Redes secundarias de agua

Instituto Tecnológico Leopoldo MarechalCentro de Formación Profesional

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NOCIONES DE HIDRÁULICA REFERIDAS A CONDUCCIONES A PRESIÓN

Para comenzar con las nociones de hidráulica es necesario recordar las definiciones de los fenómenos físicos involucrados.

Fuerza

Se llama fuerza a toda causa capaz de deformar un cuerpo o modificar su estado de reposo en movimiento. El peso de los objetos es una fuerza, producida por la atracción de la tierra, conocida como “fuerza de gravedad”.La unidad de medida de fuerza es el kilogramo fuerza, Kg.

Presión

Se llama presión a la acción de una fuerza sobre una superficie:

Presión = Fuerza / Superficie

Una de las unidades más utilizada es el Kg/cm2 (cantidad de kilogramo que actúan sobre cada centímetro cuadrado de superficie).

La siguiente tabla nos muestra las unidades de presión más utilizadas:

Kg/cm2 Atmósfera m de columna de agua

1 Kg/cm2 1 0,96 10

1 atmósfera 1,033 1 10,33

1 m. de columna de agua 0,10 0,096 1

De acuerdo con la expresión anterior:

La presión será mayor cuando mayor sea la fuerza y/o menor sea la superficie La presión será menor cuando menor sea la fuerza y/o mayor sea la superficie

Caudal o gasto

Se llama caudal o gasto al volumen de fluido que circula por una sección de una cañería en un determinado tiempo.

Se mide en m3/min, m3/h, L/seg y L/h.

La sección se considera plana, transversal y perpendicular al eje de la cañería en general se expresa en cm2.

A una misma presión del fluido en la cañería, el caudal será proporcional a la sección del caño. A mayor sección del caño, mayor caudal.

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A caudal constante, la velocidad está en relación inversa a la sección o sea que para un mismo caudal un menor diámetro de cañería implica mayor velocidad de desplazamiento del líquido, lo cual lleva a mayor rozamiento.

H IDROESTÁTICA

Presión hidráulica estática

El agua ejerce presión sobre las paredes y el fondo del recipiente que la contiene. Para entender cual es la presión imaginemos un tubo vertical de 10m de altura y 1cm2 de sección, con su boca superior abierta y su boca inferior (o base) tapada. Ese tubo contendrá 1 Litro de agua:

1000 altura por 1cm2 de sección = 1000 cm3 = 1 Litro

y como 1 litro de agua pesa 1kg

Una columna de agua de 10m de altura y 1cm2 de sección ejerce sobre su base una presión de 1kg por cada cm2 (1kg/cm2)

Para los cálculos requeridos en las instalaciones sanitarias esa presión de 1kg/cm2 es considerada de 1 atm. En realidad el valor de 1 atm (presión promedio de la atmósfera terrestre a nivel del mar) es de 1,033 Kg/cm2, pero en instalaciones esa diferencia es insignificante.

La presión del agua no depende de la sección de la columna de agua sino de su altura

Si aumenta la sección:

Si el tubo tuviese el doble de sección (2cm2) su capacidad sería el doble y el peso actuante sería también el doble, pero actuaría sobre el doble de superficie:

2kg pesarían sobre 2 cm2, con una presión de 1 kg/cm2

Si la altura no cambia, la presión sobre cada cm2 seguirá siendo la misma.

Si aumenta la altura:

Si el tubo siguiese siendo de 1cm2 de sección pero tuviese el doble de altura (20m) su capacidad sería también el doble y el peso del agua sería de 2 kg pero actuaría sobre 1cm2 de sección con una presión de 2 kg/cm2.

La presión sobre cada cm2 aumentará en proporción a la altura.

Estos enunciado “teóricos” pueden comprobarse en dos instalaciones que se diferencien en cuanto a la capacidad del tanque de reserva y a la sección de la cañería. Si en la cañería de cada una de ellas se coloca un manómetro a 10m por debajo del pelo de

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agua, ambos manómetros indicaran una presión de 1kg/cm2 por ser igual la altura de las columnas de agua.

1000L 200L 10 m

M M

75mm 50mm

Igual altura de columna de agua con diferente sección de cañería = igual presión de agua.

Teorema básico de la hidrostática:

La diferencia de presiones entre dos puntos de un líquido en equilibrio es igual al peso de la columna de dicho líquido, de base igual a la unidad de medida y altura igual al desnivel entre ambos. P1 . A1

Σ Fγ = 0

γ.h.A P1.A + γ.h.A – P2 A = 0

P2 - P1 = γ.h P2.A

presión en un punto es igual a la presión la superficie del líquido más γ . h

P = Po + γ .h

Si Po = Patm

Patm – Po = Pr presión relativa

El líquido no soporta presiones negativas absolutas, pero sí puede tener presiones relativas negativas (teóricamente el máximo que puedo obtener es –1 atm, vacío)

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H IDRODINÁMICA

Para desplazarse por las cañerías los fluidos deben vencer una serie de resistencias dadas por:

El roce entre las moléculas del fluido El roce contra las paredes del conducto (a paredes más ásperas, mayor rozamiento) Cambios de dirección o de diámetro del conducto.

Parte de la presión con que se desplaza el fluido se emplea en vencer esas resistencias, generándose una progresiva pérdida de presión del fluido a medida que se va avanzando por los conductos. Una de las situaciones en las que este fenómeno toma relevancia es en la presión que el agua tiene en las redes de abastecimiento (nivel piezométrico).

Al proyectar una instalación de agua se trata de que la pérdida de presión (o pérdida de carga) sea la menor posible. Para eso se procura evitar los cambios de dirección o de diámetro, se trata de utilizar caños de buen diámetro con superficie lisa, y se controla la velocidad (porque el rozamiento aumenta con esa velocidad).

Pérdida de carga: Concepto y Naturaleza

Cuando un líquido fluye de (1) a (2), en la tubería indicada en la parte de la energía se disipa bajo la forma de calor; la suma de las tres cargas en (2) (Teorema de Bernoulli) no iguala la carga total en (1). La diferencia se denomina Pérdida de carga y es de gran importancia en los problemas de ingeniería.

Z1 1 2 Z2

PLANO DE REFERENCIA

Figura 1 - Línea de energía

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Ecuación de equilibrio de energía:

222

2

211

1 22 gVPz

gVPz

⋅++=

⋅++

γγ

La resistencia al flujo en el caso del régimen laminar es debida enteramente a la viscosidad.

Si bien esa pérdida de energía comúnmente se llama pérdida por fricción o rozamiento, no se debe suponer que ella se deba a una forma de rozamiento como la que ocurre con los sólidos. Junto a las paredes de los tubos no hay movimiento del fluido. La velocidad se eleva de cero hasta un valor máximo junto al eje del tubo. Se puede así imaginar una serie de capas de movimiento, con velocidades diferentes y responsables de la disipación de energía.

Cuando el flujo se hace en régimen turbulento, la resistencia es el efecto combinado de las fuerzas debidas a la viscosidad y a la inercia. En este caso, la distribución de velocidades en las tuberías depende de la turbulencia, mayor o menor y están influenciadas por las condiciones de las paredes. Un tubo con paredes rugosas causaría mayor turbulencia.

La experiencia ha demostrado que, mientras en el régimen laminar la pérdida por resistencia es una función de la primera potencia de la velocidad, en el movimiento turbulento ella varía, aproximadamente con la segunda potencia de la velocidad.

Clasif icación de las pérdidas de carga: Pérdidas por fricción y pérdidas locales

En la práctica, las tuberías no están constituidas exclusivamente por tubos rectilíneos y no son siempre del mismo diámetro. Hay también piezas especiales como curvas, piezas de derivación, codos, reducciones, etc. responsable de nuevas pérdidas.

Se deben considerar:

a) Pérdidas por fricción: ocasionada por el movimiento del agua en la propia tubería.

b) Pérdidas locales, localizadas o accidentales: provocadas por las piezas especiales y demás características de una instalación.

Estas últimas son relativamente importantes en el caso de tuberías cortas con piezas especiales; en tuberías largas este valor es despreciable comparado con las pérdidas por fricción.

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Pérdida de carga a lo largo de las tuberías: Resistencia al f lujo (fricción)

Diversos investigadores realizaron estudios experimentales para determinar las pérdidas de carga en tuberías Numerosos experimentos conducidos por Darcy y otros investigadores, con tubos de sección circular, concluyen que la resistencia al flujo del agua es:

a) Directamente proporcional a la extensión de la tuberíab) Inversamente proporcional a una potencia del diámetroc) Función de una potencia de la velocidad d) Varía con la naturaleza de las paredes de los tubos (rugosidad), en el caso de

régimen turbulento.e) Es independiente de la posición del tubof) Es independiente de la presión interna bajo la cual el líquido fluye

Para una tubería la pérdida de carga puede ser expresada:

Donde:

hf = pérdida de cargak = coeficiente de fricciónL = longitud de la cañeríaV = velocidadD = diámetro de la cañería

Naturaleza de las paredes de los tubos: Rugosidad

Analizándose la naturaleza o rugosidad de las paredes deben considerarse:

a) Material empleado en la fabricación de los tubosb) Proceso de fabricación de los tubosc) Extensión de los tubos y números de juntasd) Técnica de asentamientoe) Estado de conservación de las paredes de los tubosf) Existencia de revestimientos especialesg) Empleo de medidas protectoras durante el funcionamiento.

Así por ejemplo, un tubo de vidrio evidentemente más liso y ofrece condiciones más favorable al flujo que un tubo de hierro fundido. Una tubería de acero remachado opone mayor resistencia al flujo que una tubería de acero soldado.

Por otro lado, los tubos de hierro fundido por ejemplo, cuando nuevos, ofrecen menor resistencia al escurrimiento que cuando han sido usados. Con el uso, esos tubos se obstruyen, se oxidan y en la superficie pueden surgir “tuberculos” (fenómeno de

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m

n

DVLkhf ⋅=


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corrosión). Estas condiciones se agravan con el tiempo. Modernamente han sido empleados revestimientos internos especiales con el objeto de eliminar o aminorar los inconvenientes de la corrosión.

Otro fenómeno que puede ocurrir en las tuberías es la deposición progresiva de sustancias contenidas en las aguas y la formación de capas adherentes –incrustaciones– que reducen el diámetro útil de los tubos y alteran su rugosidad.

Estas incrustaciones se producen en el caso de aguas muy duras, con porcentajes elevados de ciertas impurezas.

Los factores señalados deben ser considerados cuando se proyectan instalaciones hidráulicas.

