16.1 1, 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 Ilu- vias. Todas las medidas están en metros.

Los canales son utilizados en combinación con las tuberías para la eva- cuación 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, no p

Figura 16.16 Secciones hidráulicas más eficientes.

Para la sección hidráulica más eficiente y utilizando los elementos del ca nal definidos en la figura 16.1 5, se tiene:

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.

16.6.2.1 Análisis dimensional

La ecuación utilizada en este diseño parte de las relaciones adimensiona- les en la ecuación de Manning, indicadas a continuación:

en donde: b = Ancho inferior del canal A = Área de la sección del canal P = Perímetro mojado

Haciendo algunas transformaciones matemáticas, se llega a las siguiente expresiones en función del área y la pendiente del talud:

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:

La ecuación 16.1 1 está en función de la dimensión D (altura de la Iám En función del ancho inferior, b, se tiene:

b 813 S 112 Q=K' x n

en donde: K' = X 8 J 3 x K

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

A ~ 2 ' 3 - Q S112

A = ( b + m D ) D

( b + m D ) D R =

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 do en grama (PR):

en donde: P, = 2 x d x \ l l + m ' P, = P + 2 x B e r n a n, = 0.035 n, = 0.014 a 0.017 (según tabla 14.3)

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 hidráuli- ca 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

La pendiente del talud apropiada depende del tipo de suelo. Según Ven Te Chow se tiene:

Tabla 16.6 Pendiente del talud. (Vertical: Horizontal)

Material 1: m

Roca Casi vertical Arcilla con revestimiento en concreto 1 Y0.5 - 1 :1 Tlerra con revestim~ento en piedra 1 : l Arcilla firme 1 :1.5 Arena suelta 1 : 2 Limo arenoso o arcilla porosa 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

Q (m3/s) 20 15 10 5 1 < 0.5

R mín. (m) 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 defi- nir la longitud de la transición, L, dados B1 y B2 así:

3 2 - 31 tan (1 2.5") = - 2 L

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

A = 213 Ha c = 0.356 Tc= 35.8 min.

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

Sección revestida en concreto para una frecuencia de 10 años: Intensidad para 10 años = 172.4 L/s.Ha

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:

Los parámetros físicos del canal son:

A = (b + m D ) D = (3.0 + 1.5 x 1.13) x 1.13 = 5.29 m2

~ = h + 2 ~ - = 3 . 0 + 2 x 1 . 1 3 x m = 7 . 0 7 m

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

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 actua- les. 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 un metro de borde libre, es:

Curvatura:

A = R tan - = 100 x tan ( y ) - = 36.4 m

Pérdidas en la curva:

El factor de corrección de K, para un ángulo de deflexión de 20" es de 0.43 y por 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

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 ~ o de concentración del área drenada amas arriba por el can

Sección revestida en concreto para una frecuencia de 10 años:

Intensidad para 10 años = 167.4 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:

de la tabla del Manual de Hidráulica de King, para K'=0.321 y m=1.5, s tiene:

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 lluvia para 25 años = 193.4 L/s.Ha

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:

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:

I 7

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.

La altura total del canal, incluido un metro de borde libre, es:

Transición

B1 = 6.38 m VI = 2.47 m/s B2 = 8.00 m V2 = 2.78 m/s

Angulo de la transición = 12.5"

B2 - Bi 8.00-6.38 , r

2 tan (12.5') 2 x tan (12.5')

v las ~ é r d i d a s de enereía ~ o r cambio de velocidad son:

A co~triniiación se indican las cotas de fondo, cresta y energía del canal, hechos los eiiipares correspondieiitcs por la línea de energía.

KO + 160 (iniciación de la curva):

KO + 163.91 (finalización de la curva):

KO + 390 (entrada a la transición):

Cota ,,,,, = 99.53 + 2.68 = 102.20

(2.471~ Cota ,,,., grd = 99.53 + 1.13 + ---- - 2 g

- 100.97

1 Abscisa

Figura 16.21 Perfil del canal

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~cación del sifón invertido.