Influencia del envejecimiento de los tubos

Con el correr de tiempo y a consecuencia de factores ya señalados, la capacidad de transporte de agua de las tuberías de hierro fundido y acero ( sin revestimientos especiales) va disminuyendo. De acuerdo con las observaciones de Hazen y Williams, la capacidad decrece de acuerdo con los siguientes datos medios:

Tabla 1– Capacidad de las tuberías de hierro y acero

EdadD=4”

(100mm)D=6”

(150mm)D=10”

(250mm)D=16”

(400mm)D=20”

(500mm)D=30”

(750mm)

Tubos nuevos

Q=100% 100 100 100 100 100

Después de 10 años

Q=81% 83 85 86 86 87


Q=68% 72 74 75 76 77


Q=58% 62 65 67 68 69


Q=50% 55 58 61 62 63


Q=43% 49 54 56 57 59

Una ventaja de los tubos de cobre, concreto, asbesto-cemento, plástico, etc. Es el mantenimiento de las características iniciales (capacidad constante).

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Fórmulas de Hazen y Will iams. Actualmente es la expresión más utilizada:

54,063,0355,0 fSDCV ⋅⋅=V = velocidad media, m/sD = diámetro, mSf = pérdida de carga unitaria, m/mC = coeficiente que depende de la naturaleza de las paredes de los tubos (material y estado)

Se recomienda la fórmula de Hazen – Williams para tuberías con diámetros superiores a 50mm (2”). Entre otras ventajas, esta fórmula puede ser aplicada a las tuberías forzadas, como a los conductos libres. Actualmente es la expresión de empleo más común.

Un gran número de observaciones permite establecer con gran criterio el valor del coeficiente C:

L = 1000Ah = 2 mФ = 160 mmC = 140V = ¿Q = ¿

Tabla 2 – Coeficientes C para diferentes materiales

MATERIAL CAcero ondulado 60Acero con uniones, tubos nuevos 130Acero con uniones, en servicio 90Acero galvanizado 125Acero remachado, tubos nuevos 110Acero remachado en uso 85Acero soldado, nuevo 130Acero soldado, en uso 90Acero soldado, con revestimiento especial 130Plomo 130Asbesto 140Cobre 130Concreto, con buena terminación 130Concreto con terminación común 120Hierro fundido, nuevo 130Hierro fundido, después de 15-20 años 100Hierro fundido gastado 90Hierro fundido 130Latón 130Maderas 120Ladrillos 100Vidrio 140Plástico – PVC - PRFV 140

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Fórmula de Darcy

La expresión de Darcy es la siguiente:

L . V2

hf = fD . 2 . g

Donde:

hf = pérdida de carga (m)f = coeficiente de fricciónL = longitud de la tubería (m)V = velocidad media (m/s)D = diámetro del tubo (m)g = aceleración de la gravedad (m /s2 )

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Pérdidas de carga Locales en Tuberías

PÉRDIDAS LOCALES

En las tuberías cualquier causa perturbadora, elemento o dispositivo que venga a establecer o elevar la turbulencia, cambiar la dirección o alterar la velocidad, origina una pérdida de carga.

A consecuencia de la inercia y de los torbellinos, parte de la energía mecánica disponible se convierte en calor y se disipa bajo esa forma, resultando la pérdida de carga. En la práctica, las tuberías no son tubos rectilíneos y del mismo diámetro. Usualmente incluyen piezas especiales y conexiones que, por la forma y disposición, eleva la turbulencia, provoca fricciones y causa el choque de las partículas, dando origen a las pérdidas de carga. Además en los sistemas se presentan diferentes accesorios, como válvulas, medidores, etc., los cuales provocan pérdidas de esta naturaleza.Son estas las perdidas denominadas locales o singulares, por el hecho de resultar específicamente de puntos o partes bien determinadas de las tuberías, al contrario de lo que ocurre con las pérdidas a consecuencia del flujo a lo largo de la misma.

PÉRDIDA DE CARGA DEBIDA AL ENSANCHAMIENTO BRUSCO DE SECCIÓN

En la Figura 2 se muestra esquemáticamente un ensanchamiento brusco de sección . La velocidad V1, en la sección menor, será bastante mayor que la velocidad V2, produciéndose por lo tanto, partículas fluidas más veloces (animadas por la velocidad V1), que se chocan con partículas más lentas de velocidad V2. En la parte inicial de la sección dilatada se forma un anillo de torbellinos que absorben la energía.

Figura 2

Generalmente se considera que en la parte inicial de la sección ensanchada todavía actúa la presión p1, admitiéndose que la presión p2 sea medida aguas debajo de la zona de turbulencia. Considerándose estas secciones y aplicándose Bernoulli,

fhg

VPzg

VPz +⋅

++=⋅

++2

222

211

1 22 γγ

Expresión de donde se obtiene la pérdida de carga hf

−−

⋅−

⋅=

γγ12

22

21

22PP

gV

gVh f (1)

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Considerada la unidad de tiempo, la cantidad de fluido que circula es Q. La resultante que actúa de derecha a izquierda será:

(p2-p1) A2

y la variación de la cantidad de movimiento

21 VVg

Q −γ

Igualándose estas dos expresiones (la variación de la cantidad de movimiento debe igualar al impulso de las fuerzas).

21212 A )p-(p VVg

Q −= γ

2122

212 A )p-(p VVgVA

−⋅⋅

=γ

21212

p-

p VVg

V−=

γγ

Sustituyéndose este valor en (1)

212

22

21

22

22VV

gV

gV

gVh f −−

⋅−

⋅=

( )gVV

gVVVVh f ⋅

−=

⋅+⋅⋅−

=22

2 221

2221

21

( )gVVh f ⋅

−=

2

221 (2)

Expresión conocida como Borda-Bélanger.

En cualquier estrechamiento brusco de sección hay una pérdida de carga local medida por la altura cinética, correspondiente a la pérdida de velocidad.

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EXPRESIÓN GENERAL DE LAS PÉRDIDAS LOCALES

Tomando el valor de V2 en función de V1, en la expresión (2), se encuentra todavía:

12

12 V

AAV =

( )g

VKg

VAA

gVVh f ⋅

=⋅

−=

⋅−

=22

12

21

21

2

2

12

21

De modo general todas las pérdidas de carga locales pueden ser expresadas bajo la forma:

gVKh f ⋅

=2

21

Ecuación general para la cual el coeficiente K puede ser obtenido experimentalmente para cada caso.

Se verificó que el valor de K es prácticamente constante para los valores del número de Reynold superiores a 50.000. Se concluye entonces que para los fines de aplicación práctica, se puede considerar constante el valor de K para determinada pieza, en régimen turbulento, independiente del diámetro de la tubería, de la velocidad y de la naturaleza del flujo.

La Tabla 3 presenta los valores aproximados de K para piezas y pérdidas de comunes en la práctica.

Tabla 3PIEZA Y PERDIDA KAmpliación gradual 0,30*Boquillas 2,75Compuerta, abierta 1,00Controlador de caudal 2,50Codo de 90º 0,90

Codo de 45º 0,40Rejilla 0,75Curva de 90º 0,40Curva de 45º 0,20Curva de 22º30´ 0,10

Entrada normal en tubo 0,50Entrada en borda 1,00Existencia de pequeña derivación 0,03Confluencia 0,40Medidor Venturi 2,50**

Reducción gradual 0,15*Válvula de ángulo, abierto 5,00Válvula compuerta, abierto 0,20Válvula tipo globo, abierto 10,00Salida de tubo 1,00

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T, pasaje directo 0,60T, salida de lado 1,30T, salida bilateral 1,80Válvula de pie 1,75Válvula de retención 2,50Velocidad 1,00

* Con base en la velocidad mayor (sección menor).** Relativa a la velocidad en la tubería.

En la tabla 4 incluye los valores ya calculados V2/2g, pudiéndose también obtenerse estos valores en el diagrama de la Fig. 3

Tabla 4Valores de V 2 (m) 2g

V(m/s) V 2 2g V

V 2 2g V

V 2 2g

0,10 0,00051 1,10 0,0617 2,10 0.2250,15 0,00115 1,15 0,0674 2,15 0,2360,20 0,00204 1,20 0,0734 2,20 0,2470,25 0,00319 1,25 0,0797 2,25 0,2580,30 0,00459 1,30 0,0862 2,30 0,2700,35 0,00624 1,35 0,0929 2,35 0,2820,40 0,00816 1,40 0,0999 2,40 0,2940,45 0,01032 1,45 0,1072 2,45 0,3060,50 0,01274 1,50 0,1147 2,50 0,3190,55 0,01542 1,55 4,1225 2,55 0,3320,60 0,01835 1,60 0,1305 2,60 0,3450,65 0,02154 1,65 0,1388 2,65 0,3580,70 0,02498 1,70 0,1473 2,70 0,3720,75 0,02867 1,75 0,1516 2,75 0,3860,80 0,03262 1,80 0,1652 2,80 0,4000,85 0,03683 1,85 0,1745 2,85 0,4140,90 0,04129 1,90 0,1840 2,90 0,4440,95 0,04600 1,95 0,1938 2,95 0,4291,00 0,05097 2,00 0,2039 3,00 0,4591,05 0,05620 2,05 0,2142 3,05 0,474

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V 2 (m)

0 3,0

0,05

0,10

2g

0,5 1,0 2,0 2,5V (m/s)

0,35

0,40

0,45

Valores de V2

2g

0,15

0,20

0,25

0,30

Figura 3

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PÉRDIDA DE CARGA EN LA ENTRADA DE UNA TUBERÍA

La pérdida de carga que se verifica en la entrada de una tubería (salida de depósitos, tanques, etc.) dependerá bastante de las condiciones que caracterizan el tipo de entrada.

V

(a) (b)

( c) (d)(a) Reentrante o de borda; K = 1,0(b) Normal; K = 0,5(c) Forma de campana; K = 0,05(d) Concordancia con una pieza adicional (reducción); K = 0,10.

Figura 4

La disposición más común, denominada normal, es aquella en que la tubería hace un ángulo de 90° con las paredes o con el fondo de los depósitos, constituyendo una arista viva. Para estas condiciones el valor de K está bien determinado y puede ser igual a 0,5.

En el caso de tubería reentrante, constituyendo la entrada clásica de Borda, las condiciones son favorables y K asume un valor de 1. Si las entradas fuesen redondeadas, el valor de K se reduce sensiblemente hasta llegar a ser igual a 0,05 siempre que obedezca a la forma de campana. La entrada ideal tendría la forma de una transición gradual (K=0,04).

En la práctica, siempre que las proporciones de la obra justifiquen, podrán ser mejoradas las condiciones de entrada, instalándose una reducción en la entrada de la tubería.

PÉRDIDA DE CARGA A LA SALIDA DE LAS TUBERÍAS

La pérdida de carga a la salida de las tuberías puede darse a la entrada de los depósitos o tanques.

Dos situaciones pueden ocurrir en el punto de descarga de las tuberías Figura 5. Si la descarga se efectúa al aire libre habrá un chorro a la salida de la misma, perdiéndose precisamente la energía de velocidad K=1. Si la tubería entra en undepósito, habrá un ensanchamiento de sección, en el caso de que la pérdida corresponda a un valor de K comprendido entre 0,9 1,0.

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V

V 2

2g

Figura 5

PÉRDIDA DE CARGA EN CURVAS

Un error común es la falsa concepción de imaginar que todos los codos o curvas de radio más largos siempre causan pérdidas menores que las de radios más cortos. En realidad, existe un radio de curvatura y un desarrollo óptimo para cada curva. Tabla 5.

Tabla 5 – Curvas de 90°Relación R/D 1 1 ½ 2 4 6 8Valores de K 0,48 0,36 0,27 0,21 0,27 0,36

PÉRDIDA DE CARGA EN VÁLVULAS

Las válvulas ofrecen una gran resistencia al flujo. De la misma forma si están totalmente abiertas, habrá una pérdida de carga sensible, debida a su propia construcción. Figura 6.Par las válvulas de compuertas totalmente abiertas, el valor de K puede variara desde 0,1 a 0,4, conforme a las características de fabricación; 0,2 es un dato medio representativo.Los experimentos de Weisbach llevaron a los siguientes resultados relativos a válvulas de compuerta parcialmente abiertas:

d

Fig. 6

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Tabla 6 – Valores de K para válvulas de compuertad/D a/A K7/8 0,948 0,076/8 0,856 0,265/8 0,740 0,814/8 0,608 2,063/8 0,466 5,522/8 0,315 17,001/8 0,159 97,80

* a/A es la relación de áreas efectivas de las aberturas de paso y de la tubería de sección circular.

PÉRDIDA DE CARGA EN VÁLVULA T IPO MARIPOSALas válvulas tipo mariposas tienen una aplicación cada vez más generalizadas en obras hidráulicas.

δD

D

Figura 2

El valor de K dependerá del ángulo δ, de abertura, siendo aplicables los valores de la.

Tabla 7 – Valores de K para válvulas tipo mariposaδ a/A* K d a/A* K5° 0,913 0,24 40° 0,357 10,810° 0,826 0,52 45° 0,293 18,715° 0,741 0,90 50° 0,234 32,620° 0,658 1,54 55° 0,181 58,825° 0,577 2,51 60° 0,134 118,030° 0,500 3,91 65° 0,094 256,035° 0,426 6,22 70« 0,060 750,0

* a/A es la relación de áreas efectivas de las aberturas de paso y de la tubería de sección circular.

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PÉRDIDA DE CARGA DEBIDA AL ESTRECHAMIENTO DE SECCIÓN

La pérdida de que ocurre en la reducción brusca de diámetro, de una sección A1 a una sección A2, es dada por:

gVKh f ⋅

=2

22

siendo

−=

11

94 2

AAK

Si la reducción fuese gradual, la pérdida sería menor. En este caso, el valor de K, generalmente, esta comprendido entre 0,04 y 0,15.

PÉRDIDA DE CARGA DEBIDA AL ENSANCHAMIENTO GRADUAL DE SECCIÓN

Se comprueba experimentalmente, que los valores de K dependen de la relación entre los diámetros inicial y final, también como de la extensión de la pieza Figura 3. Para las piezas usuales se encuentra

V 2

V I D I D 2

(la 5) D

(2,5 a 10)(D 2 -D i ) Figura 3

3,0=hf a gVVhf

⋅−

=2

5,02

22

1

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PÉRDIDA DE CARGA EN LA CONFLUENCIA DE DOS CORRIENTES

EsquemasRelación

de caudales

Kd Ks

Kd

Q - q Q

Ks

q

q = Q/3 0,25 0,05q = Q/2 0.40 0,30q = 2Q/3 0.50 0,55

q = Q - 0,90

Kd

Q - q Q

Ks

q

q = Q/3 0,06 0,90q = Q/2 0,01 0,92q = 2Q/3 0,12 1,00

q = Q - 1,30

Kd

Q - q Q45º Ks

q

q = Q/3 0,18 despejoq = Q/2 0,11 0,11q = 2Q/3 0,04 0,26

q = Q - 0,38

Kd

Q Q - q

Ks 45º

q = Q/3 despejo 0,55q = Q/2 0,02 0,45q = 2Q/3 0,12 0,32

q = Q - 0,40

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MÉTODO DE LAS LONGITUDES EQUIVALENTES

Un método para tomar en cuenta las pérdidas locales es el de las longitudes equivalentes de tuberías. Una tubería que comprende diversas piezas especiales y otras características, bajo el punto de vista de pérdidas de carga, equivale a una tubería rectilínea de mayor extensión. En esta simple idea se basa un nuevo método para la consideración de las pérdidas locales, método de gran utilidad en la práctica.

Consiste en sumar a la extensión del tubo, para simple efecto de cálculo, extensiones tales que correspondan a la misma pérdida de carga que causarían las piezas especiales existentes en las tuberías. A cada pieza especial corresponde una cierta extensión ficticia y adicional. Teniéndose en consideración todas las piezas especiales y demás causas de pérdidas, se llega a una extensión virtual de tubería.

La pérdida de carga a lo largo de las tuberías, puede ser determinada por la fórmula de Darcy Weisbach.

gDVLfh f ⋅⋅

⋅=2

2

para una determinada tubería, L y D son constantes y como el coeficiente de fricción f no tiene dimensiones, la pérdida de carga será igual al producto de un número puro por la

carga de velocidad g

V⋅2

2

.

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GOLPE DE ARIETE

ConceptoSe denomina golpe de Ariete al choque violento que se produce sobre las paredes de un conducto forzado, cuando el movimiento del líquido es modificado bruscamente.

Linea de carga

V22gV V V= 0

ha

V

Figura 1

En el caso del cierre de una válvula, la fuerza viva con que el agua estaba animada se convertiría en trabajo, Fig.1, determinando en las paredes de la tubería presiones superiores a la carga inicial.

m V = f t

Si t=0, se produce el cierre instantáneo y considerando que el agua fuese incompresible y la tubería no fuese elástica, la sobrepresión tendría un valor infinito.

En la práctica, el cierre siempre lleva algún tiempo, por pequeño que sea y la energía que va a absorberse se transforma en esfuerzos de compresión del agua y deformación de las paredes de la tubería.

Mecanismo del FenómenoLa tubería representada en la figura 2 está conduciendo agua a una cierta velocidad. Considerando a lo largo de la masa líquida varias porciones, que se denominarán láminas se verifica lo siguiente:

1- Con le cierre de la válvula R, la lámina 1 se comprime y su energía de velocidad (velocidad V) se convierte en energía de presión, ocurriendo simultáneamente la dilatación del tubo y esfuerzos internos en la lámina (deformación elástica). Lo mismo sucederá enseguida con la lámina 2, 3, 4.....etc., propagándose una onda de presión hasta la lámina n justo al depósito.

V

1234

5

H

Valvula (R)

21

DEPOSITO



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2- La lámina n, enseguida, debido a los esfuerzos internos y a ala elasticidad del tubo, tiende a salir de la tubería, en dirección al depósito, con velocidad –V, ocurriendo lo mismo sucesivamente con las láminas n-1, n-2,......,4, 3, 2, 1.Mientras tanto, la lámina 1 había quedado con sobrepresión durante el tiempo

CLT ⋅= 2

Siendo T llamada fase o período de la tubería y C la velocidad de propagación de la onda, generalmente denominada celeridad.Existe, entonces, esa tendencia del agua a salir de la tubería, por la extremidad superior. Como la extremidad inferior del tubo está cerrada, habrá una depresión interna. En estas condiciones –V es convertida en una onda de depresión.

3- Debido a la depresión en la tubería, el agua tiende a ocuparla nuevamente, volviendo a la válvula las láminas de encuentro, esta vez con la velocidad V. Y así sucesivamente. (fig.3)En las consideraciones hechas más arriba, fue despreciada la fricción a lo largo de la tubería, que en la práctica, constituye para la amortiguación de los golpes sucesivos. (fig.4)

Fig. 3 Fig.4

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1. CELERIDAD

La velocidad de propagación de la onda puede ser calculada por la conocida fórmula de Allievi,

eDk

C+

=3,48

9900

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en la cual,

C = celeridad de la onda, m/sD = diámetro de los tubos, mE = espesor de los tubos, mK = coeficiente que tiene en cuenta los módulos de elasticidad

Para tubos de hacer, k= 0,5Para tubos de hierro fundido, k=1,0Par tubos de concreto, k=5,0Para tubos de asbesto-cemento, k= 4,4Par tubos de plástico, k=18,0

Para tuberías indeformables E = ∞ , resultando C=1425 m/s, que es la celeridad en el agua.

La celeridad, generalmente del orden de 1000 m/s, algunas veces llega a ser un tercio de este valor.

La tabla presenta valores de celeridad.

eD Acero

k = 0,5Hierro fundidok = 1,0

Hormigónk = 5,0

500 574.2 425.7 247.5400 623.7 465.3 277.2300 702.9 524.7 316.8250 752.4 574.2 346.8200 811.8 623.7 386.1180 841.5 653.4 405.9160 871.2 683.1 425.7140 910.8 722.7 455.4120 950.4 762.3 485.1100 999.9 811.8 524.780 1049.4 871.2 584.160 1118.7 950.4 653.450 1158.3 999.9 702.940 1197.9 1049.4 762.330 1247.4 1118.7 841.520 1296.9 1197.9 950.410 1356.3 1296.9 1118.7

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FASE O PERIODO DE LA TUBERÍA- CLASIFICACIÓN Y DURACIÓN DE LAS MANIOBRAS DE CIERRE

Se denomina fase o período de la tubería el tiempo en que la onda de sobrepresión va y vuelve de una extremidad a otra de la tubería.

CLT ⋅= 2

= fase o período de la tubería

siendo:

L = longitud de la tuberíaC = velocidad de propagación de la onda (celeridad)

Cuando la onda llega, al regresar, ella cambia el sentido, haciendo de nuevo el mismo recorrido de ida y vuelta en el mismo tiempo T, pero con signo contrario, bajo la forma de onda de depresión.

El tiempo de cierre de la válvula es un importante factor. Si el cierre es muy rápido, la válvula quedará completamente cerrada antes de actuar la onda de depresión. Por otro lado, si la válvula es cerrada lentamente, habrá tiempo para que la onda de depresión actúe, antes de la obturación de las maniobras de cierre.

τ = tiempo de maniobra

SiC

L⋅< 2τ Maniobra rápida

SiC

L⋅> 2τ Maniobra lenta

La sobrepresión máxima ocurre la maniobra es rápida, esto es, cuando C

L⋅< 2τ (todavía

no actuó la onda de depresión).

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CIERRE RAPIDO - CALCULO DE LA SOBREPERSION MÁXIMA

La sobrepresión máxima en el extremo de la línea, puede ser calculada por la expresión

gVCha ⋅=

Fig. 6

siendo V la velocidad media del agua y ha el aumento de presión en m de H2O.A lo largo de la tubería la sobrepresión se distribuye conforme el diagrama de la fig.6.