Debido a los riesgos de obstrucción del sifón, es necesario colocar cán~a- ras 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.

Por razón de las variaciones de caudal, en el colector d e entrada, es con veniente colocar más de una tubería (usualmente 3), de manera que s puedan cumplir en todo rnomento las limitaciones d e velocidad. Si lizan 3 tuberías, éstas deben estar en capacidad de transportar los les máxirnos, medios y mínimos, respectivamente. C o n el fin de que el sifón funcione adecuadamente, es necesario que 1 tubería de salida del sifón esté ubicada a una cota más baja que la de la tu bería de entrada, con una caída por lo menos igual a las pérdidas de ene gía po 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.

Condiciones de diseño

- Longitud del sifón = 70.0 m

- Tubería de entrada:

Diámetro = 2.15 m Pendiente = 0.1% Cota de fondo (batea) a la entrada = 100.00

- Tubería de salida:

Diámetro = 2.15 nl Pendiente = 0.1%

- Caudal de disefio:

Qniáximo = Capacidad máxima del colector Qniedio = 2.5 m3/s Qniíiiiliio = 1.6 m3/s

- Tubería en concreto reforzado con n = 0.013 - Utilizar 3 tuberías para cada uno de los caudales.

Condiciones de ent rada

Para D = 2.15 m y S = 0.1%, utilizando la ecuación de Manning se nen las siguientes condiciones máximas:

La tubería de llegada tendrá las siguientes condiciones de lámina y ener- gía según los diferentes caudales:

Caudal máximo: Q m á x i n i o = 5.84 m3/s

Q-1.00 * -= Q u - 1.041 * V=1.68m/s

V11

Caudal medio:

Caudal mínimo: Qiiiíniriio = 1.60 m3/s

v = 0.27 * - = 0.706 3 V = 1.14 Q fi Vil

v2 E = d + - = 0.86 + 0.07 = 0.93 m 2g

Pérdidas de energía

Los diámetros de las tuberías serán calculados teniendo en cuenta las pér- didas de energía por fricción (hf) y pérdidas menores (hm):

Pérdidas menores:

ltem K

Entrada O 50

Salida 1 O0

Codos (2) O 40

H, = 1 90 V212g

Pérdidas por fricción:

D e la ecuación de Manning se tiene:

Pérdidas totales:

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 por una tubería lateral, separ dose el caudal por medio de un vertedero lateral. Cuando se presente caudal menor o igual al caudal máximo y mayor que el caudal medio diferencia de éste con respecto a w a l medio pasará por la tercera tu ria, separándose el caudal por medio de 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» = 1.60 m3/s

Q z = Q s = O

B) Se presenta el caudal medio = 2.5 m3/s:

Q3=0

3 C ) Se presenta el caudal máximo = 5.84 m /S:

Q 1 = 1.60 m3/s

42 = 0.90 m3/s

4 3 = Q>nantno - QTnedro = 5.84 - 2.5 = 3.34 m3/s

~ á l c u l o de los diámetros de las tuberías

Para el cálculo de los diámetros se debe tener en cuenta que las pérdidas de energía por cualquiera de las 3 tuberías sean aproximadamente iguales. Adicionalmente se adopta una velocidad de 1.2 m/s para todas las tube- rías.

Tubería No. 1 (Q,,,;,,,,):

\ ' J

Tubería N o . 2 (Qmcd,"):

SIFÓN INVERTIDO 363

El vertedero trabajará ahogado con una sumergencia del 70%; por lo tan- V =

x 4 = l . i 5 m / s

x x ( 1 to la carga al otro lado del vertedero será:

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:

Q7e.i - sn)o 385 -= D, = 1.80 m Q

en donde: S = relación de sumergencia v =

3'34 = 1.31 m/s n = exponente del vertedero = 1.5

x x ( 1 . 8 ) ~

Entonces:

O 385 = 1 - ( O ) = 0.712

0.228 x L

L = = 5.54 m 0.228 x 0.712

- 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 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

Cálculo de los vertederos laterales a la entrada la lámina de agua para estas condiciones:

Vertedero No. 1 (Qniedio): Cota cresta vertedero = 100 + d,,,dl, = 100.00 + 1.11 = 101.11

Para caudales mínimos sólo funciona la tubería central diseñada para La carga de diseño sobre la cresta del vertedero es: 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 H = d , ,,,,,,, -d,,,~10=1.97-1.11 = 0 . 8 6 m este vertedero estará a la misma cota que la lámina de agua para estas co

iciones: d' ' El vertedero trabajará ahogado con una sumergencia del 70%; por lo tan- to la carga al otro lado del vertedero será:

Cota cresta vertedero = 100 + d ,,,,,,, = 100.00 + 0.86 = 100.86 H = 0 . 7 H = 0 . 7 ~ 0 . 8 6 = 0 . 6 0 m

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 .86=0 .25m Q = 1 . 8 3 L f 1 5 = 1 . 8 3 x ( 0 . 8 6 ) L 5 x L = 1 . 4 4 9 ~ 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 s.n, 1977.

AZEVEDO NETTO, J.M. y ACOSTA ALVAREZ, Guillermo. Manual dráulica. 6 ed. México: Harla, 1976.

COLOMBIA. MINISTERIO DE SALUD PÚBLICA. Pozos, ma cisternas, normas de construcnón y funcionamiento. Bogotá: M Salud Pública, 1960.

DA COSTA, José A. y FALCON MORENO, Eduardo. Manual cuantitativos en el estudzo de aguas subtewáneas. 2 ed. México: gional de Ayuda Técnica - AID, 1966.

DELGADO FERNANDEZ, Miguel. Obras hidráulicas, maqttinar 1974.

EMPRESA DE ACUEDUCTOS Y ALCANTARILLADOS Normas de diseño, construcción y materiales de alcanta E.A.A.B., 1985.

ETERNIT. Tubos a presión. Catálogo. s.1. : s.n. 19--? ETERNIT. Tubería sanztana de asbesto-cemento. s.1. : m . , 19-- FAIR, Gordon Maskew; GEYER, John Charles y OKUN, Daniel

sanztaria y de aguas residuales. Abastecimiento de aguas y aguas residuales. México: Limusa, 1980. v.1.

FREEZE, R. Allan y CHERRY, John A. Groundwater. Hall, 1979.

INSTITÚTO NACIONAL DE SALUD. Normas de dis alcantarillados rurales. s.1. : s.n., 19--?

INSTITUTO NACIONAL DE FOMENTO MUNI les para la construcczón de sistemas de acueducto INSFOPAL, 1975.

KING, Horance Williani. Handbook of 17ydrault 1954.

Tabla 1.1 Enfermedades hídricas. Tabla 1.2 Tipos de captación y conducción en sistemas

principales

cas.

4. CONSUMO DE AGUA

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

Tabla 4.2 Valores típicos del consumo en diferentes industriales y con~erciales.

Tabla 4.3 Consumo total en función de la temper desarrollo socioeconómico.

Tabla 4.4 Comparación de factores de mayoració realizados en Colombia y en Africa.

5. FUENTES DE ABASTECIMIENTO

Tabla 5.1 Caudales mínimos y máximos según S

del medidor Parshall. Tabla 5.2 Coeficientes de la ecuación de calibra Tabla 5.3 Factor rnul tiplicador para

medidores mayores de 1

6. OBRAS DE CAPTACION

Tabla 6.1 Porcentaje de interferencia de la producción de los pozos. 1

7. BOMBAS Y ESTACIONES DE BOMBEO

Tabla 7.1 Arietes fabricados por Lidgerwood Industrial (Brasil). Tabla 7.2 Clasificación de las bombas centrífugas según el número

específico de revoluciones, ns. Tabla 7.3 Curva característica. Tabla 7.4 Curva de operación del sistema. Tabla 7.5 Pérdidas localizadas en longitudes equivalentes (en

metros de tuberia recta).

8. CONDUCCIONES

Tabla 8.1 Valores típicos de exfiltración. Tabla 8.2 Relaciones hidráulicas para conductos circulares

(no/n variable).