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CIERRE LENTO. FORMULA DE MICHAU, VERSANO

En el caso de la maniobra lenta en que C

L⋅> 2τ , se puede aplicar la fórmula a

aproximada de Michaud, que considera al proporción de la velocidad con T/t, (válida para maniobras de variación lineal de velocidad.).

τT

gVCha ⋅⋅=

V = velocidad media del agua m/sHa = sobrepresión o aumento de presión, m de H2OC= Celeridad, m/s

T = período = C

L⋅2, s

τ = tiempo de maniobra, s

pudiéndose escribir

τC

L

gVCha

⋅

⋅⋅=

2

τ...2

gVLha =

Fig.7

A lo largo de la tubería la sobrepresión se distribuye como indica el diagrama 7.

La fórmula de Michaud también puede ser aplicada para la determinación del tiempo de cierre a ser adoptado, con el fin de que la sobrepresión no sobrepasa determinado valor preestablecido.

La fórmula de Michaud lleva a valores superiores a los verificándose experimentalmente. Sin embargo, todavía viene siendo aplicada en la práctica por ser más segura.

GOLPE DE ARIETE EN LINEAS DE DESCARGA

El caso más importante de golpe de ariete en una línea de descarga de bombas accionadas por motores eléctricos, se verifica luego de una interrupción de energía eléctrica.

En este caso, debido a la inercia de las partes rotativas de los conjuntos elevadores, inmediatamente después de la falta de corriente, la velocidad de las bombas comienza a disminuir, reduciéndose rápidamente el caudal. La columna líquida continúa subiendo por la tubería de descarga, hasta el momento en que la inercia es vencida por la acción de la gravedad. Durante este período se verifica una descompresión en el interior de la tubería.

Enseguida, ocurre la inversión en el sentido del flujo y la columna líquida vuelve a las bombas.

No existiendo válvulas de retención, las bombas comenzarían, entonces, a funcionar como turbinas, girando en sentido contrario.

Con excepción de los casos en que la altura de elevación es pequeña, con descarga libre, en las líneas de bombeo son instaladas válvulas de retención o válvulas check, con el objeto de evitar el retorno del líquido a través de las bombas.

La corriente líquida, al retornar a la bomba, encontrando la válvula de retención cerrada, ocasiona el choque y la compresión del fluido, lo cual da origen a una onda de sobrepresión (golpe de ariete).

Si la válvula check funciona normalmente, cerrándose en el momento preciso, el golpe de ariete no alcanzará el valor correspondiente a dos veces la altura manométrica.

Si, al contrario, la válvula check no cierra rápidamente, la columna líquida retornará, pasando a través de la bomba y con el tiempo, pasará a adquirir velocidades más altas, elevándose considerablemente el golpe de ariete, en el momento en que la válvula funcione (pudiéndose alcanzar 300% de la carga estática, dependiendo del tiempo de cierre).

El cálculo riguroso del golpe de ariete en una instalación de bombeo exige el conocimiento previo de datos relativos a los sistemas de bombeo, que influyen en el fenómeno:

a. El momento de inercia de las partes rotativas de la bomba y del motor (kg X m2);b. Características internas de la bomba (efectos sobre la disipación de energía,

funcionamiento como turbina);c. Condiciones de la bomba en la rama de descarga y comportamiento de la onda de

presión.

Antes de adquiridas y conocidas las bombas, apenas se puede hacer una consideración del golpe de ariete, con base en datos admitidos (aproximados).

El calculo del golpe de ariete, generalmente es hecho por el proceso gráfico de Bergeron Schnyder y Angus.

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Con el objeto de limitar el golpe de ariete en las instalaciones de bombeo, pueden ser tomadas las siguientes medidas de protección:

a. Instalaciones de válvulas de retención ó válvulas check, para cierre, de buena calidad;

b. Empleo de tubos capaces de resistir la presión máxima prevista (generalmente dos veces la presión estática),

c. Adopción de aparatos que limiten el golpe, tales como válvulas de alivio, etc;d. Empleo de cámaras de aire comprimido;e. Utilización de dispositivos especiales, tales como la instalación de volante en los

conjuntos elevadores;f. Construcción de cámaras de compensación o pozos de oscilación.

MEDIDAS GENERALES CONTRA EL GOLPE DE ARIETE

El golpe de ariete es combatido, en la práctica, por varias medidas.

a. Limitación de la velocidad en las tuberías.b. Cierre lento de válvulas o registros, construcción de piezas que no permitan la

obstrucción muy rápida.c. Empleo de válvulas o dispositivos mecánicos especiales, válvulas de alivio, cuyas

descargas impiden valores excesivos de presión.d. Fabricación de tubos con espesor aumentado, teniendo en cuenta la sobrepresión

admitida.e. Construcción de pozos de oscilación (surge tanks) capaces de absorber los golpes,

permitiendo la oscilación del agua. Esta solución es adoptada siempre que las condiciones topográficas sean favorables y las alturas geométricas pequeñas. Los pozos de oscilación deben ser localizados tan próximos como sea posible de la casa de máquinas.


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SISTEMAS DE ABASTECIMIENTO DE AGUA

EL SISTEMA DE ABASTECIMIENTO PÚBLICO DE AGUA ES EL CONJUNTO DE OBRAS, EQUIPOS Y SERVICIOS DESTINADOS A LA PROVISIÓN DE AGUA POTABLE DE UNA COMUNIDAD PARA FINES DE CONSUMO DOMÉSTICO, SERVICIOS PÚBLICOS, CONSUMO INDUSTRIAL Y OTROS USOS.

ESA AGUA SUMINISTRADA POR EL SISTEMA DEBERÁ SER SIEMPRE QUE SEA POSIBLE, EN CANTIDAD SUFICIENTE Y DE LA MEJOR CALIDAD DESDE EL PUNTO DE VISTA FÍSICO, QUÍMICO Y BACTERIOLÓGICO:

CAPTACIÓN: FUENTE DE AGUA SUPERFICIAL (POR EJEMPLO RÍO DE LA PLATA)

SUBTERRÁNEA (ACUÍFERO O NAPA FREÁTICA)

Potabilización: Proceso físico-químico-bacteriológico

Etapas del proceso: Clarificación (Eliminación de partículas) coagulación; decantación; filtración

Desinfección (eliminación de contaminantes)alcalinización; cloración

Control de Calidad: Parámetros especificados por ORGANIZACIÓN MUNDIAL DE LA SALUD (para mas información visitar www.aysa.com.ar

Distribución: Conducción por Gravedad; Conducción por Impulsión a través del Sistema de Redes.

REDES DE DISTRIBUCION

La red de distribución es la unidad del sistema que conduce el agua a los lugares de consumo (casas, industrias, edificios, etc.). Está constituida por un conjunto de tuberías

http://www.aysa.com.ar/


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y piezas especiales dispuestas convenientemente a fin de garantizar el abastecimiento de las unidades componentes de la localidad abastecida.

Los conductos que forman la red de distribución pueden ser así clasificados:

conductos principales conductos secundarios

Se da la denominación de conductos principales a los de mayor diámetro, alimentan a los conductos secundarios.

Los conductos secundarios, de menor diámetro son los encargados del abastecimiento directo a las unidades atendidas por el sistema.

El trazado de los conductos principales debe tener en cuenta principalmente:

calles de tierra calles con pavimento menos rentables calles de menor intensidad de tránsito proximidad de grandes consumidores Proximidad de las áreas y de edificios que deben ser protegidos contra incendios.

TIPOS DE REDES

En general, pueden ser definidos tres tipos principales de redes de distribución, conforme a la disposición de sus conductos principales:

• Redes Abiertas

Redes en “espina de pez”: los conductos principales son trazados a partir de un conducto principal central, con una disposición ramificada que le da esta denominación. Es un sistema típico de ciudades que presentan un desarrollo lineal pronunciado.

Redes en “Grilla”: los conductos principales son sensiblemente paralelos, se conectan en una extremidad a otro conducto principal y tienen sus diámetros decrecientes hacia la otra extremidad


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• Redes de Malla Cerrada

Redes “Malladas”: los conductos principales forman “circuitos” o “paneles” simulando la disposición de mallas. Es un tipo de red que generalmente presenta una eficiencia superior a

las dos anteriores.

4

C D=I

3 5

8

2 6

7AB E

=II

C bF

En este tipo de redes los extremos de las tuberías están conectados entre sí, con lo que suprimen los ramales y en consecuencia zonas de aguas muertas o estancadas, ya que el agua circula continuamente por toda la red.


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VENTAJAS E INCONVENIENTES DE CADA UNO DE LOS SISTEMAS

SISTEMA VENTAJAS DESVENTAJAS

RED ABIERTA

- Distribuye a los usuarios que necesitan las conexiones, sin extenderse por zonas no habitadas

-Mayor economía

- Existencia de puntos de aguas muertas

- Por reparaciones deja sin servicio gran parte de la población

MALLA CERRADA

- No presenta zonas de aguas muertas, el agua circula por toda la red

- Solo se deja sin servicio el tramo que tiene el desperfecto

-Mayor flexibilidad

- Mayor costo

ELEMENTOS BÁSICOS QUE INTEGRAN UNA RED

ELEMENTOS FUNCIÓN

Tuberías Rectas Cilíndricas

Transporte de agua a presión. Cañerías maestras (conductos principales) y cañerías distribuidoras (conductos secundarios).

AcoplamientosPiezas especiales para empalmes y uniones: ramales, curvas, codos, transiciones, reducciones, manguito de reparación, abrazaderas, racores.

Valvulería

Dispositivos-Accesorios que permiten operar y maniobrar las redes: Válvulas Esclusas; Mariposa permiten aislar tramos para restringir o cerrar el paso del agua.Válvulas de aire: se colocan en los puntos altos de la red para eliminar el aire que se acumula.

Hidrante/TMB Protección contra incendio


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Redes secundarias agua.doc 35


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PARÁMETROS DE DISEÑO EN REDES DE DISTRIBUCIÓN

El dimensionamiento de cada una de las estructuras que integran un sistema de abastecimiento de agua potable, nos exige calcular los volúmenes de agua que la instalación debe tratar, elevar, almacenar o distribuir según se trate de planta de tratamiento, equipos de bombeo, tanques o cisternas y redes.

Para la determinación de dichos volúmenes debemos calcular la población a servir y la dotación a suministrar.

En el caso especial de la red, que es una de las partes del sistema de difícil ampliación, el cálculo ha de hacerse considerando la población y dotación futuras, para el período de diseño que se haya estimado, para garantizar así un servicio eficiente por un determinado número de años durante los cuales crecerán paulatinamente la población servida y los consumos unitarios.

PERÍODO DE DISEÑO

Definimos como período de diseño, el lapso que transcurrirá entre la puesta en servicio de un sistema o parte del mismo y el momento en que por su uso o por falta de capacidad para prestar eficiente servicio, se sobrepasan las condiciones establecidas en el proyecto.

En el primer aspecto intervienen una serie de factores como la duración del material, calidad de la construcción, mantenimiento; en el segundo priman los factores socio-económicos, variación de la población y de la dotación. Estos últimos pueden provocar que el período de durabilidad de los componentes del sistema no pueda ser totalmente aprovechados porque la capacidad de los mismos para prestar un servicio adecuado, se hace insuficiente en períodos más cortos.

Para el caso de las redes de distribución que estamos tratando se considera conveniente establecer un periodo de diseño de 20 años, puesto que un proyecto calculado para una población demasiado pequeña corre el riesgo de ser prontamente superado si el desarrollo de la localidad ocurre con mayor rapidez que la prevista. Al mismo tiempo un proyecto de amplitud superior a la necesaria exige una mayor inversión de capital por parte de la población actual, lo que puede hacer peligrar la factibilidad económica del proyecto. Es por lo tanto necesario adoptar un término medio razonable que contemple las circunstancias expuestas.

Este problema puede resolverse cuando el tipo de obra lo permita, proyectando las instalaciones de tal manera que sean posibles ampliaciones sucesivas del sistema, logrando así que los futuros usuarios sufraguen sus propias necesidades.Aplicando este criterio a las redes de distribución, será necesario considerar el posible desarrollo futuro de la población y prever los refuerzos de cañerías que se colocarán a medida que aumente la demanda y obtener mediante intervención en el planeamiento del desarrollo de la localidad, la ubicación de industrias o centros de gran consumo.


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Cuánto más pequeña sea la población considerada más incierta será la previsión a realizar, puesto que cualquier cambio tendrá una incidencia marcada sobre los índices demográficos.

De acuerdo a los datos disponibles de distintas regiones rurales del mundo, se considera razonable que cualquier proyecto de abastecimiento considere como mínimo un aumento de población del orden del 50% para comunidades de menos de 1.000 habitantes y un 30% para aquellas que superen esta cantidad.

En caso de contar con datos fehacientes de censos anteriores unidos a los resultados de la encuesta socio-económica que se debe realizar, nos permitirá utilizando expresiones matemáticas extrapolar la población futura, es lógico que dichas expresiones o sus representaciones gráficas nos indicarán como ha evolucionado la población en el pasado y solo en forma hipotética como lo hará en el futuro. Nos dan una tendencia teórica de crecimiento, pero no pueden traducir las fluctuaciones del número de nacimientos y defunciones ni las tendencias migratorias.

DEFINICIÓN DEL ÁREA A SERVIR

Se determina la zona a abastecer el agua con el fin de determinar el tamaño de la red.

Se fijan dos radios, uno inmediato y otro futuro.

El radio inmediato es el que se construye en primera etapa para abastecer a la población actual y luego se amplia de acuerdo a las necesidades provocadas por el crecimiento de población.

El proyecto se realiza para todo el radio futuro pero la construcción de la red se hace para el inmediato.

POBLACIÓN

Para realizar el estudio de población de cada localidad deberá analizarse la evolución histórica, la estimación actual y la proyección de la población de la localidad.

La evaluación del crecimiento demográfico se realiza por medio de distintos métodos analizándose los resultados obtenidos y determinando el más confiable.

Las proyecciones se realizan a partir del presente año, considerándose como población inicial la correspondiente a la fecha prevista para la habilitación del sistema.

El período de proyección se establece basándose en el período de diseño de las instalaciones (20 años).

Para determinar la población inicial se toman los datos del Censo Nacional de Población y Vivienda del último censo. Los datos consignados por el INDEC en su publicación corresponden a la fecha de realización del mismo.


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EVOLUCIÓN HISTÓRICA DE LA POBLACIÓN

Sobre la base de los datos anteriores se puede calcular la evolución histórica de la localidad a partir del Censo Nacional de 1960 hasta el de 2001 (o hasta 2010 cuando estén publicados los datos por el INDEC) y los correspondientes crecimientos intercensales, como así también las tasas medias anuales para cada período intercensal, las que se calculan basándose en la siguiente expresión.

Donde:

i = tasa media de crecimiento anual durante el período de “n” años (% / año)

P1 = población al comienzo del período intercensal (habitantes)

P2 = población al final del período intercensal (habitantes)

n = duración del período intercensal (años)

Luego se procede al análisis de la evolución, donde podrá observarse si la población esta en período de neto crecimiento o ha alcanzado la saturación.

METODOLOGÍAS DE PROYECCIÓN

A continuación se desarrollan diferentes metodologías de proyección demográfica, a fin de analizar y comparar los resultados que se obtengan.

PROYECCIÓN DEMOGRÁFICA POR TASA DECRECIENTE

En este método la tasa media anual a emplear se define en base a un análisis de las tasas medias anuales de los dos últimos períodos intercensales, por lo tanto se toman como punto de partida los valores extraídos de los tres últimos censos del INDEC.

Las tasas medias anuales históricas se calculan a través de las siguientes expresiones:


−= 1

1

2100 nP

Pi

11

70

80 −= n

PPiI


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donde :

iI = tasa media anual de variación de la población durante el penúltimo período censal, 1980-1991.

iII = tasa media anual de variación de la población del último período censal, 1991-2001.

P70 = N° de habitantes correspondientes al Censo de 1980.



n1 = número de años del período censal 1980-1991 (11 años)

n2 = número de años del período censal 1991-2001 (10 años)

Para definir la tasa con que se proyectará en cada período se comparan tasas iI e iII . Si iII es mayor que iI se toma el promedio de ambas y en caso de ser menor se adopta el valor de la tasa iII.

Una vez definidas las tasas que se usarán para la proyección se aplica la siguiente expresión:

Pn = P0 (1 + i)n

En el caso de las localidades que tuvieron una tasa intercensal decreciente, el método establece que la proyección se realice a tasa constante e igual a la del último período.

DISTRIBUCIÓN DE POBLACIÓN

Además de conocerse la población actual se deben prever las poblaciones futuras y también es necesario saber como se distribuye y como se distribuirán esas poblaciones.

La intensidad de ocupación de un área urbana es expresada por la densidad demográfica (habitantes por hectárea).

Se debe distinguir la densidad bruta de la densidad neta. La densidad bruta resulta de la relación población/área total, incluyendo espacios verdes, áreas libres y vía pública. Para calcularse la densidad neta se considera, apenas, el área efectivamente ocupada. En los proyectos de Saneamiento, generalmente se considera la densidad bruta.

12

80

91 −= n

PPiII


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En la ciudad de San Pablo, por ejemplo, la densidad demográfica por distrito varía de 50 hasta cerca de 400 habitantes/hectárea, de acuerdo a la zona, existiendo áreas limitadas con densidades demográficas más elevadas. El valor medio es un poco inferior a 100 habitantes/hectárea.

Los valores que se presentan a continuación son encontrados frecuentemente:

Hab/haAreas periféricas, casas aisladas, lotes grandes 25-75Casas aisladas, lotes medianos y pequeños 50-100Casas contiguas de 1 planta 75-150Casas contiguas de 2 plantas 100-200Predios de departamentos pequeños 150-300Predios de departamentos grandes 300-900Áreas comerciales 50-150Áreas industriales 25-75Densidad global media 50-150

La Comisión Interestadual de la Cuenca Paraná-Uruguay (C.I.E.B.P.U.) al estudiar las Normas Generales de Construcción y Urbanismo para ciudades del interior de la región, estableció los siguientes valores indicativos para densidades de población.

C.I.E.B.P.U. – Densidad de población (Areas urbanas) Hab/ha

Zona Central

Zona junto al Centro

Zona Intermedia

Zona Externa

Densidad netaDensidad bruta

250125

180100

12575

7590


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CAUDALES CARACTERÍSTICOS

Los caudales característicos utilizados para el diseño de los sistemas de agua potable y desagües cloacales pueden identificarse en el diagrama siguiente:

CAUDALES RESIDENCIALES DE AGUA POTABLESECUENCIA DE CALCULO

QEnCAUDAL MAXIMO HORARIO

α ″

QDnCAUDAL MAXIMO DIARIO

α ′

β = QCn α == β ′ ∗ β ″ CAUDAL MEDIO ANUAL = α ′ ∗ α ″

β ′

QBnCAUDAL MINIMO DIARIO

β ″

QAnCAUDAL MINIMO HORARIO



SGBATOS

800

850

900

950

1,000

1,050

1,100

1,150

1,200

1,250

1,300

C A

U D

A L

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12M E S E S

QC = CAUDAL MEDIO DIARIO

QD

QB

En el gráfico se aprecia la variación típica de los caudales diarios del sistema durante todo un año. El promedio anual de esos caudales diarios se denomina CAUDAL MEDIO DIARIO ANUAL y se identifica como QC en el gráfico.

Obsérvese que QC indica, en realidad, el caudal promedio de agua potable consumida o

líquido cloacal volcado durante un año y no brinda información sobre la variación de los caudales diarios a lo largo de ese año.

Para caracterizar esa variación es necesario identificar a los caudales diarios máximo y mínimo del año, designados por QD y QB en el gráfico, respectivamente.

A su vez, estos caudales representan volúmenes de agua consumida o desagües volcados en un lapso de 24 horas, pero no brindan información sobre cómo varían los caudales horarios durante ese período.

Para ello, es necesario identificar, por una parte, cuál es el CAUDAL MAXIMO HORARIO "QE" que se vuelca durante el día en que se produce el CAUDAL MAXIMO DIARIO QD (ver

gráfico). Este caudal horario se considera el máximo absoluto de ese año.


SGBATOS

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

100 110 120 130 140 150 160

C A

U D

A L

1 2 3 4 5 6 7 8 9 101112131415161718192021222324H O R A S

QD = CAUDAL MAXIMO DIARIO

QE

Por otra parte, el caudal horario mínimo absoluto de ese año será el CAUDAL MININO HORARIO QA que se consume o vuelca durante el día en que se produce el CAUDAL

MINIMO DIARIO QB (ver gráfico).

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

100 110 120 130 140 150 160

C A

U D

A L

1 2 3 4 5 6 7 8 9 101112131415161718192021222324H O R A S

QB = CAUDAL MINIMO DIARIO

QA

Obsérvese que QD y QB representan el caudal promedio diario de los caudales horarios

en las curvas de los Gráficos.


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De acuerdo con lo anterior, en un sistema de agua potable o de desagües cloacales, pueden definirse cinco caudales característicos para cada año del período de diseño. Para el año n será:

QAn : CAUDAL MINIMO HORARIO

QBn : CAUDAL MINIMO DIARIO

QCn : CAUDAL MEDIO DIARIO

QDn : CAUDAL MAXIMO DIARIO

QEn : CAUDAL MAXIMO HORARIO

Como surge de su propia definición, el CAUDAL MEDIO DIARIO QCn, por representar

un promedio anual, resulta útil para calcular parámetros asimilables a ese período, tales como consumos de energía, de productos químicos, costos operativos en general, volúmenes anuales varios, etc.