9. DESARENADOR

Tabla 9.1 Clasificación del material en suspensión s tamaño.

Tabla 9.2 Viscosidad cinemática del agua. Tabla 9.3 Número de Hazen (VsíVo).

Tabla 10.1 Tabla 10.2 Tabla 10.3

Tabla 10.4

Tabla 10.5 Tabla 10.6 Tabla 10.7

Tabla 10.8 Tabla 10.9 Tabla 10.10 Tabla 10.1 1

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.

Coeficiente de fricción, tg (Pmax.

Coeficiente experimental, C. Relación de módulos de elasticidad del agua y material de la tubería.

12. TANQUE REGULADOR

Tabla 12.1 Constante de la capacidad del tanque de almacenamiento.

Tabla 12.2 Suministro por gravedad o bombeo continuo de 24 horas.

Tabla 12.3 Tanque elevado. Suministro por bombeo. Tabla 12.4 Tanque de succión. Suministro por gravedad.

13. RED DE DISTRlBUCl

Tabla 13.1 Presiones mínimas de acueducto al número de pisos de las edificaciones servidas.

Tabla 13.2 Factores de longitudes equivalentes. Tabla 13.3 Cálculo de las mallas por el método de Hardy-Cross. Tabla 13.4 Cálculo de las mallas por el método de longitudes

equivalentes.

14. ALCANTARILLADOS

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

Tabla 14.2 Diámetros de la cámara de caída en función del diámetro de la tuberia de entrada.

Tabla 14.3 Coeficiente de rugosidad de Manning para diferentes materiales de las tuberías.

Tabla 14.4 Profundidad hidráulica en función de la relación de caudales.

Tabla 14.5 Pérdida de energía por cambio de dirección. Para ángulos de deflexión de 90".

Tabla 14.6 Coeficiente K.

Tabla 15.1 Consumo de agua potable para la ciudad de Bogotá. Tabla 15.2 Aporte de infiltración por longitud de tubería. Tabla 15.3 Velocidades mínimas a tubo lleno para residuos

industriales. Tabla 15.4 Relación de Q/Qo máxima para la selección

del diánietro (coeficiente de utilización). Tabla 15.5 Red del alcantarillado sanitario. Empate

de los colectores por cota clave. Flujo subcrítico.

16. ALCANTARILLADO PLUVIAL

Tabla 16.1 Frecuencia de diseño en función del ti Tabla 16.2 Frecuencia de diseño según el área drenada.

Tabla 16.3 Tabla 16.4

Tabla 16.5

Tabla 16.6 Tabla 16.7 Tabla 16.8 Tabla 16.9

ELEMENTOS DE DISENO PARA 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 de curvatura mínimo. Pérdidas de energía por cambio de dirección. Corrección de la pérdida de energía por can~bio de 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 Curva S de crecimiento vegetativo. 3 8 Figura 3.2 Gráfica de comparación de crecimiento entre varias

ciudades. 44 Figura 3.3 Comparación gráfica de los resultados obtenidos

por los cuatro métodos. 45

5. FUENTES DE ABASTECIMIENTO

Figura 5.1 Medidor Parshall en descarga libre y ta y corte. 6 1

Figura 5.2 Reducción del caudal para nledidores 63 Figura 5.3 Tipos de vertederos según su forma. 64 Figura 5.4 Contracción lateral en vertederos. 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 Captación en corrientes superficiales. Bocatoma en recta

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

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 Pozo excavado con camisa en concreto. 109 Figura 6.28 Pozo hincado, 110 Figura 6.29 Pozos perforados. (a) Bombeo desde la superficie.

(b) Bomba sumergible. 11 1

7. BOMBAS Y ESTACIONES DE BOMBEO

Figura 7.1 Bombas de desplazai?iiento positivo. (a) Bomba de pistón. (b) Bomba de diafragma.

Figura 7.2 Ariete hidráulico. Figura 7.3 Ejemplo de aplicación del ariete hidráulico. Figura 7.4 Elementos constitutivos de una bomba centrífuga. Figura 7.5 Elctnentos de una estación de bombeo. Figura 7.6 Válvula de pie con coladera. Figura 7.7 (a) Reducción excéntrica. (b) Reducción concéntrica. Figura 7.8 Línea de energía en el esquema de bombeo con cabeza

de succión negativa. Figura 7.9 Ejemplo de discño de la estación de bombeo. Figura 7.10 Curva característica de la bomba y curvas de operación

del sistema.

8. CONDUCCIONES

Figura 8.1 Conductos prefabricados. 142 Figura 8.2 Conductos cerrados construidos en 143 Figura 8.3 Conducción bocatoma-desarenador. Corte 147

9. DESARENADOR

Figura 9.1 Planta del desarenador. 155 Figura 9.2 Trayectorias de partículas en el sedimentad 157 Figura 9.3 Ejemplo de diseño. Planta. 166 Figura 9.4 Ejemplo de diseño. Cortc longitudinal A-A. 167 Figura 9.5 Ejemplo de diseño. Corte transversal B-B.

i O. CONDUCCI~N: DESARENADOR - TANQUE

Figura 10.1 Conducción forzada. Figura 10.2 Conducción libre. Figura 10.3 Tubería bajo presión negativa. Figura 10.4 Sifón. Figura 10.5 Se requiere de bombeo. Figura 10.6 Válvula de purga. Figura 10.7 Ubicación de la ventosa y detalle de 1 Figura 10.8 Presiones de trabajo excesivas. Figura 10.9 Cámara de quiebre de presión,

ELEMENTOS DE DISENO PARA ACUEDUCTOS Y ALCANTARII

Figura 10.10 Modificación del coeficiente de rugosidad. (a) Tubería original. (b) Incrustaciones. (c) Corrosión.

Figura 10.11 Perdida de carga en una conducción forzada. 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.

Figura 10.13 Empuje de presión estática. Figura 10.14 Anclaje de un codo horizontal. Figura 10.15 Anclaje de un codo en sentido inferior. Figura 10.16 Anclaje de un codo en sentido vertical. Figura 10.17 Dimensionamiento de zanjas. Figura 10.18 Idealización del mecanismo del golpe de ariete. Figura 10.19 Diagrama de sobrepresión y depresión, para los casos

teóricos y reales. Figura 1020 Distribución de la presión para maniobra rápida. Figura 10.21 Distribución de presión para maniobra lenta. Figura 10.22 Pozo de oscilación, Figura 10.23 Cámara de aire comprimido. Figura 10.24 Conducción desarenador - caseta de cloración.

Corte longitudinal. Figura 10.25 Conducción desarenador - caseta de cloración.

Planta. Figura 10.26 Perfil de la conducción. Resultados finales.

11. CLORACI~N

Figura 11.1 Caseta de cloración. Planta. Figura 11.2 Caseta de cloración. Corte longitudinal. Figura 11.3 Aplicación de cloro gaseoso en forma directa. Figura 11.4 Dosificación por orificios flotantes.

12. TANQUE REGULADOR

Figura 12.1 Tanque de distribución superficial. Figura 12.2 Tanque de distribución elevado. Figura 12.3 Tanque de distribución y de con~pensación

superficial. Figura 12.4 Accesorios del tanque regulador superficial de

compartimiento simple. Figura 12.5 Tanque regulador superficial. Detalle de accesorios de

salida. Figura 12.6 Accesorios del tanque regulador superficial de

compartimiento doble. Figura 12.7 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 de 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 Red de mayor a menor diámetro. Figura 13.2 Red en árbol. Figura 13.3 Red en parrilla. Figura 13.4 Red en mallas. Figura 13.9 Disposición de vál Figura 13.6 Disposición de válvulas aislando sectores de 1 Figura 13.7 Funcionamiento de una malla. Figura 13.8 (a) Tubería original. (b) Tubería equivalente. Figura 13.9 Conexiones domiciliarias. Figura 13.10 Red de distribución con curvas de nivel. Figura 13.11 Línea matriz. Figura 13.12 Hipótesis de distribución de caudales. Figura 13.13 Red de distribución para el cálculo por el método de

Hardy-Cross. Figura 13.14 Red definitiva según e1 método de Cross. Figura 13.15 Distribución de presiones sobre las mallas. Figura 13.16 Red definitiva

14. ALCANTARILLADOS

Figura 14.1

Figura 14.2

Figura 14.3


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 Planta del pozo de inspección con cambio de dirección para diámetros de salida menores de 36".