A su vez, los caudales máximos diarios QDn permiten definir la capacidad de las

instalaciones de bombeo y, en general, de todas aquellas unidades donde existan volúmenes que puedan regular el efecto de los caudales máximos horarios QEn, mientras

que estos caudales máximos horarios (QEn) establecen las dimensiones de todas

aquellas conducciones y unidades no vinculadas a volúmenes de regulación.

Finalmente, los caudales mínimos diarios QAn y horarios QBn permiten verificar las

condiciones de autolimpieza y de no sedimentación en conducciones y unidades de tratamiento de líquidos cloacales y el comportamiento de unidades de bombeo y presiones en redes en sistemas de agua potable.

COEFICIENTES DE CAUDAL

DefiniciónLos caudales QA, QB, QD, QE se obtiene a partir del caudal medio QC, aplicando

diferentes coeficientes de caudal, definidos habitualmente como:

QDα1 = ---- coeficiente máximo diario

QC

QEα2 = ---- coeficiente máximo horario

QD

QBß1 = ---- coeficiente mínimo diario

QC

QAß2 = ---- coeficiente mínimo horario


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QBDe donde surge:

α = α1 * α2 = QE / QC

α = coeficiente total de máximo horario

ß = ß1 * ß2 = QA / QC

ß = coeficiente total de mínimo horario

Coeficientes del día de mayor consumo y de la hora de mayor demanda

El coeficiente del día de mayor consumo (k1) es la relación entre el valor del consumo máximo diario ocurrido en un año y el consumo medio diario relativo a ese año.Los siguientes resultados surgen de observaciones estadísticas, realizadas a tal efecto, en varias regiones:

Alemania (Hütte) α1: 1,6 a 2,0España (Lazaro Urra) 1,5Estados Unidos (Fair-Geyer) 1,2 a 2,0 (media 1,5)Francia (Debauve-Imbeaux) 1,5Inglaterra (Gourley) 1,2 a 1,4Italia (Galizio) 1,5 a 1,6

En el Estado de San Pablo han sido adoptados los siguientes valores:

Interior del Estado 1,25Ciudad de San Pablo (D.A.E.) 1,50

En los países de clima más riguroso y más variable, los valores del coeficiente α1 son más elevados.

Las variaciones horarias del consumo dan origen al coeficiente α2 correspondiente a la hora de mayor demanda.

Los valores de α2 son obtenidos a través de observaciones sistemáticas, de medidores instalados aguas abajo de los reservorios de distribución:

Los siguientes son datos típicos:

Alemania (Hütte) α2: 1,5 a 2,5España (Lazaro Urra) 1,6Estados Unidos (Fair-Geyer) 2,0 a 3,0Francia (Debauve-Imbeaux) 1,5Inglaterra 1,5 a 2,0

Las obras de toma de agua, bombeo de agua cruda, aducción, tratamiento, acumulación y distribución deben ser proyectadas teniendo en cuenta el coeficiente α1 relativo a los días de mayor consumo.


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Siempre que fuesen previstos reservorios de distribución con capacidad adecuada, esos reservorios serán capaces de suplir los volúmenes excedentes en las horas de gran consumo, de modo que las instalaciones situadas aguas arriba no precisen ser dimensionadas con el coeficiente α2.

En esas condiciones, el sistema distribuidor sería calculado con los dos coeficientes (α1 y α2).

Los coeficientes multiplicados constituyen lo que se denomina “coeficiente de refuerzo” (α):

α = α1 . α2

Los valores más comunes del coeficiente de refuerzo (α) están comprendidos entre 1,8 y 2,6.

Si se tuvieran en cuenta las variaciones instantáneas de caudal deberá ser introducido un nuevo coeficiente α3, elevándose el valor de α cerca de 4,0.

FACTORES QUE AFECTAN EL CONSUMO

Muchos son los factores que afectan el consumo de agua de las comunidades, unos de orden general y otros específicos, es decir relacionados con el propio abastecimiento de agua.

Entre los factores genéricos se destacan:

a) Tamaño de la ciudad.En las grandes ciudades donde generalmente un estrato social importante disfruta de un nivel de vida elevado, para satisfacer el cual recurre al uso del agua para diversos fines, el consumo por habitante es mucho mayor que en pequeñas localidades en las cuales el uso del agua se limita a atender las necesidades primarias de uso doméstico.

b) Características de la ciudadNo hay duda de que será diferente el consumo per cápita en ciudades de características distintas, industriales, comerciales, balnearios, etc.El consumo es grandemente afectado por la actividad industrial, por lo tanto en los estudios previos para estimar la dotación, debe considerarse cuidadosamente tipo y cantidad de industrias a abastecer.

c) ClimaEl clima influye en el consumo de agua, elevándolo en aquellas comunidades situadas en regiones tórridas y secas, y reduciendo su valor en las regiones templadas o frías.


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d) Hábitos higiénicosEs evidente que en una población sanitariamente educada el consumo será mayor, ya que el agua es un elemento fundamental para la higiene individual y del medio ambiente.

e) Disposición de los líquidos residuales.En los aglomerados humanos que cuentan con redes cloacales a través de las cuales los materiales de deshecho son fácilmente eliminables, o en aquellas localidades ubicadas en terrenos permeables, donde es difícil la colmatación de los pozos absorbentes el consumo de agua es más elevado que en otras localidades, donde es dificultosa la disposición de las aguas servidas.Se ha comprobado, en localidades donde se han construido redes cloacales hasta un aumento del 100% en la dotación al cabo de 10 años.

FACTORES ESPECÍFICOS:

a) Modalidad del abastecimientoEs evidente que el consumo de agua en comunidades servidas por un sistema público de abastecimiento es mayor que en aquellas donde se cuenta con un sistema rudimentario.En el primer caso se tratará de agua potable, sanitariamente segura, disponible dentro de la vivienda en cantidades satisfactorias para atender las necesidades.En los abastecimientos rudimentarios, el agua se obtiene con dificultad, en muchos casos a precio relativamente alto, generalmente de aspecto desagradable y peligroso para la salud.

b) Calidad del aguaEl agua potable tiene mucha mayor oportunidad de ser utilizada que otra turbia, dura, con olor o sabor desagradable.Cuando es mejorada la calidad del agua por medio de tratamientos, se observa un inmediato aumento del consumo.

c) Presión en la redLa presión en la red afecta grandemente el consumo a través de los derroches y las pérdidas.Partiendo del principio que el caudal a través de un orificio es proporcional a la altura de carga, es claro que las pérdidas siempre existentes en las juntas de las cañerías aumentan con la presión.Los derroches también crecen con la presión pues es mayor el caudal que sale en un determinado tiempo por una canilla abierta o un artefacto defectuoso.

d) Control de consumoCuando el uso del agua es controlado por medio de medidores o reguladores de gasto, y en el primer caso cuando la tarifa es progresiva en función del propio consumo, el valor del mismo per cápita es inferior al registrado en localidades con servicio “por canilla libre”.El uso de medidores generalmente provoca una disminución en el consumo una vez que el agua desperdiciada pasa a ser pagada por los usuarios, puesto que los mismos no tardan en tomar las providencias necesarias para proceder a la reparación de las instalaciones.


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e) Costo del aguaEn aquellos servicios en que los costos son soportados directamente por los usuarios (caso de que existan medidores o tasas diferenciales, para los distintos tipos de conexiones) es evidente que su precio será mayor si el agua es captada a gran distancia, a un nivel muy inferior o si se requiere un tratamiento para su potabilización, que en el caso de contarse con agua naturalmente potable distribuida por gravedad.Es lógico que en el primer caso habra una tendencia a un uso menor como consecuencia de su precio más elevado.

DOTACIÓN

Nomenclatura

Para agua potable, el concepto de consumo medio de agua potable, expresado como cantidad de agua promedio consumida en el año n por cada habitante servido se expresa como:

Dan (lts/hab*día) = DOTACION

Conceptos de Dotación

Es importante diferenciar en una localidad los consumos de agua potable. Una identificación básica que es necesario realizar es la correspondiente a las características del consumidor. Des este punto de vista, los consumos pueden ser identificados como:

1. Consumos RESIDENCIALES2. Consumos NO RESIDENCIALES

En consecuencia, surge que la Dotación de Agua Potable Da, calculada a partir del consumo medio total de agua potable, por cualquier concepto y referido a la población servida exclusivamente, se denomina DOTACION APARENTE:

D aparente = QC / Ps

En la expresión anterior:

QC = Caudal medio diario de agua potable

Ps = Población servida con agua potable

La DOTACION APARENTE expresa un consumo teórico asignado a cada habitante, en base a todos los tipos de consumos de agua esperados en la localidad, sin distinguir si los mismos son de carácter residencial o no residencial (comerciales, industriales,


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municipales, etc.). Esta metodología tiene como consecuencia una gran simplicidad de cálculos, pero no permite la desagregación de consumos y el estudio separado de su variabilidad en el tiempo. Es habitualmente utilizada para realizar cálculos estimativos y comparativos.

La metodología de DOTACION APARENTE puede ser perfeccionada considerando separadamente los habitantes servidos por agua potable exclusivamente de aquellos que cuentan con servicio de agua potable y desagües cloacales. Es común la consideración de que quienes cuentan con servicio de desagües cloacales incrementarán sus consumos de agua potable entre un 10 % y un 30 % con respecto a aquellos que solo cuentan con servicio de agua.

Si se realiza una separación de los tipos de usuarios, corresponde la consideración de cada tipo de usuario de los sistemas de agua potable y desagües cloacales:

1. Usuarios Residenciales1.1 Con servicio de agua potable exclusivamente1.2 Con servicios de agua potable y desagües cloacales.

2. Usuarios No Residenciales2.1 Servicios de Infraestructura

a Escuelas (litros/alumno)b Hospitales (litros/cama)c Otros

2.2 Servicios Municipalesa Plazas, Jardines, etc.b Riego y Limpieza de Callesc Otros

2.3 Usos Comercialesa Hotelesb Bares y Restaurantesc Piscinas de Nataciónd Locales Comercialese Otros

2.4 Usos Industrialesa Lavaderosb Estaciones de Servicioc Peluqueríasd Envasadoras de Gaseosase Fábricas de Hielof Fábricas de Heladosg Otras Industrias de alto consumo de agua en sus

procesosh Otras Industrias de bajo consumo de agua en sus

procesos

En todos los casos, debe realizarse un estudio de los consumos esperados originados en el proceso industrial involucrado, considerando además la demanda de agua que surge por usos propios del personal, correspondientes a higiene, limpieza y consumo directo del mismo.