Figura 14.9 Corte A-A de la figura 14.7. Canibio de dirección y Ds menor que 36".

Figura 14.10 Planta de la cámara de caída. Figura 14.1 1 Corte A-A de la figura 14.1 0. Cámara de caída. Figura 14.12 Cámara de caída escalonada. Figura 14.13 Cámara de caída rápida. Figura 14.14 Pozo de caída con escalones alternos. Figura 14.15 Convención del trazado de colectores. Figura 14.16 Convención utilizada de cotas de rasante y clave en

los pozos. Figura 14.17 Enlpate de los colectores por cota clave. Figura 14.18 Empate de los colectores por la línea de energía. Figura 14.19 Enlpate con flujo supercrítico. Figura 14.20 Deterniinación de Hw. Debe afectarse por el

coeficiente de la tabla 14.6.

15. ALCANTARILLADO SANITARIO

Figura 15.1 Caudal de diseño para la ciudad de Bogotá. Figura 15.2 Red del alcantarillado sanitario. Figura 15.3 Delimitación del área aferente a cada colector. Figura 15.4 Diseño final del alcantarillado sanitario. Planta. Figura 15.5 Diseño final del alcantarillado sanitario. Perfiles.

16. ALCANTARILLADO PLUVIAL

Figura 16.1 Curvas de duración-Intensidad-Frecuencia para la ciudad de Bogotá según la Empresa de Acueductos y Alcantarillados de Bogotá.

Figura 16.2 Area de drenaje e hidrograma para una lluvia de 5 minutos de duración.

Figura 16.3 Area de drenaje e hidrograma producido por una lluvia con 10 minutos de duración.

Figura 16.4 Area de drenaje e hidrograma para una lluvia de 15 minutos de duración.

Figura 16.5 Area de drenaje idfntica para dos colectores en serie.

Figura 16.6 Estimación del tiempo de concentración inicial. Figura 16.7 Ejemplo de diseño del alcantarillado de aguas

lluvias. Figura 16.8 Coeficientes de escorrentía y áreas de drenaje de los

colectores. Figura 16.9 Diseño final del alcantarillado pluvial. Planta. Figura 16.10 Diseño final del alcantarillado pluvial. Perfiles.

Figura 16.11

Figura 16.12



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.

Figura 16.19 Sección definitiva entre K0+000 y KOt390. Figura 16.20 Sección definitiva del K0+390 en adelante. . Figura 16.21 Perfil del canal.

17. SIFÓN INVERTIDO

Figura 17.1 Aplicación del sifón invertido. Figura 17.2 Planta del sifón invertido. Figura 17.3 Corte longitudinal del sifón invertido. Figura 17.4 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 11 7, 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


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 de bombeo'80 $ 7 2

almacenamiento de lodos 154. 156. Exfiltracinn 143

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

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 11 7, 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, 13 7, 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 11 5 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 1 8 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 1 O8 exploración 99 explotación 105 hincados 108 perforación hidráulica rotatoria

111 perforación por percusión 1 11 perforación por percusión

y rotación 11 1 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, 14 1, 1 81,

203,211,212,213,235,249,250, 251,255,298

conexión domiciliaria 248 de relleno 235,237 . ,

método de Hardy-Cross 241,254, 34 8 255 de recorrido en el colector 31

método de longitudes equivalentes inicial 314,317, 31 8, 323 245,258

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 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

Tipos de conducción a superficie libre 141, 172 forzada 28,141,171,180 por sifonamien to 1 73

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

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 11 7, 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 bocatoma-

desarenador) 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

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ACUEDUCTOS ESCUELA COLOMBIANA DE INGENIERIA