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Cuando se realiza un estudio detallado como el señalado precedentemente, debe considerarse para cada tipo de consumo la evolución esperada en el tiempo, basándose en indicadores de expansión de la localidad.

Habitualmente, dada la dificultad de realizar un estudio detallado de usos de agua no residenciales, se calculan los consumos como la sumatoria de:

A Consumos ResidencialesB Consumos No Residenciales correspondientes a usos de infraestructura,

tales como escuelas y hospitales.C Grandes Usuarios, cuyo consumo puede ser fácilmente estimado, tales

como hoteles (litros/huésped o habitación), bares y restaurantes (litros/mesa) o industrias radicadas en la localidad y que pueden aportar información concreta sobre los consumos. Otra forma, es estimar el consumo de los Grandes Usuarios como un porcentaje del consumo de los Usuarios Residenciales.

El Vuelco Cloacal, al igual que la Dotación de Agua, puede ser estimado según los mismos conceptos y criterios. Es importante destacar que cuando se adopta un criterio para determinar los consumos de agua, debe ser adoptado el mismo para establecer el Vuelco Cloacal. Es decir, que si para los consumos de agua se utiliza el criterio de la Dotación Aparente, el criterio de Vuelco Aparente deberá ser utilizado para los desagües cloacales, considerando el coeficiente adecuado que permite estimar, para cada caso, que fracción del agua consumida es vertida al sistema cloacal.

Dotación Media de Agua

Es importante definir el criterio a seguir para fijar la dotación media de agua, ya que esta dotación puede surgir de valores medidos o de la aplicación de las Normas de Diseño de Sistemas de Agua Potable. En el primero de los casos pueden surgir diferencias importantes, según la metodología estadística que se aplique sobre los valores disponibles.

Evidentemente, de no existir registros confiables de macromedición y micromedición de agua potable, es conveniente remitirse directamente a las dotaciones establecidas en las normas de agua potable. No necesariamente, éstos registros deben pertenecer a la localidad en estudio, ya que es posible aplicar valores conocidos de otras áreas de características similares. En estos casos, el proyectista debe poder identificar claramente las similitudes y diferencias, para aplicar las correcciones que sean necesarias.

De existir registros confiables de macro y micromedición, los mismos deben abarcar por lo menos registros de volúmenes mensuales de los últimos 36 meses para que posean consistencia estadística. Los datos disponibles permitirán calcular la dotación media por períodos de 12 meses en base a la siguiente expresión:

Dan = Vacn / Psn * dn (3)

Donde:

Dan = dotación media de agua potable en el año n


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Vac = volumen total de agua consumida en 12 meses

Psn = población media en el período de 12 meses

dn = cantidad de días del período de 12 meses

La dotación inicial de agua a adoptar puede obtenerse como promedio de los valores parciales:

Dao = Da1 + Da2 + ........ Dan / n (4)

En este punto, es importante analizar si se observa o no una tendencia hacia el crecimiento de la dotación de agua, la que, de verificarse, deberá ser tomada en cuenta por el proyectista.

Otro aspecto importante es el de asegurarse que se está tomando el valor adecuado de Vacn basándose en los valores medidos. Si existen registros confiables de macro y

micromedición, los volúmenes Vacn estarán en valores intermedios entre los arrojados

por la macro y la micromedición, ya que los primeros incluyen las pérdidas en la red de distribución mientras que es muy probable que los segundos midan por defecto, por falta de mantenimiento y reposición. En casos especiales, los micromedidores pueden arrojar lecturas en exceso, cuando se producen situaciones de falta de agua y se registra el aire que pasa por los mismos.

Si sólo se cuenta con macromedición, habrá que reducir los valores medidos en función de las pérdidas estimadas en la red, que pueden oscilar entre no menos del 15 % hasta 40 % o más, según el estado de la misma.

Si sólo se cuenta con micromedición, será conveniente aumentar los volúmenes medidos, para compensar los errores mayoritariamente en defecto de los medidores domiciliarios. Estos errores suelen estimarse entre no menos del 5 % y el 30 % ó más, según el estado de los medidores.

CONSUMOS USUALES

Consumo Doméstico

Bebida y Cocina 10-20 litros/cap.díaLavado de ropa 10-20 litros/cap.díaBaño y lavado de manos 25-55 litros/cap.díaInstalaciones sanitarias 15-25 litros/cap.díaOtros usos 15-30 litros/cap.día

Subtotal 75-150 litros/cap.día

Pérdidas y Desperdicios 25-50 litros/cap.díaTotal 100-200 litros/cap.día


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Lavado de automóviles/vez 100-200 litros/cap.díaRegado de jardines/m2 1-3 litros

Consumo Comercial

Oficinas Comerciales:Per cápita 50 litros/díaPor m2 de área útil 10 litros/día

Comercios:Pequeños (hasta 50 m2), valor mínimo 500 litros/díaGrandes/m2 de superficie 8 litros/día

Restaurantes:Por alimento 25 litros/día

Bares:Pequeños (hasta 50 m2), valor mínimo 2000 litros/díaEn general/m2 de superficie 40 litros/díaHoteles y pensiones, por huésped 120 litros/díaHospitales, por cama, valor mínimo 2.50 litros/día

Consumo Industrial

Uso sanitario de los empleados/cap. 70 litros/díaUsos en procesos industriales (consumo muy variable):Mataderos/kg carne 250-450 litros/díaCurtiembres/kg cuero 50-60 litros/díaLácteos/kg prod. 1-5 litros/díaPapel/kg 100-400 litros/díaAzucarera/kg azúcar 50-100 litros/díaTejidos de algodón/kg 10-20 litros/día

Consumo Público

El consumo público puede presentar variaciones extremas, dependiendo de la extensión de las medidas de control puestas en práctica por el servicio. En general el consumo público corresponde al 10-30% del consumo doméstico (5 a 15%) del consumo total.

Pérdidas y Desperdicios

Las pérdidas generalmente se verifican en todas las partes de un sistema de abastecimiento de agua (aducción, tratamiento, acumulación y distribución), sea a través de la operación o a través de defectos, fugas de las canalizaciones, etc.Un relevamiento concluido recientemente en la ciudad de Campinas, Estado de San Pablo (1962) reveló la existencia de pérdidas evaluadas en 18% del agua utilizada.Los buenos servicios en general presentan pérdidas que alcanzan del 10 al 20%.CUOTA PER CAPITA

La suma de todas las parcelas de consumo mencionadas llevan al valor medio total, generalmente designado como “consumo per cápita” o “cuota per cápita” (valor medio anual).

De un estudio realizado en los Estados Unidos por la American Water Works Association, en 1955, abarcando 477 ciudades, resultaron valores medios comprendidos entre 437 y 553

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litros diarios per cápita. Estos resultados fueron bastante influenciados por consumos industriales elevados y por el hecho de no haber mediciones completas en varias ciudades.

Los valores siguientes son señalados como representativos, en los Estados Unidos:Al establecerse la cuota per cápita es muy importante considerar el sistema de provisión que deberá prevalecer. La provisión con hidrómetros y tarifas adecuadas o sin hidrómetros y sin tarifas adecuadas. La experiencia demuestra que frecuentemente la adopción generalizada de hidrómetros (servicio medido) proporciona reducciones permanentes en el consumo del orden del 25 a 50%.

En otras palabras, la inexistencia de medidores lleva a aumentos del consumo del 33 al 100%.

Población Servicio con Medidores Servicio sin MedidoresHasta 5.000 habitantes 100-150 litros/cap. 200-300 litros/capDe 5.000 a 25.000 hab. 150-200 litros/cap. 300-400 litros/capDe 25.000 a 100.000 hab. 200-250 litros/cap 400-500 litros/capEncima de 100.000 hab. 250-300 litros/cap 500-600 litros/cap

CALCULO DE LA DOTACION

La dotación asignada deberá justificarse basándose en la capacidad de la fuente, a la influencia del clima y a los resultados de la encuesta socio-económica.El SNAP podrá considerar aquellos casos especiales documentados, en que la capacidad de la fuente, en estrecha relación con los costos de exploración, permitan superar los valores iniciales y futuros que más adelante se detallan.

Dotación Inicial

Para la determinación de la dotación promedio inicial de la localidad se adoptará los siguientes valores:a) surtidores públicos: 40 l/hab.díab) Conexiones domiciliarias con control de consumo entre: 75 y 200 l/hab.día.c) Conexiones domiliciarias con medidor de consumo hasta 200 l/hab.día.d) Conexiones para comercio e industrias alimenticias de servicio de la población: serán de

instalación obligatoria, con regulador o con medidor de consumo, debiendo el proyectista justificar sólo la dotación aplicada en este último caso cuando exceda el valor indicado en c).

e) Conexiones para escuelas, hospitales y hoteles: serán de instalación obligatoria, con regulador o medidor de consumo, debiéndose adoptar los siguientes valores:

Escuelas: 20/200 l/alumno.díaHospitales 200/300 l/cama.díaHoteles 100/200 l/cama.día

f) Conexiones especiales compatibles con la capacidad de la fuente: serán con medidor y el proyectista deberá justificar la dotación adoptada en cada caso.

Es de destacar que los valore sindicados en b), c) y e) no contemplan la existencia inicial de red de desagües cloacales e incluyen los gastos por consumos no domésticos.

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Dotación Final

Para la determinación de la dotación futura en las distintas etapas del sistema proyectado con una vida útil de 20 años, se aplicarán coeficientes a la dotación inicial promedio, que contemplen los siguientes valores:

a) Crecimiento del consumo doméstico con el tiempoDerivan del uso generalizado del agua, al adquirir hábitos de higiene y de las mayores necesidades creadas por el confort. El crecimiento resulta inversamente proporcional a la dotación promedio inicial. En consecuencia, para este concepto el coeficiente a aplicar variará entre 0,5% y 1% por año y acumulable. El primer valor se aplicará a las localidades con dotación promedio inicial alto (200 l/hab.día) y el segundo por el contrario, a aquellas localidades cuya dotación inicial promedio es baja (75 l/hab.día). Los valores intermedios se obtendrán linealmente.

b) Crecimiento del consumo no domésticoEl concepto de consumo no doméstico involucra los gastos efectuados por comercios e industrias del tipo común de las localidades del Plan, pérdidas en la red de distribución y conexiones domiciliarias, fraudes voluntarios, la derrochada por los consumidores y por último aquellos consumos no contabilizados por los reguladores y medidores. Solo se considerará el incremento de consumo provocado por los comercios e industrias, aplicándose un coeficiente de hasta el 20%. Los casos especiales deberán ser considerados por separado.

c) Posibilidad de proveer servicios cloacales durante la vida útil del sistema.La existencia de un sistema colectivo de desagües cloacales incrementa el consumo doméstico por lo cual deberá documentarse la necesidad del mismo y estudiarse la fecha a partir de la cual tendrá incidencia en el valor de la dotación futura. El coeficiente se aplicará gradualmente hasta un valor máximo del 33%. La dotación futura no podrá exceder de los 320 l/hab.día para los casos en que se prevea la necesidad de dotar de servicios cloacales a la localidad, durante la vida útil del proyecto y de 240 l/hab.día en aquellos casos donde no se estime necesario llevar a cabo tal construcción.

PROYECTO RENOVACION RED SECUNDARIA DE AGUA

(Ejemplo)

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INDICE

PROYECTO Y MEMORIA DE CALCULO 2

1. INTRUDUCCION Y ALCANCE 32. DESCRIPCION DEL PROYECTO 33. PARAMETROS BASICOS DE DISEÑO 4

3.1. Periodo de diseño 43.2. Población de diseño 43.3. Dotación de consumo de agua 43.4. Coeficiente de caudal 43.5. Caudales de diseño 5

4. MEMORIA DE CÁLCULO DE LA RED DE AGUA POTABLE 54.1. Cálculo hidráulico 64.1.1. Material de las conducciones, diámetros mínimos y presiones mínimas. 64.1.2. Determinación de la demanda de cada nudo de la red principal. 64.1.3. Resultados de la simulación hidráulica. 7

RELEVAMIENTO FOTOGRAFICO 14

PLANO DE RELAVAMIENTO 20

PLANO DE PROYECTO 21

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PROYECTO Y MEMORIA

DE CÁLCULO

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INTRODUCCION Y ALCANCE

El siguiente documento contiene la Memoria técnico-descriptiva del Proyecto de Renovación red secundaria de agua en la zona denominada "…………………….…..” en el Partido de …………………, de acuerdo a la Orden de compra ……………. incluye todos los antecedentes recopilados para la preparación del proyecto detallado.

DESCRIPCION DEL PROYECTOLa zona en estudio está limitada por las calles: …………………, …………………, del partido de ………………….

El sistema de distribución estará constituida por cañerías maestras de PEAD 80, clase 10, en DN 110mm y cañerías distribuidoras del mismo material, DN 75mm, en un total de 3.085 metros con sus correspondientes accesorios y conexiones domiciliarias.

La población beneficiada en el área del proyecto, será de 1.540 hab actuales y 1.774 futuros.

Dadas las desfavorables características de los suelos se ha diseñado un sistema de doble cañería distribuidora (una por cada vereda).

La alimentación de la red se hará a través de de la cañería de HF de DN 200mm, ubicada en la calle …………………,en su intersección con la calle ………………….

El proyecto se ha desarrollado sobre la base de los siguientes componentes:

Caños y piezas especiales de de Polietileno de Alta Densidad (PEAD) (IRAM 13485/98), clase 10.

Válvulas esclusas de fundición dúctil, clase 10. Piezas especiales de PEAD para nudos de interconexión.

Las longitudes totales aproximadas de cañería a instalar son las siguientes:

Diámetro nominal(mm)

Longitud aproximada(m)

75110

20551030

El número de conexiones domiciliarias según el relevamiento realizado es de 299, 15 baldíos y una escuela primaria.

En el caso que al momento de ejecución de la obra se registrara alguna diferencia en el número de conexiones, así como en sus diámetros, las cifras deberán ser ajustadas.El diámetro considerado uniforme para la cotización de las conexiones de 20,4 mm.

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PARAMETROS BASICOS DE DISEÑO

Para el cálculo de la red de distribución del área en estudio se consideran los siguientes parámetros de diseño.

• Periodo de diseño

• Población de diseño

• Dotación de consumo de agua

• Coeficientes de caudal

• Caudales de diseño

•

PERIODO DE DISEÑO

Período de diseño es el tiempo, medido en años durante el cual se proyecta el sistema y sus partes integrantes para cumplir con las funciones para las cuales fue diseñado. Para el presente proyecto se adopta un Período de diseño de 20 años. Considerando como año inicial el 2010.

POBLACIÓN DE DISEÑO

La Población de diseño fue calculada a partir del número de conexiones a incorporar al sistema y de la densidad de habitantes por conexión.Para el diseño de la infraestructura fueron consideradas el total de las conexiones residenciales, las actuales y las futuras (último año del proyecto).

La cantidad de conexiones actuales es de 299 y 15 baldíos, datos que surge del relevamiento realizado, en donde se identificaron los mismos, ver Plano Nº 44589

Se han considerado una densidad promedio de 5 hab por conexión y un coeficiente de crecimiento demográfico de 1,03 para el 2010 y de 1,13 para el 2030, datos proporcionado por Aysa.

Para la conexión de la escuela primaria se considero 400 alumnos con una demanda de 40 l/d por alumno.

El producto de la cantidad de conexiones residenciales por la densidad de habitantes por conexión afectado por el valor de crecimiento demográfico resulta ser la población de proyecto. En consecuencia se obtiene:

Año 2010 1.540 hab.

Año 2030 1.774 hab.

DOTACIÓN DE CONSUMO DE AGUA

La dotación de consumo es la la cantidad de agua promedio consumida en el año n por cada habitante servido. Para el presente proyecto se adopta una dotación de consumo de 250 L/hab día.

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COEFICIENTE DE CAUDAL

Se adopta un coeficiente pico de caudal α de 1,8.

CAUDALES DE DISEÑO

Demanda residencial

A partir de población beneficiada y de la dotación de consumo definida anteriormente se calcula el caudal de diseño de obra.

QE = P . D . α

Donde:P = Población D = Dotación población residencial α = Coeficiente de caudal

QE = 1.774 hab . 250 L/hab d . 1,8 / 86.400 s/d= 9,24 L/s

Demanda no residencial (Escuela)

Cantidad de alumnos: 400 Dotación: 40 l/alumnos día

Qescuela = P . D

Qe = 400 alumnos. 40 L/alumnos d / 86.400 s/d= 0,185 L/s

MEMORIA DE CÁLCULO DE LA RED DE AGUA POTABLE

Calculo hidráulico

El cálculo de la red de distribución se realizó mediante el simulador hidráulico EPANET 2.0, programa de computación para la modelización de redes de agua desarrollado por la Environmental Protección Agency de E.E.U.U. Con el mismo, a partir de las demandas asignadas y la cota topográfica de cada nudo de la red, las características de cada tramo de las conducciones que la componen (diámetro, longitud, coeficiente de rugosidad) y la presión en el punto de alimentación, se obtienen los distintos parámetros de funcionamiento: caudales y pérdidas de carga unitaria de cada tramo, presiones en los nudos, etc.

Para el cálculo de la pérdida de carga se adopta la fórmula de Hazen – Williams con un coeficiente de rugosidad de C = 140, correspondiente al material seleccionado para el diseño (PEAD).

Para el cálculo de la pérdida de carga se utiliza la fórmula siguiente:

87,4

85,1

85,1 DQ*

)c*279,0(LH =

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donde:

H = pérdida de cargaL = longitud de la tuberíac = coeficiente de Hazen-WilliamsQ = caudal (m3/s) D = diámetro interno de la tubería

Material de las conducciones, diámetros mínimos y presiones mínimas

El material de las conducciones proyectadas será PEAD. Se adopta como diámetro mínimo para las cañerías que componen la red DN 75 mm. La presión mínima, en cualquier punto de la red deberá ser mayor o igual a 12 m.c.a.

Determinación de la demanda de cada nudo de la red principalLa determinación de la demanda de los nudos se realiza estableciendo áreas de influencia para cada uno. Para la designación de los caudales se procedió a contar las unidades habitacionales incluidas en cada área de influencia y multiplicarlas por un caudal unitario por unidad habitacional.Las áreas asignadas a cada nudo se indican en la Figura 1 y los caudales que corresponden a cada nudo se calculan en la Tabla 9. Los caudales unitarios definidos para cada conexión se calculan en la Tabla 8.

Con estos valores y los restantes necesarios para la corrida de la simulación se carga el programa EPANET 2.0.

Tabla 8- Conexiones domiciliarias

USO Nº conexiones Demanda (Qe) (l/s)

Demanda unitaria por

conexión (l/s)Residencial 313 9,24 0,0294Escuela 1 0,185 0,1850

Tabla 9- Caudales por nodos

Nudo Conexiones Lotes

Caudal (l/s)

1 59 1,7352 67 1,9993 16 0,4704 39 1,1475 50 1,4706 49 1,4417 13 0,3828 20 0,588

9 1 (Escuela Primaria) 0,185

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1.1.1. Resultados de la simulación hidráulica

Se incluyen los resultados de la corrida del programa EPANET a través de las siguientes tablas:

Tabla 10: muestra los datos ingresados al programa en cada uno de los nudos y los parámetros de funcionamiento de cada uno de ellos.

: muestra los datos ingresados al programa para cada una de las cañerías que componen la red principal y los parámetros de funcionamiento de cada una de ellas.

Tabla 10- Nudos

ID Nudo Cota

(m) Demanda

Base (lps) Presión

(mca) 1 1,5 1,7346 122 1,5 1,97 123 0 0,4704 13,354 0 1,1466 13,285 0 1,4406 13,276 0 1,47 13,277 0 0,3822 13,258 0 0,588 13,239 0 0,185 13,42

10 13,5 Sin Valor 011 13,5 Sin Valor 0

Tabla 11- Cañerías

ID Línea Longitud (m)Diámetro

(mm) RugosidadCaudal

(lps)Perdida unit.

(m/Km)1 1 315 140 4,48 0,012 103,55 110 140 2,27 0,673 72,95 75 140 0,63 0,414 93,76 110 140 1,12 0,185 121,54 110 140 0,69 0,076 251,4 75 140 0,34 0,137 155,49 110 140 2,74 0,958 321,93 110 140 0,01 09 76,95 110 140 2,94 1,08

10 147,43 110 140 2,76 0,9611 152,73 75 140 0,25 0,07

12 1 315 140 4,91 0,02

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Para cumplir con una presión mínima de 12 mca se necesita una presión de agua en el empalme de 12 mts.

Los resultados de la simulación se encuentran en las siguientes figuras:

• Figura 1: Áreas de influencia Nudos.• Figura 2: se indica en el mismo la numeración asignada a los nudos y cañerías.• Figura 3: se indica cotas topográficas de los nudos y longitud de los tramos.• Figura 4: se indica diámetros de las cañerías y presión en cada unos de los nudos.• Figura 5: se indica pérdida unitaria de carga en las cañerías y demanda basa en cada

uno de los nudos.

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FIGURA 1: Áreas de influencia Nudos

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Figura 2 - Identificación Nudos y cañerías

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Figura 3 - Topografía y longitud de tramos

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Figura 4 – Diámetro de cañerías y presión en los nudos

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Figura 5 – Pérdida de carga en las cañerías y demanda base

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Documents

Redes secundarias de agua